Programa de Apoio à Produção de Material Didático
José Augusto de Lollo
(Org.)
SOLOS COLAPSÍVEIS
Identificação, comportamento,
impactos, riscos e soluções tecnológicas
São Paulo
2008
©Pró-Reitoria de Graduação, Universidade Estadual Paulista, 2008.
S689
Solos colapsíveis : identificação, comportamento, impactos,
riscos e soluções tecnológicas / José Augusto de Lollo
(Org.) . – São Paulo : Cultura Acadêmica : Universidade
Estadual Paulista, Pró Reitoria de Graduação, 2008
262 p.
ISBN 978-85-98605-66-1
1. Solos colapsíveis. I. Lollo, José Augusto de.
CDD 631.4
Ficha catalográfica elaborada pela Coordenadoria Geral de Bibliotecas da Unesp
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À PRODUÇÃO DE MATERIAL DIDÁTICO
Considerando a importância da produção de material
didático-pedagógico dedicado ao ensino de graduação e de
pós-graduação, a Reitoria da UNESP, por meio da PróReitoria de Graduação (PROGRAD) e em parceria com a
Fundação Editora UNESP (FEU), mantém o Programa de
Apoio à Produção de Material Didático de Docentes da
UNESP, que contempla textos de apoio às aulas, material
audiovisual, homepages, softwares, material artístico e outras
mídias, sob o selo CULTURA ACADÊMICA da Editora da
UNESP, disponibilizando aos alunos material didático de
qualidade com baixo custo e editado sob demanda.
Assim, é com satisfação que colocamos à disposição da
comunidade acadêmica mais esta obra, “Solos Colapsíveis:
identificação, comportamento, impactos, riscos e soluções
tecnológicas”, de autoria do Professor Dr. José Augusto
de Lollo e colaboradores, da Faculdade de Engenharia do
Câmpus de Ilha Solteira, esperando que ela traga contribuição não apenas para estudantes da UNESP, mas para todos
aqueles interessados no assunto abordado.
Sumário
Capítulo 1 – Fundamentos ......................................................
Origem dos Solos .................................................................
Classificação dos Solos ........................................................
Classificação Genética Geral...............................................
Classificação Granulométrica ..............................................
Classificação Unificada ......................................................
Classificação segundo a AASHTO ......................................
Classificação MCT .............................................................
Índices Físicos ......................................................................
Tensões nos Solos ................................................................
Resistência ao Cisalhamento ................................................
11
11
16
19
20
27
30
32
37
41
45
Capítulo 2 – Características dos Solos Colapsíveis...............
Introdução.............................................................................
Origem..................................................................................
Aterro Compactado ............................................................
Depósitos de Origem Eólica ................................................
Depósitos de Origem Aluvial ..............................................
Perfis de Solos Residuais ....................................................
Granulometria.......................................................................
Índices Físicos e Limites de Consistência ............................
Classificação.........................................................................
Estrutura ...............................................................................
59
59
59
61
61
62
62
63
64
66
67
Capítulo 3 – Mecânica dos Solos não Saturados...................
Introdução.............................................................................
Sucção ..................................................................................
73
73
75
8
SOLOS COLAPSÍVEIS
Fluxo de Água nos Solos .....................................................
Resistência...........................................................................
84
89
Capítulo 4 – Propriedades dos Solos Colapsíveis.................
Introdução............................................................................
Comportamento À Compressão...........................................
Ensaio Edométrico Simples ................................................
Ensaio Edométrico Duplo ..................................................
Ensaio Edométrico com Sucção Controlada .........................
Resistência ao Cisalhamento ...............................................
Permeabilidade ....................................................................
95
95
96
98
99
101
106
112
Capítulo 5 – Conseqüências do Processo de Colapso ..........
Nas Fundações da Edificação ..............................................
Na Alvenaria da Edificação.................................................
No Acabamento da Edificação ............................................
Na Estrutura da Edificação ..................................................
119
119
120
126
127
Capítulo 6 – Identificação dos Solos Colapsíveis .................
Introdução............................................................................
Critérios Baseados em Índices Físicos do Solo ...................
Critérios Baseados em Ensaios de Laboratório ...................
Critérios Baseados em Ensaios de Penetração de Campo ...
Critérios Baseados em outros Ensaios de Campo................
129
129
137
140
147
150
Capítulo 7 – Influência do Fluido de Umedecimento no
Processo de Colapso................................................................
Introdução............................................................................
Ação dos Fluidos no Solo....................................................
Influência do Esgoto e seus Componentes ..........................
155
155
155
161
Capítulo 8 – Fundações em Solos Colapsíveis ......................
Introdução............................................................................
Elementos de Fundação Rasa ..............................................
175
175
177
SUMÁRIO
9
Dimensionamento de Fundações Rasas................................
Blocos de Fundação ...........................................................
Sapatas de Fundação ..........................................................
Fundação em Radier ...........................................................
Elementos de Fundação Profunda ........................................
Tubulões ...........................................................................
Estacas ..............................................................................
Soluções para Solos Colapsíveis ..........................................
Problemas com Fundações em Solos Colapsíveis ..................
Problemas Pós-construção ..................................................
180
180
181
183
185
185
188
195
195
200
Capítulos 9 – Impactos Ambientais Devidos ao Colapso .....
Introdução.............................................................................
Conceitos em Impactos Ambientais .....................................
Colapso de Solos como Gerador de Impactos......................
Impactos Diretos ................................................................
Impactos Indiretos..............................................................
Avaliação de Impactos em Solos Colapsíveis ......................
Prevenção e Mitigação de Impactos em Solos Colapsíveis....
Prevenção..........................................................................
Mitigação ..........................................................................
203
203
203
207
210
211
212
213
213
214
Capítulo 10 – Avaliação de Riscos em Solos Colapsíveis .....
Introdução.............................................................................
Conceitos..............................................................................
Processo de Avaliação e Intervenção ...................................
Identificação e Análise de Riscos ........................................
Representação Cartográfica de Riscos ..................................
Gerenciamento de Riscos ....................................................
Exemplo de Avaliação de Riscos .........................................
Identificação e Análise .......................................................
Representação Cartográfica.................................................
Gerenciamento de Riscos ....................................................
217
217
218
220
220
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225
228
228
233
236
10
SOLOS COLAPSÍVEIS
Referências Bibliográficas........................................................
239
Lista de Figuras ........................................................................
253
Lista de Tabelas ........................................................................
259
Sobre os Autores.......................................................................
261
Capítulo 1
Fundamentos
Paulo César Lodi
Origem dos Solos
O termo solo é aplicado na Engenharia Geotécnica para
designar o material granular que cobre a maior parte da superfície terrestre. Seu significado difere daquele empregado na área
agronômica que considera apenas os horizontes superficiais de
pequena espessura que podem conter matéria orgânica.
No contexto geotécnico, o solo pode ser definido como o
material resultante da desagregação das rochas apresentando
um índice de vazios maior que a rocha que o originou. É, portanto, constituído por um conjunto de partículas sólidas, água e
gases. Normalmente, é a fase sólida que irá caracterizar o solo
e esta pode variar em sua forma e tamanho. As demais fases
(líquida e gasosa) correspondem ao material presente nos poros do solo.
A origem dos solos está relacionada à decomposição que
ocorre nas rochas presentes na crosta terrestre. Essa decomposição é resultante da ação dos agentes físicos, químicos e biológicos (intemperismo). Esses agentes podem ocorrer simultaneamente na natureza e acabam por se complementarem no
processo de formação das rochas.
Isso fica demonstrado quando analisamos o efeito da
temperatura e da água nas rochas. Variações climáticas podem
levar ao trincamento das rochas e, por conseguinte, a água irá
penetrar essas trincas atacando quimicamente os minerais.
Pode ocorrer também, que o congelamento da água nas trincas
leve ao fissuramento da rocha devido às tensões geradas.
12
SOLOS COLAPSÍVEIS
Machado (2001) ressalta que os processos de intemperismo físico reduzem o tamanho das partículas, aumentando
sua área de superfície e facilitando o trabalho do intemperismo
químico. Já os processos químicos e biológicos podem causar
a completa alteração física da rocha e alterar suas propriedades
químicas.
O Intemperismo físico não altera a composição química
da rocha. Os agentes do intemperismo físico são: as variações
de temperatura, o repuxo coloidal, ciclos gelo/degelo e alívio
de pressões em maciços rochosos.
Por outro lado, o intemperismo químico irá provocar alterações na estrutura química das rochas. A hidrólise, hidratação (responsável pela expansão da rocha) e carbonatação
(principalmente em rochas calcárias) são os exemplos clássicos de intemperismo químico. Desses processos, a hidrólise é
aquele de maior significado, pois conduz à destruição dos silicatos. O intemperismo biológico é resultante da ação de esforços mecânicos induzidos por raízes de vegetais, escavação de
roedores e, até mesmo, a própria ação humana.
Pinto (2000) ressalta que o conjunto desses processos
ocorre mais freqüentemente em climas quentes e que, conseqüentemente, os solos serão misturas de partículas pequenas
que se diferenciam pelo tamanho e pela composição química.
Analisando a formação dos solos face aos tipos de intemperismo, verifica-se que os solos resultantes de intemperismo físico irão apresentar composição química semelhante à
da rocha que lhes originou. O intemperismo químico, por sua
vez, irá formar solos mais profundos e mais finos que aqueles
formados onde há predominância do intemperismo físico.
Os solos irão apresentar características diferenciadas
conforme seu processo de formação. Os principais tipos de
solos quanto à sua origem são os solos residuais, solos transportados, solos orgânicos e solos de evolução pedogenética.
Os solos residuais são aqueles onde os materiais resultantes permanecem no local de decomposição da rocha. O processo de transporte ocorre numa velocidade menor do que a
taxa de decomposição da rocha. Essa taxa de decomposição irá
FUNDAMENTOS
13
depender de fatores como a temperatura, precipitação e vegetação. Nas regiões tropicais as condições são mais favoráveis a
taxas elevadas de degradação. Isso explica o aparecimento de
solos residuais nessas regiões.
Os horizontes formados pela ação do intemperismo variam mais intensamente da superfície para as camadas inferiores. Segundo Vargas (1978), esses horizontes são denominados de: horizonte I (de evolução pedogenética), horizonte II
(residual intermediário), horizonte III (residual profundo),
horizonte IV (alteração de rocha) e, rocha sã fissurada. A Figura 1 ilustra tais horizontes.
Figura 1 – Perfil do solo proveniente da alteração da rocha (PINTO,
2000).
O horizonte denominado residual maduro é o horizonte
superficial onde o solo perdeu sua estrutura original tornandose relativamente homogêneo. O solo saprolítico é caracterizado pelo horizonte onde o solo ainda guarda características da
rocha que lhe deu origem, inclusive veios intrusivos, fissuras,
xistosidade e camadas. No entanto, sua resistência já se encontra bastante reduzida podendo-se, pela pressão dos dedos, desfragmentar-se completamente.
Os horizontes de rocha alterada são aqueles onde a alteração progrediu, ao longo de zonas de menor resistência, dei-
14
SOLOS COLAPSÍVEIS
xando relativamente intactos grandes blocos da rocha original
envolvidos por solo de alteração de rocha.
Solos transportados são aqueles originados por algum
agente de transporte que os conduziram até o seu local atual.
Sua classificação é feita de acordo com o agente de transporte,
a saber: solos coluvionares (transportados por gravidade), aluvionares (transportados pela água), eólicos (transportados pelo
vento) e glaciais (transportados por geleiras).
Os solos coluvionares são aqueles formados pela ação da
gravidade. Vargas (1978) cita o exemplo das escarpas da Serra
do Mar onde os mantos de solo residual com blocos de rocha
podem escorregar, sob a ação de seu peso próprio, durante
chuva violentas, indo acumular-se ao pé do talude em depósito
de material detrítico, geralmente fofo, formando os “talus”.
Esses talus estão sujeitos a movimentos de rastejo.
Pode ocorrer erosão no topo de morros com solo residual
profundamente alterado com conseqüente deposição coluvial
nos vales, resultando numa topografia suavemente ondulada. É
o caso do Planalto Brasileiro onde ocorrem camadas recentes
de solo coluvial fino sobre solo residual de material semelhante. Entre esses solos, é comum o surgimento e uma camada de
pedregulho que delimita seu contato, facilitando a distinção
das camadas. Este tipo de depósito sofreu uma evolução pedológica posterior a sua deposição.
Os solos aluvionares são aqueles nos quais o agente
transportador foi essencialmente a água. Sua constituição depende da velocidade das águas no momento de deposição.
Podem-se enumerar alguns tipos de solos aluvionares: solos
marinhos (água dos oceanos e mares), solos fluviais (água dos
rios) e solos pluviais (água de chuvas).
O processo ocorre quando grandes volumes de água
transportam os detritos das erosões e os sedimentam em camadas. Geralmente as camadas de pedregulho sedimentam-se
inicialmente seguidas das areias, siltes e argilas. Dessa forma,
nota-se que onde as velocidades da água são maiores, os grãos
maiores serão depositados sendo as partículas menores trans-
FUNDAMENTOS
15
portadas até locais onde há diminuição da velocidade do fluxo,
permitindo o processo de sedimentação.
O transporte pelo vento origina os solos eólicos. A força
do vento seleciona muito mais do que a água os pesos dos
grãos que podem ser transportados. Isso implica na uniformidade dos grãos dos depósitos eólicos. Como os grãos maiores
e mais pesados não podem ser transportados, e as argilas têm
seus grãos unidos pela coesão, formando torrões dificilmente
levados pelo vento, a ação do transporte do vento se restringe
ao caso das areias finas ou siltes.
Um exemplo típico são as areias constituintes dos arenitos brasileiros por ser uma rocha sedimentar com partículas
previamente transportadas pelo vento. Outros exemplos são as
dunas nas praias litorâneas e os depósitos de “loess” muito
comuns em outros países. O “loess”, comum na Europa oriental, geralmente contém grandes quantidades de cal, responsável por sua grande resistência inicial. Quando umedecido, contudo, o cimento calcário existente no solo pode ser dissolvido
e solo entra em colapso.
Os solos de origem glacial são mais comuns no hemisfério norte, sendo de pequena importância para o contexto nacional. São formados pela movimentação das geleiras pela
ação da gravidade. Nesse movimento gravitacional, ocorre o
transporte de partículas de solo e rocha. Quando ocorre o degelo, esses detritos acabam se depositando no terreno. Variados tamanhos de partículas são transportados. Dessa forma, os
solos formados são bastante heterogêneos com granulometrias
que variam de grandes blocos de rocha até materiais com granulometria fina.
Os solos orgânicos são aqueles formados pela mistura de
restos de organismos com sedimento. Geralmente apresentam
uma cor escura (presença de húmus) e forte odor característico. Sua textura é geralmente fina e sua ocorrência é comum
nas baixadas litorâneas e nas várzeas dos rios e córregos. Tais
solos são altamente compressíveis apresentando alto índice de
vazios com baixa capacidade de suporte (VARGAS, 1978;
PINTO 2000). As turfas são solos fibrosos resultantes da con-
16
SOLOS COLAPSÍVEIS
centração de folhas, caules e troncos de florestas. É um tipo de
solo extremamente deformável com elevada permeabilidade
que permite que os recalques devido às ações externas ocorram rapidamente.
A evolução pedogenética envolve processos físico-químicos e biológicos responsáveis pela formação dos solos na
agricultura. Essa formação ocorre pela lixiviação dos horizontes superiores com concentração de partículas coloidais nos
horizontes profundos.
A camada superficial tem pouco interesse para a engenharia e é denominada de “solo superficial” por possuir pequena espessura. Por outro lado, os solos porosos cuja formação ocorre devido a uma evolução pedogenética em clima
tropical de alternâncias secas no inverno e extremamente úmidas no verão, possuem grande interesse técnico.
Esses solos são denominados lateríticos e possuem espessuras que podem facilmente superar 10m ocupando extensas áreas do território brasileiro. Sua fração argila é constituída
basicamente de minerais cauliníticos com elevada concentração de ferro e alumínio na forma de óxidos e hidróxidos. Daí,
sua coloração avermelhada.
São solos de granulometria predominantemente arenosa,
com presença de parcelas de argila. Apresentam-se na natureza
na condição não-saturada com elevado índice de vazios, e baixa capacidade de suporte.
Classificação dos Solos
Do ponto de vista da Engenharia, a classificação de um
solo assume um papel extremamente importante no entendimento de seu comportamento frente às solicitações que este
poderá experimentar nas obras. Nesse particular, muitas classificações surgiram e procuram enquadrar o solo dentro do contexto próprio de interesse.
Deve-se ter em mente que as diversas classificações
existentes devem ser empregadas considerando-se suas limitações. Isso ocorre porque o sistema utilizado para classificar um
FUNDAMENTOS
17
solo para fins rodoviários pode ser totalmente ineficiente para
o mesmo solo em relação à sua utilização como material de
construção ou para fundações, uma vez que diferentes usos do
solo significam diferentes solicitações.
Pinto (2000) ressalta que mesmo aqueles que criticam os
sistemas de classificação não têm outra maneira de relatar suas
experiências senão através dos resultados obtidos num determinado problema para um tipo específico de solo. Esse tipo
específico, quando mencionado, deve ser inteligível a todos
dentro do sistema de classificação que foi utilizado.
Um sistema de classificação ideal ainda não existe e,
apesar das certas limitações, os sistemas de classificação vigentes ajudam a entender preliminarmente o comportamento
dos solos e, com base em tal conhecimento, planejar a obtenção dos principais parâmetros dentro de um projeto.
Bueno & Vilar (1998) ressaltam que um sistema de
classificação, dentro do que se espera destes, deve possuir
alguns requisitos básicos, tais como: ser simples e facilmente
memorizável para permitir rápida determinação do grupo ao
qual o solo pertence; ser flexível para se tornar particular ou
geral conforme a situação exigir e, ser capaz de se subdividir
posteriormente.
Os principais tipos de classificação dos solos são: classificação por tipo de solos, classificação genética geral, classificação textural (granulométrica), classificação unificada (SUCS
ou USCS – Unified Soil Classification System) e o sistema de
classificação dos solos proposto pela AASHTO (American
Association of State Highway and Transportation Officials).
Deve-se salientar, contudo, que os dois últimos sistemas
de classificação citados foram desenvolvidos para classificar
solos de países de clima temperado, não apresentando resultados satisfatórios quando utilizados na classificação de solos
tropicais (saprolíticos e lateríticos), cuja gênese é bastante diferenciada daquela dos solos para os quais estas classificações
foram elaboradas.
Por essa razão, e devido à significativa ocorrência de
solos lateríticos nas regiões Sul e Sudeste do país, foi elabo-
18
SOLOS COLAPSÍVEIS
rada uma classificação especialmente destinada à classificação de solos tropicais. Esta classificação, brasileira, denominada de Classificação MCT, começou a se desenvolver
na década de 70, sendo apresentada oficialmente em 1980
(NOGAMI & VILIBOR, 1980).
Os solos podem ser identificados e descritos por meio de
análises simples e diretas com base em seu manuseio em campo ou em laboratório. Esse tipo de análise é denominada de
táctil-visual e é apenas uma análise primária do tipo de solo.
Ensaios rápidos são realizados procurando-se determinar
determinadas características predominantes do solo e, a partir
disso, as demais características. Esse tipo de análise deve vir
sempre acompanhado de ensaios específicos de laboratório
para a quantificação exata das propriedades do solo. Os testes
normalmente realizados são:
a) Teste visual e táctil: baseado na observação macroscópica do solo e verificação da sensação ao tato da
mistura de solo com água. As areias são ásperas ao
tacto e apresentam partículas visíveis a olho nu; o silte
é menos áspero que a areia, mas perceptível ao tacto;
as argilas quando molhadas apresentam ao tato uma
semelhança com pasta de sabão escorregadia e quando
secas, proporcionam uma sensação de farinha.
b) Teste de sujar as mãos: com uma pasta de solo +
água na palma da mão, se coloca a mão sob água corrente observando a lavagem do solo. O solo arenoso
escorrendo facilmente da mão. O solo siltoso só se
limpa depois de algum tempo de contato com a água
requerendo certa fricção para a limpeza total. As argilas apresentam maior dificuldade de se soltarem
das mãos em contato com a água, mesmo quando se
aplica fricção.
c) Teste de desagregação do solo submerso: observa-se
a desagregação de um torrão de solo parcialmente
imerso em recipiente com água. Essa desagregação é
rápida para solos são arenosos e siltosos e lenta quando os solos são argilosos.
FUNDAMENTOS
19
d) Teste de resistência do solo seco: verifica-se a resistência de um torrão do solo ao se tentar desfazê-lo
com a pressão dos dedos. As argilas apresentam
grande resistência enquanto que os siltes e areias
apresentam baixa resistência.
e) Teste de dispersão em água: coloca-se uma quantidade de solo numa proveta com água e após agitação
da mistura, verifica-se o tempo para a deposição das
partículas. A maior parte das partículas que constituem os solos arenosos tendem a se depositar mais
rapidamente (15 a 30 segundos); os solos siltosos levam mais tempo (até 60 minutos) e os solos argilosos
podem ficar horas em suspensão.
Os solos orgânicos são identificados a partir de sua coloração, que geralmente é cinza ou escura. Possuem odor característico de material em decomposição e podem ser inflamáveis quando secos. Após esses testes, procura-se classificar o
solo conforme as informações obtidas acrescentando-se também a cor do solo e sua procedência.
Importante ressaltar que esse tipo de classificação fornece resultados mais qualitativos do que quantitativos. Análises
mais elaboradas devem ser feitas para a quantificação das frações predominantes de areia, silte e argila em cada solo.
Classificação Genética Geral
A classificação genética geral classifica os solos de acordo com a sua formação tendo como base os fatores natureza
da rocha de origem, clima regional, agente de transporte, relevo regional e processos orgânicos. O conhecimento da origem dos solos é fator de suma importância para a melhor
compreensão das características e parâmetros obtidos para o
solo. Esse tipo de classificação abrange os solos descritos
anteriormente (tipos de solos com relação à sua origem): solos residuais, solos transportados, solos orgânicos e solos de
evolução pedogenética.
20
SOLOS COLAPSÍVEIS
Classificação Granulométrica
As partículas dos solos possuem diferentes tamanhos e a
medida desses tamanhos é feita por meio da análise granulométrica do solo a qual é representada na curva de distribuição granulométrica em escala semilog com o eixo das abscissas representando
o diâmetro equivalente das partículas e o eixo das ordenadas contendo as porcentagens relativas a cada classe de tamanho.
O ensaio de granulometria geralmente é feito de acordo
com o tipo de solo. Para solos grossos, utiliza-se somente o
peneiramento que é realizado por meio de peneiras pré-distribuídas conforme especificação de norma. As quantidades retidas em cada peneira são então determinadas.
Para solos finos, o processo de peneiramento torna-se
impraticável. Recorre-se então, ao processo de sedimentação
que consiste na medida indireta da velocidade de queda das
partículas em meio aquoso.
A medida de densidade, feita com um densímetro, fornece
também a profundidade de queda da partícula (z) que é a distância entre a superfície da suspensão até o centro do bulbo do
densímetro. Dessa forma, a velocidade de queda da partícula,
enunciada anteriormente, pode ser calculada pela razão entre a
profundidade de queda (z) e o tempo para que isso ocorra. Isso
permite a determinação do diâmetro equivalente (Di) das partículas para a fração fina do solo. A expressão a seguir apresenta
uma forma prática para o cálculo do diâmetro das partículas.
⎡
μ
Di = 0,005530.⎢
⋅
(
)
−
ρ
ρ
W
⎣ S
1
z⎤2
⎥
t⎦
Di = diâmetro equivalente (mm); z = profundidade de queda da
partícula (cm);
ρS – ρW = diferença entre a massa específica dos sólidos e da
água (g/cm3);
μ = viscosidade dinâmica da água (em Pa.s; desprezando-se a
potência 10-4) e,
t = tempo de leitura (min).
FUNDAMENTOS
21
Após um tempo t, admitindo-se a uniformidade da suspensão, as partículas com diâmetros maiores que D, estarão
abaixo de z. A percentagem de partículas com diâmetros equivalentes menores que o valor calculado pela expressão anterior, após um tempo t qualquer, é obtida pela expressão:
P ( < Di ) =
ρS
100
⋅
⋅ [r ( H ) − rW ( H )]
M S ρ S − 1,00
P(<Di) = Porcentagem de partículas com diâmetros menores
que Di;
r(H) = leitura na suspensão a uma temperatura T e,
rW(H) = leitura na solução (água destilada + defloculante) à
mesma temperatura T.
Como os solos são constituídos por diferentes tamanhos
de partículas, é comum adotar-se o processo de peneiramento
em conjunto com o processo de sedimentação para a medida
da textura dos solos. Tal processo é denominado análise granulométrica conjunta. A fim de separar partículas que possam
estar agrupadas, são usadas substâncias defloculantes (como
hexametafosfato de sódio, silicato de sódio, e outros).
Depois de obtida a curva granulométrica do solo, há a
necessidade de classificá-lo de acordo com a sua textura (tamanho relativo dos grãos). Para tanto, existem diversas escalas
granulométricas que adotam intervalos específicos dos diâmetros dos grãos das diferentes frações de solo. As escalas mais
comuns são as escalas da ABNT e do MIT. A Figura 2 ilustra
uma curva granulométrica com a respectiva escala da ABNT e
as porcentagens obtidas para cada fração de solo.
Os solos granulares (Figura 3) poderão ser denominados
“bem graduados” ou “mal graduados” de acordo com a distribuição dos tamanhos de partículas. Solos com distribuição
contínua de tamanho (curva granulométrica a) são designados
“bem graduados”, solos com concentração de partículas em
determinada classe de tamanha são denominados “mal graduados” (curvas b e c). Nesse caso a curva granulométrica pode
ser uniforme (curva c) ou pode haver ausência de uma faixa de
tamanhos de grãos (curva b).
22
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 2 – Curva de distribuição granulométrica do solo (RODRIGUES, 2003).
CURVA GRANULOMÉTRICA
100
Percentagem que Passa (%)
90
80
70
60
50
40
30
20
10
0
0,001
0,01
0,1
1
10
Diâmetro dos Grãos (mm)
Figura 3 – Curvas granulométricas de solos com diferentes graduações (MACHADO, 2001).
Essa característica do solo granular pode ser expressa em
função de um coeficiente de não uniformidade (CNU) dado
pela seguinte relação:
FUNDAMENTOS
CNU =
23
D60
D10
Outro coeficiente também utilizado é o coeficiente de
curvatura (CC) da curva granulométrica.
2
CC =
D30
D10 ⋅ D60
D10 (Diâmetro efetivo) = abertura da peneira para a qual temos
10% das partículas passando (10% das partículas são mais
finas que o diâmetro efetivo).
D30 e D60 – O mesmo que o diâmetro efetivo, para as percentagens de 30 e 60%, respectivamente.
O coeficiente de não uniformidade (CNU) indica a amplitude dos grãos enquanto que o coeficiente de curvatura
(CC) fornece a idéia do formato da curva permitindo detectar
descontinuidades no conjunto. Quanto maior é o valor de CNU
mais bem graduado é o solo. Dificilmente ocorrem areias com
valores de CC fora do intervalo de 1 a 3. Daí, a pouca importância que se dá a esse coeficiente.
A classificação da curva granulométrica pode ser feita
de acordo com os seguintes intervalos para CNU e CC:
CNU < 5 → muito uniforme; 5 < CNU < 15 → uniformidade média; CNU > 15 → não uniforme; 1 < CC < 3 → solo
bem graduado; CC < 1 ou CC > 3 → solo mal graduado.
Finalmente, é importante ressaltar que somente o diâmetro efetivo (D10) e o CNU não são suficientes para representar
por si só a curva granulométrica, uma vez que solos distintos
podem apresentar os mesmos valores de D10 e CNU. Dessa
forma, somente a curva granulométrica pode identificar um
solo quanto à sua classificação textural.
Do ponto de vista de engenharia, a análise granulométrica por si só não consegue retratar o comportamento do solo. A
fração de finos presente exerce papel fundamental. O comportamento dos solos finos irá depender de diversos fatores como
24
SOLOS COLAPSÍVEIS
sua composição mineralógica, sua umidade, sua estrutura e até
seu grau de saturação.
Quanto menor a partícula de um solo, menor será sua
superfície específica e, portanto, maior será sua plasticidade.
As partículas de argilominerais presentes num solo diferem
grandemente em sua estrutura mineralógica. Isso faz com que
solos com a mesma quantidade da fração argila, apresentem
comportamentos completamente diversos em função do argilomineral presente.
Como ressalta Pinto (2000), o estudo dos mineraisargilas é muito complexo e, por isso, o Engenheiro Químico
Atterberg propôs alguns ensaios para quantificar, de forma
indireta, o comportamento do solo na presença de água. Esses
ensaios foram padronizados por Arthur Casagrande. Em função da quantidade de água presente num solo, podemos ter
os seguintes estados de consistência: líquido, plástico, semisólido e sólido:
Figura 4 – Estados e limites de consistência do solo.
O estado líquido é caracterizado pela ausência de resistência ao cisalhamento e o solo assume as características de
um líquido. Quando o solo começa a perder umidade, passa a
apresentar o comportamento plástico, ou seja, deforma-se sem
variação volumétrica. Na seqüência, com a perda de mais
água, o material torna-se quebradiço (estado semi-sólido). No
estado sólido (menor quantidade de água), não ocorrem mais
variações volumétricas pela secagem do solo.
Os teores de umidade correspondentes às mudanças de
estado são denominados de Limite de Liquidez (LL), Limite
de Plasticidade (LP), e Limite de Contração (LC). O LL é o
teor de umidade que delimita a fronteira entre o estado líquido
e plástico. O LP delimita o estado plástico do semi-sólido e,
o LC, o estado semi-sólido do sólido.
FUNDAMENTOS
25
Os valores de LL e LP são de uso mais corriqueiro na engenharia geotécnica. Os ensaios para caracterização dos limites
de consistência são padronizados pela ABNT (NBR 6459 –
Limite de Liquidez; NBR 7180 – Limite de Plasticidade).
Com base nos valores dos limites de consistência é possível obter outros dois índices, a saber: o índice de plasticidade
(IP) e o índice de consistência (IC). Esses índices são chamados de índices de consistência e são de utilização muito comum na prática. No entanto, o IC, por não acompanhar com
fidelidade as variações de consistência de um solo, tem caído
em desuso. O valor do IP pode ser obtido pela diferença entre
o LL e o LP:
IP = LL – LP
O índice de plasticidade procura medir a plasticidade do
solo e representa a quantidade de água necessária a acrescentar
ao solo para que este passe do estado plástico para o líquido. A
seguir, são apresentados alguns intervalos do IP para a classificação do solo quanto à plasticidade: IP = 0 → Não Plástico;
1 < IP < 7 → Pouco Plástico; 7 < IP < 15 → Plasticidade Média; IP > 15 → Muito Plástico.
Dentro desse contexto, quanto maior for o valor de IP,
tanto mais plástico será o solo. Contudo, VARGAS (1978)
adverte que somente o IP não é suficiente para julgar a plasticidade dos solos e que há a necessidade de se conhecer os valores de LL e LP.
Para tanto, o gráfico idealizado por Casagrande serve de
referência para a classificação da plasticidade do solo. O gráfico apresentado na Figura 5, utiliza os valores de IP e de LL
sendo dividido em quatro regiões delimitadas pelas linhas A e
B e pela linha U, que constitui o limite superior para o qual
não ocorrem valores de IP e LL.
Se o ponto obtido com os valores de LL e IP cair na região acima da linha A, o solo será muito plástico e, abaixo,
pouco plástico. Valores de LL acima de 50% (à direita da linha
B) definem um solo muito compressível enquanto que valores
de LL abaixo de 50% (à esquerda da linha B) definem um solo
pouco compressível.
26
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 5 – Gráfico de Plasticidade de Casagrande (VARGAS, 1978).
A Tabela 1 apresenta alguns valores de LL e IP para alguns solos brasileiros conforme PINTO (2000).
Como a constituição mineralógica dos argilominerais é
bastante variada, pode acontecer que em determinado tipo de
solo os valores dos índices de consistência sejam elevados
enquanto o teor de argila presente é baixo. Quando isso ocorre,
diz-se que a argila é muito ativa.
Tabela 1 – Valores de LL e IP para alguns solos típicos brasileiros
(PINTO, 2000).
Solos
Residuais de arenito (arenosos finos)
Residual de gnaisse
Residual de basalto
Residual de granito
Argilas orgânicas de várzeas quaternárias
Argilas orgânicas de baixadas litorâneas
Argila porosa vermelha de São Paulo
Argilas variegadas de São Paulo
Areias argilosas variegadas de São Paulo
Argilas duras, cinzas, de São Paulo
LL (%)
29-44
45-55
45-70
45-55
70
120
65 a 85
40 a 80
20 a 40
64
IP (%)
11-20
20-25
20-30
14-18
30
80
25 a 40
15 a 45
5 a 15
42
FUNDAMENTOS
27
Existem no interior do Brasil, solos com porcentagem pequena de argila (em torno de 15%) que mostram plasticidade
elevada e coesão notável principalmente quando secos. Essa
pequena fração da argila presente no solo consegue transmitir a
este um comportamento argiloso. A medida da atividade da
fração argilosa no solo pode ser feita pela seguinte expressão:
A=
IP
% < 0,002mm
IP é o índice de Plasticidade e o termo %<0.002mm representa
a percentagem de partícula com diâmetro inferior a 2µ presente no solo. De acordo com a proposta, a argila poderá ser classificada, segundo sua atividade, em: Argila inativa: A < 0,75;
Argila normal: 0,75 < A < 1,25; Argila ativa: A > 1,25.
Classificação Unificada (SUCS)
Sistema de classificação proposto por Arthur Casagrande,
em 1942, destinado à utilização na construção de aeroportos sendo posteriormente adotado pelo U.S. Corps of Engineers, razão
pela qual às vezes é designado Classificação da U.S. Corps of
Engineers. Posteriormente, essa classificação passou a ser utilizada também para uso em barragens e outras obras geotécnicas.
Essa classificação adota a curva granulométrica e os limites de consistência do solo como critérios de definição das
classes. Nos solos nos quais se considera que a fração fina não
existe em quantidade suficiente para afetar o seu comportamento, a classificação é feita de acordo com a sua curva granulométrica, enquanto nos solos que têm seu comportamento
controlado pelas suas frações finas (silte e argila), a classificação é feita de acordo com suas características de plasticidade.
Os solos são classificados com duas letras com origem
na língua inglesa: um prefixo relacionado ao tipo e um sufixo
que corresponde a granulometria e a plasticidade.
Os solos grossos (aqueles que tiverem mais de 50%
retidos na peneira #200) recebem os prefixos G (Gravel) ou
28
SOLOS COLAPSÍVEIS
S (Sand) e os subgrupos são W (Well – bem graduado),
P (Poor – mal graduado), M (Mud – presença de finos não
plásticos) e C (Clay – presença de finos com expressiva plasticidade). Dessa forma, os solos poderão ser GW, GP, GM, GC,
SW, SP, SM e SC. A sistemática de classificação dos solos
grossos pode ser observada na Figura 6.
Figura 6 – Classificação de solos de acordo com o SUCS (MACHADO, 2001).
SOLOS GROSSOS
Pedregulho (G). Mais que 50% da
fração grossa retido na # 4 (4.75 mm)
Menos que 5%
passam na #
200
Se Cu > 4 e
1<Cc<3
GW
Finos
ML ou MH
GP
GM
Nomes
duplos:
GW-GM
Menos que 5%
passam na #
200
Mais que
12% passam
na # 200
Entre 5 e 12%
passam na #
200
Senão
Areia (S). Menos que 50% da fração
grossa retido na # 4 (4.75 mm)
Finos
CL ou CH
GC
Entre 5 e 12%
passam na #
200
Se Cu > 6
e 1<Cc<3
Senão
SW
SP
Mais que
12% passam
na # 200
Finos
ML ou MH
SM
Finos
CL ou CH
SC
Nomes
duplos:
SW-SM
Os solos finos serão aqueles que tiverem mais de 50%
passando na #200. Os principais tipos serão designados pelas
letras M (Mo), C (Clay) e O (Organic). Cada grupo pode ser
dividido nos subgrupos H (High – alta plasticidade – LL >
50%) e L (Low – baixa plasticidade – LL < 50%). Os solos
formados por esse grupo poderão ser MH, ML, CH, CL, OH
E OL.
Para uma visualização da classificação dos solos finos,
pode-se recorrer à Carta de Plasticidade de Casagrande (Figura
7) a qual foi desenvolvida de modo a agrupar os solos finos em
diversos subgrupos, a depender de suas características de plasticidade. Ao colocar o IP em função do LL do solo num gráfi-
FUNDAMENTOS
29
co, Casagrande percebeu que os solos se faziam representar
por dois grupos distintos separados por uma reta inclinada
denominada de linha A, cuja equação é IP = 0,73.(LL–20).
Acima da linha A encontram-se os solos inorgânicos e,
abaixo, os solos orgânicos. A linha B, cuja equação é LL = 50%,
paralela ao eixo da ordenadas, divide os solos de alta compressibilidade (à direita) dos solos de baixa compressibilidade (à esquerda). Existe ainda a linha U (de equação IP = 0,9.(LL–8)).
Deste modo, para a classificação dos solos finos, basta a
utilização dos pares LL e IP na carta de plasticidade. Quando o
ponto cair dentro de uma região fronteiriça das linhas A ou B,
ou sobre o trecho com IP de 4 a 7, considera-se um caso intermediário e se admite para o solo nomenclatura dupla (por
exemplo, CL-ML, CH-CL, SC-SM).
Figura 7 – Carta de plasticidade de Casagrande (MACHADO, 2001).
Indice de Plasticidade (IP)%
60
LINHA U
50
CH
LINHA A
ou
40
OH
30
CL
ou
20
10
7
4
0
OL
CL
0
110
ML ou OL
ML
10 16 20
MH ou OH
30
40
50
60
70
80
90
100
Limite de Liquidez (LL)%
Linha A:
Linha U:
Horizontal para
IP = 4 até LL = 25,5
IP = 0,73 (LL = -20)
Vertical para:
LL = 16 até IP = 7
IP = 0,9 (LL = -8)
110
30
SOLOS COLAPSÍVEIS
Classificação segundo a AASHTO
O sistema de classificação proposto pela AASHTO
(American Association of State Highway and Transportation
Officials) tem como base a granulometria e os Limites de
Atterberg, tendo sido proposto com a finalidade de classificar
os solos para fins rodoviários.
A classificação enquadra os solos em grupos com denominações A1 a A3 (solos grossos) e A4 a A7 (solos finos). Os
solos altamente orgânicos são classificados visualmente e enquadrados no grupo A8. Existem ainda subgrupos divididos
com base no Índice de Grupo (IG – número inteiro que varia
de 0 a 20).
O IG deve ser apresentado entre parênteses ao lado da
classificação e, quanto maior seu valor, pior será o solo comparado a outro dentro do mesmo grupo. Por exemplo, o solo A4
(8) será pior que o solo A4 (5). O IG é obtido da expressão:
IG = (A - 35).[0,20 + 0,005*(LL - 40)] + 0,01.(B - 15)*(IP - 10)
A e B são as percentagens de solo passando na #200 e
têm seus valores definidos segundo a Tabela 2. A sistemática
de classificação dos solos grossos e finos para essa classificação é ilustrada nas Figuras 8 e 9.
Tabela 2 – Valores de A e B na classificação da AASHTO, segundo
a granulometria do solo.
Valores a serem adotados para A, B, LL e IP para cálculo
do Índice de Grupo
Se A < 35, deve-se adotar A = 35
Se B < 15, deve-se adotar B = 15
Se A > 75, deve-se adotar A = 75
Se B > 55, deve-se adotar B = 55
Se LL < 40 deve-se adotar LL = 40
Se IP < 10 deve-se adotar IP = 10
Se LL > 60 deve-se adotar LL = 60
Se IP > 30 deve-se adotar IP = 30
Observações: (a) Quando se tratar de solos dos grupos A-2-6 e A-2-7,
o IG deve ser determinado utilizando-se somente o IP; (b) Se IG < 0
deve-se adotar um IG nulo; (c) Aproximar o valor de IG para o inteiro
mais próximo.
FUNDAMENTOS
31
Figura 8 – Classificação dos solos grossos, segundo a AASHTO
(MACHADO, 2001).
SOLOS GROSSOS
35% ou menos passam na # 200
Menos que 25%
passando na # 200
menos que
50% passam
na # 40
Menos que 35%
passando na # 200
mais que
50% passam
na # 40
Menos que 15%
passam na # 200
Menos que 25%
passam na # 200
Menos que 10%
passam na # 200
Menos que 30%
passam na # 40
Menos que 50%
passam na # 40
IP < 6%
Não plástico
Menos que 50%
passam na # 10
IP < 6%
A-1-a
A-1-b
A-3
Silte
Argila
IP≤ 10%
IP/ 10%
LL≤ 40%
A-2-4
LL/ 41%
A-2-5
LL≤ 40%
A-2-6
LL/ 41%
A-2-7
• Grupo A1: pedregulhos e areia grossa (bem graduados), com
pouca ou nenhuma plasticidade. Correspondem ao grupo GW do
SUCS.
• Grupo A2: pedregulhos e areia grossa (bem graduados), com
material cimentante de natureza friável ou plástica. Os finos
constituem a natureza secundária. Esse grupo subdivide-se nos
grupos A-2-4, A-2-5, A-2-6 e A-2-7 em função dos índices de
consistência.
• Grupo A3: areias finas mal graduadas não plásticas (IP nulo).
Correspondem ao grupo SP do SUCS.
32
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 9 – Classificação dos solos finos, segundo a AASHTO (MACHADO, 2001).
SOLOS SILTO-ARGILOSOS
35% ou mais passam na # 200
Silte
Argila
IP≤ 10%
IP/ 11%
LL≤ 40%
LL/ 41%
LL≤ 40%
LL/ 41%
IP≤ (LL-30)
LL/ 30%
A-4
A-5
A-6
A-7-5
IP/ (LL-30)
LL≤ 30%
A-7-6
• Grupo A4: solos siltosos com pequena quantidade de material
grosso e de argila.
• Grupo A5: solos siltosos com pequena quantidade de material
grosso e de argila, rico em mica e diatomita.
• Grupo A6: argilas siltosas medianamente plásticas com pouco ou
nenhum material grosso.
• Grupo A7: argilas plásticas com presença de matéria orgânica.
Classificação MCT
Os solos são classificados tradicionalmente e usualmente
com bases em propriedades físicas como granulometria, e limites de Atterberg. Entretanto, as limitações dessas classificações para os solos tropicais levaram ao desenvolvimento de
uma classificação destinada especificamente para esses solos.
FUNDAMENTOS
33
Os solos Tropicais apresentam propriedades e peculiaridades decorrentes da ação de processos geológicos, pedológicos, ou ambos, típicos de regiões tropicais úmidas. Dentre os
solos tropicais destacam-se duas grandes classes, os solos lateríticos e os solos saprolíticos.
A título de exemplo, Nogami & Villibor (1995) lembram
que existem solos A-4 Lateríticos que vem sendo utilizados
com sucesso em bases de pavimentos, ao passo que muitos solos saprolíticos de mesma classificação são péssimos subleitos.
Desta forma foi possível distinguir solos de mesma classificação, baseada nos limites e na granulometria, utilizando a
classificação MCT (Miniatura, Compactado, Tropical), desenvolvida por Nogami & Villibor (1985) que utiliza corpos-deprova miniatura e compactados. A classificação é feita com
base em resultados de ensaios de Compactação e ensaios de
perda de massa por imersão.
A compactação é feita em amostras com massas úmidas de
200g, com teores de umidade variáveis, em um intervalo mais
amplo do que o adotado usualmente quando se realiza ensaio de
compactação do Proctor. A compactação se realiza segundo o
procedimento mini-MCV, no qual se anotam as alturas dos corpos-de-prova ao final de cada série de golpes (Ex: 2 golpes, 3
golpes, 4 golpes, 6 golpes).
Com esses resultados é possível construir uma família de
curvas de compactação e, a inclinação do ramo seco da curva
obtida para 12 golpes representa o coeficiente d’, necessário
para a classificação, conforme ilustra a figura 10.
Os solos lateríticos apresentam geralmente valores de d’
superiores aos solos não lateríticos. Assim, como exemplo,
uma argila laterítica atinge normalmente valores acima de 20,
enquanto que as argilas não lateríticas freqüentemente apresentam valores inferiores a 10.
Utilizando os mesmos dados obtidos da compactação
mini-MCV, é possível construir uma família de curvas de
deformação, onde se anotam as alturas decrescentes dos corpos-de-prova em função do número de golpes. Obtém-se uma
34
SOLOS COLAPSÍVEIS
curva para cada teor de umidade de compactação. O valor do
mini-MCV é o número de golpes correspondente ao ponto em
que a curva assume o valor de deformação igual a 2,0 mm.
Portanto, cada curva tem seu próprio valor de mini-MCV.
Para fins de classificação é necessário determinar o valor
de c’, que corresponde ao módulo do valor da inclinação da
reta de mini-MCV 10. Essa reta deve ser assimilável à curva
de deformação de mesmo valor de mini-MCV ou, o que é mais
comum, deve ser interpolada. A figura 11 ilustra o que foi dito.
Figura 10 – Curvas de compactação para diferentes teores de umidade do solo.
Massa Específica Aparente Seca (kg/m3)
2100
2000
1900
1800
8 golpes
12 golpes
16 golpes
24 golpes
1700
32 golpes
1600
1500
9
10
11
12
Teor de Umidade (%)
13
14
15
FUNDAMENTOS
35
Figura 11 – Número de golpes aplicados versus variação na altura
dos corpos-de-prova.
16
Diferenças de Alturas (an)
14
w = 9,4%
w = 10,9%
w = 12,3 %
w = 13,7 %
w = 14,1 %
12
10
8
6
4
2
0
1
10
100
Número de Golpes
O coeficiente c’ correlaciona-se aproximadamente com a
granulometria. Os solos argilosos apresentam valores acima de
1,5, enquanto as areias e siltes não coesivos ou pouco plásticos
apresentam valores menores que 1,0.
A determinação da perda de massa por imersão é feita com solos compactados, parcialmente inseridos nos respectivos cilindros, de tal forma que 1,0 cm de sua altura
fique saliente. O corpo-de-prova assim preparado é mergulhado em água, apoiado em suporte adequado, e a parte saliente fica posicionada acima de uma vasilha destinada a
receber o solo desprendido durante o processo, durante 20
horas (Figura 12).
A massa seca desprendida, obtida por pesagem do solo
colhido durante o ensaio, é expressa em porcentagem em relação à massa seca da parte saliente, definindo-se o coeficiente
PI (Perda por Imersão). Os diversos valores de PI são lançados
em gráfico em função dos valores de mini-MCV.
36
SOLOS COLAPSÍVEIS
Para fins de classificação adota-se PI correspondente a
mini-MCV 10 ou 15, conforme a massa específica aparente do
corpo-de-prova obtida para mini-MCV igual a 10 seja baixa ou
alta. A altura do corpo-de-prova igual ou maior que 48 mm
corresponde a massa específica aparente baixa, dando-se o
contrário para alturas menores.
Figura 12 – Representação da determinação da Perda por Imersão.
A associação de Pi e d’ permite determinar o índice e’ o
qual indica o comportamento laterítico ou não laterítico do solo
submetido à classificação. Para tanto se utiliza a expressão:
e’ = [(PI/100) + (20/d’)]1/3
Com os valores de c’ e de e’ localiza-se no gráfico mostrado na figura 13 o grupo ao qual pertence o solo. Os grupos
cujos símbolos são precedidos pela letra L correspondem aos
solos lateríticos e os grupos precedidos da letra N correspondem aos solos não lateríticos.
A classificação definitiva, entretanto, é obtida após outras considerações envolvendo a tendência de queda do PI no
intervalo de mini-MCV de 10 a 20 e a forma da curva dos teores de umidade em função do mini-MCV.
FUNDAMENTOS
37
Figura 13 – Gráfico de classificação dos solos segundo os parâmetros e’e c’.
2.0
NA
NS'
NG'
ÍNDICE e'
1.5
NA'
1.0
0.5
0.0
LA
LA'
0.5
0.7
1.0
LG'
1.5
2.0
2.5
3.0
COEFICIENTE c'
Índices Físicos
Os índices físicos são relações estabelecidas entre as fases presentes no solo de modo a caracterizá-lo quanto às suas
condições físicas. O solo apresenta três fases, a saber: sólida,
líquida e gasosa. A fase líquida (em geral, a água) e a gasosa
(em geral, o ar) constituem o material que preenche os vazios
do solo.
As diversas relações obtidas entre as fases do solo são
empregadas para expressar as proporções entre as mesmas. O
elemento de solo mostrado a seguir ilustra as fases presentes
no solo em termos de massas e volumes.
Var, Vw, VS, VV e VT representam os volumes de ar,
água, sólidos, de vazios e total do solo, respectivamente. MS,
MW, Mar e MT respectivamente são as massas de sólidos, água,
ar e total, como se pode observar na Figura 14.
38
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 14 – Representação das fases do solo em função de suas massas e volumes.
As relações de volume comumente empregadas são a
porosidade (n), o índice de vazios (e) e o grau de saturação
(Sr). A porosidade (n) é definida pela razão do volume de
vazios do solo (Vv) por seu volume total (VT). O índice de
vazios (e) é a relação entre o volume de vazios do solo (VV)
por seu volume de sólidos (VS). O grau de saturação (Sr) a
razão de VW por VV.
n=
VV
VT
e=
VV
VS
Sr =
VW
VV
Esses três índices físicos não são obtidos experimentalmente, mas sim a partir de outros índices físicos. A porosidade
expressa a mesma idéia do índice de vazios, já o grau de saturação representa a parcela de vazios do solo que se encontra
ocupada por água.
Os demais índices físicos são expressos por suas relações de massa e volume. A única exceção é para a umidade
(w) que expressa a massa de água (MW) presente no solo em
função de sua massa de sólidos (MS).
As relações mais usuais entre massa e volume são: a
massa específica natural do solo (ρ), a massa específica dos
FUNDAMENTOS
39
sólidos (ρS) e a massa específica da água (ρW). Esses índices
físicos estão apresentados logo abaixo.
w=
MW
MS
ρ=
MT
VT
ρS =
MS
VS
ρW =
MW
VW
Na prática geotécnica, é comum a utilização de peso específico (γ) ao invés de massa específica (ρ). Estes apresentam
a mesma idéia da massa específica com a diferença de que a
razão será de peso por volume.
γ=
PT
VT
γS =
PS
VS
γW =
PW
VW
Os índices físicos n, e, Sr e w são adimensionais e, excetuando-se o índice de vazios, os demais são expressos em termos de porcentagem. A massa específica é expressa em g/cm3
enquanto que os pesos específicos são expressos em kN/m3 de
acordo com o Sistema Internacional (SI).
Os limites de variação desses índices físicos são: 1,0 < ρ <
2,5 (g/cm3); 1,0 < ρS < 2,5 (g/cm3); 0 < e < 20; 0 < n < 100%;
0 ≤ Sr ≤ 100%; 0 < w < 1500%.
Os índices físicos que comumente são determinados em
laboratório são a massa específica natural (ρ), a umidade (w) e
a massa específica dos sólidos (ρS). Os demais índices físicos
são calculados por meio de formulas de correlação.
Costuma-se correlacionar os índices físicos com o índice
de vazios e com a porosidade. Quando a correlação é feita com
o índice de vazios, adota-se o volume dos sólidos como sendo
igual a unidade (VS = 1). Isso proporciona Vv = e Vw = Sr e,
possibilitando as relações apresentadas na Figura 15.
40
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 15 – Representação das fases do solo em função do índice de
vazios.
w=
M W S r .e.ρ W
;
=
ρS
MS
n=
VV
e
;
=
VT 1 + e
ρ=
ρ S + S r .e.ρ W
1+ e
Assumindo-se o valor de ρW = 1,0 g/cm3, outros dois
tipos de massa especifica podem ser obtidos: a massa específica saturada (Sr = 100%) e massa específica seca (Sr = 0%).
Essas duas expressões são obtidas matematicamente quando
se admite que o solo não sofra variações volumétricas, o que
não ocorre nas situações corriqueiras de campo.
ρ Sat =
ρd =
ρ S + S r .e.ρ W
1+ e
ρS
1+ e
Massa específica saturada
(Sr = 100%)
Massa específica seca
(Sr = 0)
da expressão anterior pode-se demonstrar que: ρ = ρ d (1 + w)
Quando a correlação é feita com a porosidade, adota-se o
volume total como unitário, obtendo-se as relações a seguir
(Figura 16).
FUNDAMENTOS
41
A massa específica dos sólidos (ρS) possui valor que
varia de 2,67 a 2,69 g/cm3 para solos arenosos (quando o mineral presente em maior quantidade e o quartzo) e de 2,75 a
2,90 g/cm3 para solos argilosos. Argilas lateríticas apresentam valores de até 3,0 g/cm3. Argilas orgânicas moles podem
apresentar valores abaixo de 2,5 g/cm3. Quando não se dispõe
do valor da massa específica dos sólidos, é comum adotar-se
um valor tal índice, de forma poder calcular os demais.
Figura 16 – Representação das fases do solo em função da porosidade.
e=
VV
n ;
=
VS 1 − n
w=
MW
S .n.ρ w ;
= r
M S (1 − n )ρ S
ρ=
MT
= (1 − n )ρ S + S r .n.ρ W
VT
A massa específica natural costuma apresentar valores
da ordem de 1,6 a 2,0 g/cm3. Quando não é conhecida, pode-se
adotar o valor de 1,8 g/cm3. A massa específica seca apresenta
uma faixa de valores que varia de 1,3 a 1,9 g/cm3. Argilas orgânicas moles podem apresentar valores em torno de 0,5
g/cm3. A massa específica saturada encontra-se geralmente em
torno de 2,0 g/cm3.
Tensões nos Solos
O conhecimento das tensões atuantes num maciço de solo é de fundamental importância para a engenharia geotécnica.
42
SOLOS COLAPSÍVEIS
Atuam basicamente no solo, as tensões decorrentes de seu peso próprio (tensões geostáticas), de escavações (alívios de tensões) e de carga externas (acréscimos de tensões).
O conceito de tensão em um ponto advém da mecânica do
contínuo e, apesar do solo ser um sistema trifásico (água, ar e
partículas sólidas) este conceito tem sido utilizado com sucesso
na prática geotécnica. Além disso, boa parte dos problemas em
mecânica dos solos pode ser encarada como problemas de tensão ou deformação no plano.
Pelo fato do solo possuir três fases, quando tensões normais se desenvolvem em qualquer plano, estando o solo saturado, parte dessa tensão será suportada pelo esqueleto sólido
do solo e parte será suportada pela água presente nos vazios.
A pressão que atua na água intersticial é denominada de
pressão neutra, sendo representada pela letra u. A pressão que
atua nos contatos inter-partículas é chamada de tensão efetiva
(σ’) e é a que responde por todas as características de resistência e de deformabilidade do solo. Observando esses fatos, Terzaghi notou que a tensão normal total num plano qualquer deve ser a soma da parcela de pressão neutra e de tensão efetiva,
formulando o Princípio das tensões Efetivas:
σ = σ’ + u
Numa superfície horizontal, admite-se que as tensões atuantes em um plano horizontal, numa determinada cota, sejam
normais ao plano. As tensões cisalhantes serão nulas nesse plano. Dessa forma, a tensão vertical em qualquer profundidade do
solo é calculada simplesmente considerando o peso de solo acima daquela profundidade. Admitindo-se que o peso específico
não varia, a tensão vertical total será obtida pelo produto do
peso específico natural pela profundidade do ponto desejado:
σ = γ.z
σ = tensão geostática total
γ = peso específico do solo
z = profundidade do ponto até a superfície do terreno
Se houver água presente na camada de solo, a pressão
neutra é obtida da seguinte forma:
FUNDAMENTOS
u = γw.zw
43
u = pressão neutra atuando na água
γw = peso específico do da água (γw = 10 kN/m3)
zw = cota do ponto considerado até a superfície freática
Porém, na natureza, as camadas de solo apresentam-se
estratificadas, ou seja, diversas camadas sobrepostas. Dessa
forma, os valores de peso específico alteram-se para cada camada. A conseqüência imediata é que o cálculo das tensões em
um determinado ponto deverá ser feito pela somatória das tensões em cada camada acima dele.
O valor da pressão neutra no ponto considerado só dependerá da altura da coluna d’água. A tensão efetiva será a diferença da tensão total e a neutra no ponto considerado. A Figura 17
ilustra um perfil estratificado com diferentes valores de peso
específico e a variação das tensões ao longo da profundidade.
Quando o solo estiver saturado, a tensão efetiva poderá
ser calculada diretamente utilizando-se o peso específico submerso (γ’ ou γsub). Como a diferença de pressões total e neutra
fornece a tensão efetiva, tem-se que:
σ’ = σ - u = γsat.z - γw.z = (γsat - γw).z
dessa forma: σ’ = (γsat - γw).z = γ’.z
onde: γ’ = γsat - γw
Figura 17 – Representação do perfil de solo e das tensões atuantes.
44
SOLOS COLAPSÍVEIS
Num elemento de solo, dentro de um maciço, atua também
uma tensão horizontal. Essa tensão horizontal constitui uma parcela da tensão vertical. A determinação das tensões horizontais
encontra aplicação na determinação de empuxos para o cálculo
de estabilidade de estruturas de contenção (muros de arrimo, terra
armada). Seu cálculo é feito pela seguinte expressão:
σh = k . σv
(k = coeficiente de empuxo)
Quando não ocorrem deformações no solo, k é denominado de coeficiente de empuxo em repouso (k0). O valor de k0
pode ser obtido por meio da teoria da elasticidade ou através
de correlações:
k0 =
μ
1− μ
onde μ = coeficiente de Poisson
k 0 = 1 − senφ '
(Teoria da elasticidade)
(Fórmula de Jaki)
onde φ ' é o ângulo de atrito interno efetivo do solo
k 0 = (1 − senφ ' ).( RSA) senφ ' (Fórmula de Jaki estendida para argilas
sobre-adensadas)
RSA é a razão de sobre-adensamento do solo
Considerando-se φ ' próximo a 30º, a equação anterior
pode ser reescrita:
k 0 = 0,5( RSA) 0,5
para RSA = 4, k0 se aproxima da unidade; para RSA > 4, k0
torna-se maior do que um.
Os acréscimos de tensão dentro de um maciço de solo
ocorrem quando estes recebem cargas externas, ou seja, carregamentos na superfície do terreno. A teoria da elasticidade é
empregada para a estimativa dessas tensões. Apesar de muitas
limitações e críticas feitas ao emprego da teoria da elasticidade, esta é de fácil aplicação e tem apresentado avaliações satisfatórias das tensões atuantes no solo.
FUNDAMENTOS
45
O cálculo de tensão no maciço de solo nessas condições
dependerá do valor do carregamento e de sua geometria (distribuição do carregamento na superfície do terreno). Sendo
assim, existem formulações específicas para cada situação, por
exemplo: Carga Concentrada, Carga Linearmente Distribuída,
Carga Uniformemente Distribuída com forma Retangular, Circular e outras.
Resistência ao Cisalhamento
Devido à sua natureza atritiva, a resistência dos solos é
caracterizada pela resistência ao cisalhamento. Isso ocorre
porque os movimentos relativos entre as partículas do solo, no
interior de um maciço, são decorrentes da ação das forças
cisalhantes.
Quando essas forças e a tensão normal atuantes atingem
um valor crítico, em determinados planos, diz-se que ocorre a
ruptura do solo. Esses planos são chamados de planos de
ruptura. Simplificadamente, pode-se dizer que a resistência ao
cisalhamento do solo corresponde à máxima tensão de cisalhamento que o solo pode suportar sem sofrer ruptura ou a tensão cisalhante no plano em que a ruptura estiver ocorrendo.
A resistência dos solos é avaliada por intermédio de
critérios de ruptura. Esses critérios expressam matematicamente uma envoltória de ruptura que delimita os estados de
tensão possíveis para um solo.
No âmbito da Mecânica dos Solos, constata-se que o
critério de ruptura de Mohr-Coulomb consegue reproduzir
com boa fidelidade o comportamento resistente dos solos. O
critério de Mohr admite a resistência (s) como sendo função da
tensão normal (σ), ou seja, s = f(σ). A ruptura irá ocorrer para
uma combinação crítica da tensão cisalhante e normal num
plano qualquer.
Os estados de tensão são representados por círculos
denominados círculos de Mohr. Quando um corpo de prova
(CP) é ensaiado, este será solicitado até que aconteça a ruptura
do mesmo. Nesse instante, o estado de tensão é determinado por
46
SOLOS COLAPSÍVEIS
um círculo máximo. Alterando-se as condições de solicitação,
para o mesmo material, outros círculos podem ser obtidos.
Dessa forma, traçando-se uma tangente aos círculos,
obtém-se uma curva denominada de envoltória de resistência
do solo. O ponto de tangência da envoltória nos círculos
representa os pontos de ruptura dos mesmos. O critério de
Coulomb admite que essa curva envolvente pode ser ajustada
por uma reta. A Figura 18 ilustra as envoltórias de resistência.
Comumente, r1 é denominado de intercepto de coesão do
solo (c) e r2 de coeficiente de atrito do solo (tgφ). Ressalta-se
que c corresponde a um valor de coesão do solo e φ a um
ângulo de atrito do solo. A equação pode ser então reescrita:
s = c +σ.tgφ
as tensões poderão ser totais ou efetivas assim como o ângulo
de atrito.
Figura 18 – Envoltória de resistência do solo e critério de MohrCoulomb.
O critério de Mohr-Coulomb não leva em conta o efeito
da tensão principal intermediária (σ2). O estado de tensão é
determinado pelas tensões principais maior (σ1) e menor (σ3).
FUNDAMENTOS
47
O plano de ruptura é determinado pela inclinação entre o Plano
Principal Maior (PPM) e a origem dos planos, o Pólo (P). Essa
inclinação é chamada de ângulo crítico de ruptura (θcr). A Figura 19 ilustra um estado de tensão com o plano de ruptura, o
pólo e os planos principais.
Figura 19 – Representação da envoltória de Mohr-Coulomb, pólo,
planos principais e de ruptura.
Da figura, é posível obter-se a seguinte expressão:
σ '3 1 − senφ ' 2c' 1 − senφ '
=
−
.
σ '1 1 + senφ ' σ '1 1 + senφ '
se a coesão é nula, então:
σ ' 3 1 − senφ '
=
σ '1 1 + senφ '
Podem ocorrer situações particulares para a equação
da resistência de Mohr-Coulomb. Essas situações ocorrem
para os solos puramente coesivos (s = c) e puramente atritivos (s = σ’.tgφ’).
48
SOLOS COLAPSÍVEIS
A determinação da resistência dos solos pode ser feita em
laboratório ou em campo. No laboratório os principais ensaios
utilizados são o de cisalhamento direto e de compressão triaxial.
As vantagens desses ensaios estão relacionadas ao conhecimento das condições de ensaio, da drenagem, da moldagem,
grau de compactação e facilidade de aplicação de determinadas
trajetórias de tensão nos corpos de proveas. Não obstante, há o
inconveniente da amostragem dos solos que pode causar amolgamento, perturbação das amostras e a não representação do
maciço como um todo.
Os ensaios de campo mais utilizados são o ensaio de
palheta ou vane test (usado para medir a resistência nãodrenada de argilas saturadas) e os ensaios de penetração como
o Standard Penetration Test (SPT) e o Cone Penetration Test
(CPT). Os resultados desses ensaios são correlacionados com a
resistência do solo. A principal vantagem do ensaio de campo
é a de ser mais representativo do maciço por envolver maior
volume de solo.
O ensaio de cisalhamento direto é o processo mais antigo
de determinação da resistência dos solos. Baseado no critério
de Coulomb, as amostras podem ser do tipo indeformadas ou
reconstituídas em laboratório por processos de compactação.
O corpo de prova (cp) é colocado numa caixa de cisalhamento formada por dois moldes. Uma das partes permanece
fixa na prensa enquanto que a outra pode se movimentar e
aplicar um esforço tangencial (T) ao solo.
Aplicando-se uma força normal (N) ao corpo de prova,
verifica-se qual será o valor da tensão cisalhante que irá
provocar a ruptura do solo. Repetindo-se o processo por pelo
menos tres vezes, é possível obter-se a envoltória de resistência do solo. As principais leituras obtidas são de deslocamento horizontal (δ), vertical (δV) e tensão cisalhante (a tensão
normal é constante para cada ensaio).
Os valores de tensão normal (σ) e cisalhante (τ) são obtidos
dividindo-se os esforços normal (N) e tangencial (T), respectivamente, pela área (A) da seção transversal do corpo de prova. A
Figura 20 ilusta a curva tensão versus deformação obtida e a
envoltória de resistência para diferentes pares de tensões.
FUNDAMENTOS
49
Figura 20 – Representação gráfica do ensaio de cisalhamento direto:
(a) curva tensão deformação (b) envoltória de resistência.
O ensaio apesar de sua praticidade apresenta certas
limitações. O plano de ruptura já está definido a priori e pode
não ser o mais fraco. Não se leva em conta nos cálculos a
diminuição da área do corpo de prova ao longo do ensaio. Não
é possível se determinar os parâmetros de deformabilidade
nem do módulo de cisalhamento. Não há como se controlar a
drenagem.
O ensaio triaxial consiste na aplicação de um estado de
tensões ao solo numa câmara preenchida com água. O corpo
de prova normalmente utilizado é de formato cilíndrico com
altura (h) variando de 2 a 2,5 vezes o diâmetro (d = 3,2; 5,0 ou
7,5cm) envolto por uma membrana flexível e impermeável.
Preenchendo-se a câmara com água, é possível aplicar-se
pressão na água que atuará em todo o corpo de prova. Essa
pressão é denominada pressão confinante (σc ou σ3). O corpo
de prova ficará sob um estado hidrostático uma vez que a
pressão confinante irá atuar em todas as direções, inclusive na
vertical.
Nessa etapa, o corpo de prova poderá ser adensado ou
não, ou seja, pode-se dissipar ou não o excesso de pressões
neutras geradas pelo confinamento. Isso é possível pela presença de pedras porosas na base e no topo do CP e pelas conexões da câmara que permitem a saída ou entrada de água.
Finda essa etapa de confinamento e mantendo-se a tensão confinante constante, procede-se então ao carregamento
50
SOLOS COLAPSÍVEIS
axial do cp. Esse carregamento é feito pela aplicação de forças
no pistão que penetra na câmara triaxial (ensaio com carga
controlada). Outra maneira de se realizar o ensaio é colocar a
câmara numa prensa que a delocará para cima pressionando o
pistão que permanece fixo (ensaio com deformação controlada), podendo-se fazer a leitura da força aplicada. A Figura
21 ilustra o equipamento utilizado num ensaio triaxial.
Figura 21 – Representação de um ensaio triaxial convencional
(BUENO & VILAR, 1998).
O ensaio triaxial é composto de duas fases: a fase de
confinamento e a fase de cisalhamento. Basicamente, existem
três maneiras de se conduzir um ensaio triaxial convencional:
o ensaio lento (CD ou S) no qual há drenagem permanente do
corpo de prova não sendo gerado excesso de pressão neutra no
corpo de prova; o ensaio adensado rápido (CU ou R) no qual
se permite a drenagem somente durante a fase de confinamento; e ensaio rápido (UU ou Q) que não permite a dissipação do excesso de pressão neutra em nenuma fase do ensaio.
Normalmente, as curvas de tensão-deformação são
obtidas em termos de tensão desviadora (σ1 - σ3). Sendo o
valor de σ3 é constante, é possível obter-se o círculo correspondente ao estado de tensão para a ruptura (o máximo valor
da tensão desviadora – Figura 22).
FUNDAMENTOS
51
O ponto máximo da curva tensão-deformação corresponde a um círculo e no ensaio de cisalhamento direto corresponde ao ponto de ruptura. Após vários ensaios com diferentes cps, define-se então a envoltória de resistência do solo
em termos de tensões totais ou efetivas.
O critério para obtenção do máximo da tensão desviadora pode ser arbitrado em função das deformações ou da
resistência residual. Outra alternativa é utilizar a teoria dos
estados críticos, ou seja, onde o cisalhamento ocorre a volume
constante tanto para a situação drenada quanto para a nãodrenada. A escolha irá depender dos parâmetros e condições
específicas de cada projeto.
Figura 22 – Ensaio Triaxial: (a) Curva tensão-deformação (b) Envoltória de Resistência.
Outra alternativa de ensaio é o ensaio de compressão
simples, que é uma simplificação ensaio triaxial. Na compressão simples, a pressão confinante é a atmosférica, logo, σ3 = 0.
Isso faz com que a resistência à compressão (Rc) na ruptura se
torne igual a σ1. A Figura 23 ilustra a curva tensão-deformação
do ensaio e os respectivos círculos obtidos para a compressão
simples e a envoltória não drenada para ensaios UU.
52
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 23 – Compressão Simples: (a) Curva tensão-deformação (b)
Círculos de Mohr.
A condição drenada é a que melhor representa a resistência das areias devido às caracteristicas de permeabilidade
dos solos grossos. A resistência das areias é atribuída a duas
fontes: ao atrito propriamente dito e a uma parcela de resistência estrutural representada pelo arranjo das partículas.
As principais características que interferem na resistência das areias são a compacidade (o ângulo de atrito interno
no estado compacto é cerca de 7 a 10º maior do que o ângulo
de atrito interno da mesma areia no estado mais fofo), o
tamanho (areias com partículas maiores apresentam valores de
resistência ao cisalhamento um pouco superiores), a forma e a
rugosidade dos grãos e a granulometria. Um solo bem graduado oferece um melhor entrosamento, podendo propiciar um
solo mais compacto e, conseqüentemente, mais resistente que
um solo mal graduado.
A água pouco influi na resistência das areias mais
grossas pois, de uma maneira geral, o ângulo de atrito das
areias úmidas é igual ao das areias secas, a menos de l° ou 2°,
o que permite conhecer o ângulo de atrito utilizando tanto
amostras secas como saturadas (em condições drenadas). A
Tabela 3 ilustra os principais fatores que interferem na
resistência das areais.
FUNDAMENTOS
53
Tabela 3 – Fatores que interferem na resistência das areias (HOLTZ
& KOVACS, 1981).
Fator
Efeito
Índice de vazios (e)
e↑
φ’↓
Angularidade (A)
A↑
φ’↑
Graduação (CNU)
CNU↑ φ’↑
Rugosidade ®
R↑ φ’↑
Água (W)
W↑
φ’↓ (pouco)
Tamanho da Partícula (T)
Nenhum efeito (para mesmo e)
Tensão principal intermediária
φ’ps > φ’triaxial (φ’triaxial > 34º)
Pré-carregamento
Efeito mínimo
A resistência dos solos argilosos se diferencia da dos
solos arenosos por uma série de fatores. O comportamento
tensão-deformação de uma argila em carregamento hidrostático ou típico de adensamento edométrico é bem distinto do
comportamento das areias.
No caso das argilas, verifica-se que sua resistência
depende de seu índice de vazios inicial que é resultado de seu
histórico de tensões e de sua estrutura. Interferências na
estrutura de solos residuais ou argilas sensíveis por amolgamento, na amostragem ou no cisalhamento, são responsáveis
por diminuição substanciais da resistência. Nota-se que o comportamento tensão-deformação de diferentes corpos de prova
com índices de vazios iniciais diferentes, após atingirem suas
respectivas pressões de pré-adensamento, converge para uma
única reta virgem de adensamento (PINTO, 2000).
O histórico de tensões experimentado pelo solo o conduz
a um estado mais denso do que o mesmo solo normalmente
adensado. Alguns contactos entre partículas podem resultar
plastificados e permanecem mesmo após o descarregamento
do solo, o que gera uma parcela de resistência adicional nos
solos pré-adensados. A relação de pré-adensamento ou sobre-
54
SOLOS COLAPSÍVEIS
adensamento (RSA) fornece uma idéia das condições de adensamento do solo:
RSA =
σ ' ad
σ'
onde: σ’ad é a tensão de pré-adensamento e σ’ é a tensão efetiva atuante.
Quando o cisalhamento ocorre, uma argila pré-adensada
irá experimentar expansões volumétricas assemelhando-se ao
comportamento tensão-deformação das areias compactas drenadas. As argilas normalmente ou levemente pré-adensadas
(RSA<4) assemelham-se às areias fofas e experimentam, portanto, reduções de volume quando cisalhadas.
Como os solos argilosos apresentam baixas permeabilidades, ocorrerá dissipação lenta das pressões neutras frente às
solicitações. Daí, a necessidade de se conhecer essas condições
de dissipação para cada caso específico de carregamento. Isso
pode ser feito pelos ensaios triaxiais citados anteriormente.
Em condições drenadas (ensaios CD), os solos normalmente adensados apresentam envoltórias de resistência passando pela origem ou com interceptos de coesão (c) próximos a
zero.
Os solos pré-adensados apresentam uma pequena parcela
de resistência adicional caracterizada pelo intercepto de coesão. Esse acréscimo de tensão pode ser explicado pela constatação experimental de que quando ocorre dimuinuição do
índice de vazios, a resistência do solo aumenta. O pré-adensamento induz contactos plastificados que permanecem com a
retirada das cargas. Nesse tipo de ensaio, a resistência é crescente com o aumento da pressão confinante (σ3). As seguintes
equações são obtidas:
s = τ = σ’.tgφ’
(solos normalmente adensados)
s = τ = c’ + σ’.tgφ’
(solos pré-adensados)
FUNDAMENTOS
55
Em condições não-drenadas (ensaios CU), a fase de ruptura é realizada sem drenagem. Dessa forma, é possível a
obtenção de envoltórias totais e efetivas. A envoltória efetiva
obtida é aproximadamente igual à envoltória otida no ensaio
CD. Ressalta-se que no ensaio CU, a ruptura ocorre porque as
tensões efetivas atingiram valores críticos. Portanto, os círculos em termos de tensões totais resultam dos círculos em termos de tensões efetivas.
Os solos normalmente adensados apresentarão envoltórias de resistência passando pela origem:
s = τ = σ’.tgφ’
(tensões efetivas)
s = τ = σ.tgφ
(tensões totais)
Nos solos pré-adensados, a tensão efetiva torna-se maior
que a total pelo desenvolvimento de pressões neutras negativas
(Figura 24). Isso ocorre pelo fato da variação de volume ser no
sentido de expansão em função da ausência de drenagem. Os
círculos de tensões efetivas (E) situam-se à direita dos círculos
de tensões totais (T).
As envoltórias em solos saturados pré-adensados serão
do tipo:
s = τ = c’ + σ’.tgφ’
(tensões efetivas)
s = τ = c + σ.tgφ
(tensões totais)
Em se tratando da situação não-drenada, em ensaios UU,
a drenagem estará impedida durante a fase de confinamento e
cisalhamento. Isso faz com que pressões neutras sejam geradas
no CP nessas duas fases. Na fase de confinamento, a pressão
confinante irá gerar pressão neutra de igual intensidade no
corpo de prova.
56
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 24 – Envoltória de resistência no intervalo pré-adensado
(BUENO & VILAR, 1998).
Com isso o acréscimo de tensão confinante apenas desloca os círculos de tensão total para a direita. De imediato,
constata-se que não haverá ganho de resistência pelo aumento
do confinamento uma vez que não houve aumento na tensão
efetiva. O círculo efetivo será único (Figura 25).
Figura 25 – Envoltória não-drenada de solos argilosos.
FUNDAMENTOS
57
A equação característica de resistência é do tipo:
S u = cu =
(σ 1 − σ 3 )
(1.20)
2
onde cu é a coesão não drenada e Su é representação da resistência não drenada.
A resistência não-drenada pode também ser obtida
através de ensaios do tipo CU. Cada ensaio CU com pressão
confinante igual à tensão efetiva da amostra será aquele que irá
apresentar resultado idêntico ao dos ensaios UU para a mesma
amostra. PINTO (2000) apresenta as relações da resistência
não drenada (Su) a partir da tensão confinante de adensamento
(σ’0). Essas relações são chamadas de razão de resistência
para a situação de argila normalmente adensada (RRna) e
sobreadensada (RRsa).
Su
= RRna
σ 0'
⎛ Su
⎜⎜ '
⎝σ 0
⎞
⎛S ⎞
⎟⎟ = ⎜⎜ u' ⎟⎟ .( RSA) m
⎠ sa ⎝ σ 0 ⎠ na
m é um expoente com valor da ordem de 0,8.
As duas expressões anteriores podem ser rearranjadas da
seguinte forma:
'
S u = RRna .(σ 0' )1− m .(σ ad
)m
Essa expressão mostra que resistência não drenada
depende da tensão efetiva a que o solo estará submetido e da
pressão de pré-adensamento.
A resistência não drenada também pode ser determinada
através de ensaios de campo. O ensaio mais comum é o ensaio
de palheta ou vane test. Diversas correlações também podem
ser utilizadas para a estimativa da resistência não drenada.
Maiores informações e detalhes sobre ensaios de campo e das
correlações podem ser encontradas em Schnaid (2000), Pinto
(2000), e Massad (2003).
Capítulo 2
Características dos Solos Colapsíveis
Roger Augusto Rodrigues
José Augusto de Lollo
Introdução
Quando determinados solos experimentam aumento da
quantidade de água em seus vazios ou são umedecidos após
aplicação de sobrecargas, estes podem sofrer uma redução de
volume expressa por uma variação do índice de vazios sem que
necessariamente tenha havido aumento das cargas aplicadas.
Tal fenômeno tem sido atribuído ao colapso da estrutura
dos solos, donde esses solos têm recebido a designação de solos
colapsíveis. Em alguns casos, outros termos têm sido utilizados
para descrever este comportamento, dentre o quais podem ser
citados: subsidência, hidrocompactação e hidroconsolidação
(VILAR et al., 1981; COLLARES, 1997; PINTO, 2000).
Fisicamente, o fenômeno do colapso está relacionado à
perda de resistência do solo não saturado e pode ocorrer em
função da perda dos vínculos que mantinham as partículas
sólidas unidas ou pela destruição dos efeitos capilares.
As condições nas quais o processo se desencadeia podem
levar a crer que variados tipos de solos podem estar sujeitos ao
colapso, no entanto algumas condições próprias de ocorrência
do processo e características básicas dos solos colapsível devem
ser satisfeitas para que o colapso ocorra.
Origem
Solos colapsíveis podem ser encontrados em diversos
países como África do Sul, Angola, Argentina, Austrália, Bra-
60
SOLOS COLAPSÍVEIS
sil, Espanha, Estados Unidos, Israel, Quênia, Romênia, dentre
outros, sendo, no entanto mais comuns em regiões de clima
quente (atual ou pretérito).
No Brasil, estes solos cobrem extensas áreas das Regiões
Centro-Sul e Nordeste do país (Figura 26), sendo representados
por aterros mal compactados e por depósitos aluviais, coluviais
e residuais muito lixiviados. Os solos da região centro-Sul (interior de São Paulo e Paraná) são solos porosos que englobam
solos residuais típicos, solos sedimentares ou colúvios.
Figura 26 – Solos colapsíveis estudados no Brasil (modificado de
FERREIRA et al., 1989).
OCEANO ATLÂNTICO
EQUADOR
BRASIL
PETROLINA
BRASÍLIA
ITUMBIARA
N
RIO CLARO
JAÍBA
UBERLÂNDIA
ILHA SOLTEIRA E
TRÊS MARIAS
RIO SAPUACAI
PEREIRA BARRETO
RIO MOGI-GUAÇU
BAURU
TRÓPICO DE CAPRICÓRNIO
CANOAS
SÃO JOSÉ DOS CAMPOS
CARAZINHO
SÃO PAULO
SUMARÉ E PAULINÉIA
ITAPETININGA
QUILÔMETROS
0
200
400
800
A formação de solos colapsíveis depende dos fatores
climáticos regionais e do ambiente geológico, assim a forma
de ocorrência dos mesmos no momento atual (residuais ou
transportados, perfis naturais ou proveniente de aterros compactados) pode ser bastante variada. Os principais processos
de formação dos principais depósitos colapsíveis são descritos
a seguir.
CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
61
Aterro Compactado
A compactação é um processo mecânico que tem por objetivo melhorar as características geotécnicas do solo, diminuindo sua permeabilidade e compressibilidade e aumentando
a resistência ao cisalhamento.
No entanto, quando a construção de um aterro é realizada sem os devidos cuidados de compactação (materiais lançados e mal compactados) a sua principal função, que é melhorar
as propriedades geotécnicas do solo, deixa de existir.
Nessas condições, a alta compressibilidade dos materiais
que compõem o aterro pode proporcionar ao maciço deformações significativas quando solicitados e umedecidos, caracterizando o processo de colapso.
Outra característica marcante desses aterros mal compactados, além da elevada compressibilidade, é a sua permeabilidade elevada devido à estrutura porosa que possuem. Com
altos valores de permeabilidade há facilidade para infiltração
d’água, havendo a possibilidade de ocorrências de recalques
excessivos devido suas características colapsíveis.
Uma situação ainda pouco comum, porém digna de atenção são as más condições de compactação geralmente observadas nos resíduos e no material de recobrimento de aterros
sanitários, áreas que após o encerramento do empreendimento
podem vir a ser ocupadas podendo se constituir em futuros
locais de ocorrência de terrenos colapsíveis.
Depósitos de Origem Eólica
Tais tipos de solos são formados por grãos de areia e
silte depositados pela ação do vento e, por apresentarem alto
grau de seleção (fruto da uniformidade do agente de transporte dos sedimentos), produzem perfis de solos pouco coesivos,
de baixa massa específica, com elevada porosidade e de boa
drenagem.
Essas características fazem com que quando em contato
com a água tal material apresente comportamento colapsível.
62
SOLOS COLAPSÍVEIS
Na ausência de precipitação, a água intersticial evapora proporcionando condição de cimentação dos grãos silte e de areia
por sais em solução, gerando vínculos de cimentação que conferem ao solo uma resistência temporária.
Depósitos de Origem Aluvial
Depósitos de materiais transportados pela ação da água
incluem depósitos aluviais e aqueles formados por corridas de
lama (mud flow). A formação dos materiais também é atribuída às regiões que apresentam períodos curtos de intensa precipitação pluviométrica e longos períodos de estiagem. Os perfis
de solos colapsíveis destes depósitos apresentam materiais mal
consolidados, com elevada porosidade, baixa massa específica
e considerável teor de argila.
Perfis de Solos Residuais
São perfis de solos originados da desagregação e alteração da rocha sã devido à ação do intemperismo. Tais materiais
podem apresentar grãos de tamanho variado, desde matacão
até argila. Neste tipo de perfil, a estrutura potencialmente colapsível é gerada pela lixiviação donas camadas mais superficiais, gerando camadas com elevada porosidade e baixa massa
específica.
Estes solos, quando saturados, experimentam o colapso
devido à presença de macroporos e ao baixo teor de umidade.
Esses solos se originaram de evoluções pedogenéticas de solos
superficiais residuais ou transportados.
A ação da água da chuva nas camadas superficiais acarreta a lixiviação dos óxidos de ferro e frações finas dessas camadas para as camadas subjacentes. Isso faz com que as camadas superiores tornem-se porosas e instáveis enquanto que as
camadas subjacentes tornam-se mais duras. Entre essas camadas aparece uma linha demarcatória formada por concreções
lateríticas (VARGAS, 1992; COLLARES, 1997).
CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
63
As regiões tropicais apresentam condições flagrantes para o desenvolvimento de solos colapsíveis. Podem ser formados pela lixiviação de finos dos horizontes superficiais nas
regiões onde se alternam estações de relativa seca e de precipitações intensas. Nesse caso, as chuvas no verão irão eluviar a
parte fina do solo e a época seca irá fazer com que o agente
cimentante endureça ou aglutine os grãos entre si.
Outra forma de ocorrência está relacionada com os solos
com deficiência de umidade que se desenvolvem em regiões
áridas e semi-áridas. Normalmente o problema está ligado a
depósitos de origem recente, em climas semi-áridos e áridos,
porém, têm-se muitos outros exemplos de ocorrências em regiões com outros tipos de clima (VILAR et al., 1981).
Granulometria
Em função da variedade de tipos de origem que solos colapsível podem ter, é natural que as texturas desses solos também possam se apresentar bastante variadas. Tais texturas no
entanto costumam ter uma relação íntima com o conjunto de
processos (naturais ou não) responsável por sua origem.
Assim, solos colapsíveis formados a partir de sedimentos
de origem eólica e fluvial apresentam textura predominantemente arenosa, já os perfis residuais têm sua textura controlada
pela rocha matriz que lhes deu origem e pela intensidade dos
processos intempéricos aos quais estiveram sujeitos.
Solos originados a partir de sedimentares químicas e detríticas finas e rochas ígneas básicas tendem a proporcionar
solos colapsível de textura mais argilosa, enquanto solos formados pela alteração de rochas sedimentares de textura mais
grosseira e rochas ígneas ácidas tendem a apresentar textura
arenosa.
Nos solos colapsível formados a partir de fluxos de lama
predominam as frações finas (como argilas). Já no caso de perfis colapsível originados a partir de aterros, a textura do perfil
vai depender da textura do solo utilizado para confecção do
aterro, havendo, no entanto, uma predominância de solos areno-
64
SOLOS COLAPSÍVEIS
sos. Na Tabela 4, que apresenta uma síntese de principais características de solos colapsíveis citados na literatura técnica, verifica-se facilmente as variações texturais que podem ocorrer.
Índices Físicos e Limites de Consistência
Os índices físicos são bons indicadores para a caracterização de solos colapsíveis. A literatura geotécnica, ao longo
dos anos, sempre relacionou a potencialidade de alguns solos
sofrerem colapso em função de seus índices físicos.
Segundo Dudley (1970), dois pontos principais configuram o solo como colapsível: uma estrutura porosa (caracterizada por um elevado índice de vazios) e uma umidade menor
que a necessária para sua completa saturação. Já Barden et al.
(1973), dentre algumas condições necessárias para a manifestação do colapso, destacam a existência de uma estrutura parcialmente saturada porosa e potencialmente instável.
A Tabela 4 apresenta uma síntese de alguns solos colapsíveis com suas respectivas propriedades índices, mostrando a
variação que pode haver em tais propriedades. Como regra
geral pode-se afirmar, que em termos de índices físicos e limites de consistência, as principais propriedades de tais solos
podem ser assim resumidas: valores de massa específica aparente seca geralmente baixos; porosidade e índice de vazios
altos; baixos valores de grau de saturação; textura predominantemente arenosa e baixa plasticidade.
Quanto aos dados da Tabela 4, alguns dos índices físicos
apresentados não se encontram nas publicações originais. Estes foram calculados através de correlações. Algumas citações
apresentam as propriedades índices em intervalos de variação,
referências [4], [8] e [13]. Nestes casos, optou-se por manter
os dados originais sendo os cálculos realizados com os valores
mínimos e máximos.
Em linhas gerais, os solos apresentados na Tabela 4 possuem porosidade superior a 40%, grau de saturação inferior a
50% e baixa massa específica aparente seca, características
comuns em solos colapsíveis.
• Solos colapsíveis no mundo: [11] Jennings & Solos colapsíveis no Brasil: [1] Ferreira & Teixeira (1989); [2]
Mariz & Casanova (1994); [3] Mendonça & Mahler (1994); [4] Paixão & Camapum de Carvalho (1994); [5]
Cruz et al. (1994); [6] Agnelli (1997); [7] Ferreira (1999); [8] Oliveira et al. (2000); [9] Collares; [10] Rodrigues (2003).
• Knight (1975); [12] Dudley (1970); [13] Sultan (1971); [14] Klukanová & Frankovská (1998).
Tabela 4 – Propriedades índices de alguns solos colapsíveis encontrados no Brasil e no mundo.
CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
65
66
SOLOS COLAPSÍVEIS
Classificação
A grande variação de características possíveis de solos
colapsíveis apresentada nos tópicos anteriores evidencia a variabilidade de categorias de solos (nas diferentes classificações) que podem apresentar tal comportamento.
Assim, as informações apresentadas neste tópico devem
ser entendidas como as classes mais comuns (segundo as diferentes classificações) que tais solos podem representar, limitados a informações do território nacional.
De acordo com a Classificação Genética, os solos designados transportados compõem o grupo daqueles que reúnem
condições genéticas mais apropriadas para apresentar comportamento colapsível, sendo esse comportamento muitas vezes
independente do grau de alteração do perfil. Solos residuais
também podem apresentar tal comportamento, especialmente
se sua evolução se deu em clima quente e úmido.
Considerando-se a Classificação Granulométrica, podese afirmar que a grande maioria dos solos colapsíveis se inclui
no grupo dos solos arenosos, porém existem casos notáveis de
solos de textura francamente argilosa que apresentam tal comportamento, especialmente se as partículas de granulometria
argila se encontram no estado floculado.
No caso da Classificação Unificada, os tipos mais comuns a apresentarem comportamento colapsível são os tipos S
(arenosos) sendo mais comum o tipo com mais de 12% de
finos-SC e o tipo composto SW-SM. Isso ocorre porque tal
classificação tem como critério fundamental de distinção das
classes a granulometria.
Em se tratando da Classificação HRB (AASHTO) os tipos mais comuns a apresentar comportamento colapsível são
A-3, A-2-4 e A-4, que apresentam importante influência da
fração areia, porém são encontrados casos notáveis de solos de
textura fina (A-6 e mesmo A-7) que exibem comportamento
colapsível.
CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
67
Estrutura
Para a ocorrência do colapso é necessário que o solo possua uma estrutura com elevada porosidade associada a uma situação de equilíbrio metaestável entre suas partículas. Essa estrutura
é mantida pela presença de algum vínculo capaz de conferir ao
solo uma resistência temporária (COLLARES, 1997).
Os principais fatores que são capazes de garantir ao solo
esta resistência temporária são as forças eletromagnéticas de
superfície, a sucção e a presença de alguma substância cimentante, como óxidos de ferro e os carbonatos.
A estabilidade provisória ou aparente da estrutura destes solos é interrompida, portanto, quando ocorrem variações de sucção por umedecimento, mudanças no estado de
tensões e alterações do equilíbrio eletromagnético e das ligações cimentantes.
Para ilustrar os fatores responsáveis pelo aumento temporário de resistência e identificar os mecanismos de colapso,
são apresentados nas Figuras 23 a 26 os modelos simplificados
de arranjos estruturais colapsíveis.
Figura 27 – Estruturas metaestáveis sustentadas por pressões capilares (DUDLEY, 1970).
Nas Figuras 27a e 27b a resistência adicional (temporária) do solo está associada às tensões capilares que atuam no
interior do maciço. A interface ar-água existente nos vazios do
solo produz pressão neutra negativa.
68
SOLOS COLAPSÍVEIS
Desta forma, considerando o princípio das tensões efetivas σ’ = σ - u, onde σ’ é a tensão efetiva, σ a tensão total e u a
pressão neutra, verifica-se que a tensão efetiva torna-se maior
que a tensão total. Este acréscimo de resistência aparente diminui à medida que as tensões capilares são eliminadas, como pela
adição de água ao solo que reduz a pressão de contato entre os
grãos (DUDLEY, 1970).
A conceituação aplicada à Figura 23 está apresentada de
maneira simplista em vista do avanço que a mecânica dos solos não saturados tem proporcionado nos dias atuais.
A mecânica dos solos clássica, que apresenta o princípio das tensões efetivas, foi desenvolvida inicialmente para
os solos dos países de climas frios e temperados, onde predomina a ocorrência de depósitos sedimentáveis saturados.
Contudo, grande parte da superfície terrestre é composta por
solos não saturados, nos quais se enquadram os solos colapsíveis e expansivos.
O equilíbrio aparente ilustrado na Figura 23a pode ser
estendido de forma a contemplar o potencial matricial de água
no solo. O potencial total de água no solo pode ser definido
como a soma de potenciais térmico, pneumático, matricial,
osmótico, gravitacional, entre outros. No entanto, de particular
importância para o estudo do comportamento mecânico e hidráulico de solos não saturados é o potencial matricial ou sucção matricial (ALONSO, et al. 1987).
A sucção matricial pode ser dividida em duas componentes: a sucção devido à capilaridade e a sucção devido às
forças de adsorção. De um modo geral, pode-se dizer que a
parcela da sucção matricial devido à capilaridade tem importância maior no domínio das baixas sucções, ou seja, quando
se trata de poros de diâmetro relativamente grandes.
Por sua vez, as forças de adsorção se apresentam de modo mais realçado no domínio dos altos valores de sucção, ou
seja, quando se trata de poros de menor diâmetro, onde há predominância dos fenômenos de superfície que estão intimamente ligados à atividade do argilomineral e/ou à superfície específica deste (MACHADO, 1995).
CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
69
A sucção matricial (ua – uw) é a pressão que se desenvolve na água intersticial devido à capilaridade e às forças de adsorção (Figura 28). Tem sido reconhecida como a mais importante fonte de sucção a interferir no comportamento mecânico
de solos não saturados.
Figura 28 – Água de um solo sujeita à capilaridade e à adsorção
(ROHM, 1992).
ÁGUA ADSORVIDA
ÁGUA
CAPILAR
PARTÍCULA
O aumento da sucção contribui para o aumento da rigidez da estrutura do solo contra a variação de tensões externas
aplicadas. Num ensaio de compressão confinada, por exemplo,
este efeito reflete num aumento da tensão de pré-adensamento
do solo, conforme apresentado no gráfico ilustrativo da Figura
29 (tensão versus deformação).
De certa maneira, pode-se afirmar que a variação da sucção condiciona o aparecimento de uma família de curvas de
compressão confinada, tornando-se conflitante atribuir aos
solos colapsíveis um valor de tensão de pré-adensamento. Baseado neste fundamento, Alonso et al. (1987) chamam tais
valores de tensão de tensões de pré-adensamento aparente ou
virtual.
Os solos laterizados, encontrados no Estado de São Paulo, apresentam valores de tensão de pré-adensamento independente de seu histórico de tensões, ou seja, de tensão de pré-
70
SOLOS COLAPSÍVEIS
adensamento virtual. Quando estes solos são solicitados em
células edômetricas, apresentam comportamento similar aos
solos sedimentáveis pré-adensados.
Exibem comportamento rígido quando solicitados por
tensões externas menores do que a tensão de pré-adensamento
virtual, porém, quando a sucção é reduzida, ou seja, quando
são umedecidos, apresentam alta compressibilidade.
A gênese destes solos pode conduzi-los à existência de
um alto valor de coesão e de tensão de pré-adensamento virtual, associados à condição não saturada. Em outras palavras, o
processo de formação e as condições externas que envolvem o
maciço de solo proporcionam fortes ligações existentes entre
partículas que se processam durante o processo de laterização,
sendo fortificadas pela sucção.
Figura 29 – Curvas de consolidação em função da sucção (modificado de ALONSO et al., 1987).
uw =
R
CU
ua -
0
VA
EM
DE
CONS
T. = >
0
AD
ΔH/Ho
w=
RG
VI
ua - u
O
NT
ME
SA
EN
ua - uw = CONST. > > 0
AMOSTRA FISSURADA
100
1000
TENSÃO (kPa)
10000
Nas Figuras 30a e 30b os grãos maiores estão conectados
por partículas de argila e, eventualmente, silte. Nesta situação, a
resistência temporária dos solos é diretamente influenciada pelas
de forças de Van der Walls, de osmose e de atração molecular.
CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
71
Os vínculos de argila podem ser formados por processos
de autogênese ou transporte. As argilas autogênicas podem ser
derivadas do intemperismo sobre os feldspatos. Quando isto
ocorre, os grãos de areia ficam envolvidos por finas camadas
de placas argilosas dispostas paralelamente (Figura 30a).
Sob condições secas este arranjo apresenta considerável
resistência. Com a adição de água ocorre a separação dos
grãos, reduzindo as forças de tração e a resistência. Em áreas
que ocorrem intensas precipitações pluviométricas, as partículas de argila encontram-se dispersas no fluido intersticial devido à lixiviação.
À medida que o solo saturado vai secando, as partículas
de argila são carreadas pelas águas contidas nos espaços intergranulares. Estas, por sua vez, floculam casualmente conforme
o esquema apresentado na Figura 30b.
Com adição de água, as tensões capilares e a concentração de íons no fluido diminuem. Isto possibilita o aumento das
forças repulsivas entre as partículas, provocando a perda da
resistência e conseqüentemente o colapso do solo (DUDLEY,
1970).
Figura 30 – Estruturas metaestáveis sustentadas por forças eletromagnéticas (DUDLEY, 1970).
A presença de um agente cimentante (constituído, por
exemplo, por óxidos de ferro ou carbonatos) entre as partículas
72
SOLOS COLAPSÍVEIS
maiores, também confere ao solo uma estrutura metaestável a
qual é ilustrada na Figura 31. Com a saturação parcial ou total
do solo, o agente cimentante é dissolvido causando uma diminuição da resistência intergranular acarretando o colapso. Neste caso, a magnitude do colapso dependerá da solubilidade do
cimento em relação ao fluido de inundação.
Figura 31 – Grãos maiores do solo cimentados por grãos menores
(RODRIGUES & LOLLO, 2004).
Capítulo 3
Mecânica dos Solos não Saturados
Jair Camacho
Introdução
A mecânica dos solos tradicionalmente estudada nos
cursos de mecânica dos solos cuida de modo particular dos
solos saturados. Entretanto, muitos dos solos encontrados comumente na prática da engenharia apresentam-se em condições não saturadas, ou seja, apresentam comportamentos não
consistentes com os princípios e conceitos da mecânica dos
solos clássica.
As porções mais superficiais dos solos, de um modo geral, estão sujeitas a fluxos de água descendentes, originários
normalmente de chuvas, e a fluxos ascendentes, determinados
pela evaporação e até pela transpiração que se dá através da
vegetação. Tais fluxos promovem variações nos teores de umidade do solo.
Desta forma os solos podem apresentar a fase líquida e a
fase sólida, nas condições saturadas, ou apresentar também a
fase gasosa, nas condições não saturadas. Neste caso a superfície de contato da água com a fase gasosa dá origem à membrana contrátil, responsável por pressões negativas nos poros
de água presentes no solo.
As teorias e formulações desenvolvidas tendo em vista o
comportamento dos solos não saturados incluem o comportamento dos solos saturados como um caso especial, o que nos
leva a uma mecânica dos solos generalizada. A figura 32 permite uma visualização generalizada da mecânica dos solos. De
uma maneira geral pode-se dizer que abaixo do nível d’água o
74
SOLOS COLAPSÍVEIS
solo estará saturado e as pressões na água serão positivas,
ocorrendo o inverso com os solos situados acima.
Figura 32 – Visualização da mecânica dos solos generalizada (FREDLUND, 1996).
Nos solos não saturados a tensão vertical em um ponto
qualquer é dada pela diferença entre a pressão total, resultante
das pressões geostáticas e de eventuais cargas aplicadas, e a
pressão no ar dos poros. Também age no ponto a sucção matricial, representada pela diferença entre a pressão no ar e a pressão na água dos poros. Essa é uma pressão que age com a
mesma intensidade em todas as direções, ou seja, é isotrópica.
No caso dos solos saturados a pressão nos poros é a pressão
existente na água que os ocupa. Os poros são interconectados e
a pressão hidráulica é transmitida entre eles, além de que se
pode considerar o fluido dos poros como incompressível. Os
vazios dos solos não saturados são parcialmente ocupados pelo
ar, o que significa que o fluido que o ocupa é compressível.
De um modo geral os solos não saturados perdem resistência quando submetidos a aumentos no teor de umidade. Isto
poderá ocorrer por perda de resistência nas ligações que existem entre os grãos, além da diminuição na sucção. No caso dos
solos expansíveis a perda de resistência estará associada tam-
MECÂNICA DOS SOLOS NÃO SATURADOS
75
bém à expansão. A perda de umidade poderá levar o solo a
contrações importantes às quais podem trazer conseqüências
prejudiciais a estruturas que se apóiem sobre esses solos, por
exemplo. Por outro lado, sob determinadas condições, torna-se
necessária à manutenção do grau de saturação do solo em níveis relativamente elevados para evitar problemas relacionados
à contração por perda de umidade.
Sucção
A sucção, como definido por Marinho (1997) é uma
pressão isotrópica da água intersticial, fruto de condições físico-químicas, que faz com que o sistema água-solo absorva ou
perca água, dependendo das condições ambientais, aumentando ou diminuindo o seu grau de saturação.
A sucção, de um modo geral, pode ser relacionada com a
pressão parcial de vapor de água através da equação de Kelvin.
ψ =−
u
RT
ln v
vwω v uvo
Em que:
ψ = sucção (kPa)0
R = Constante universal dos gases (8.31432J/mol K)
T = Temperatura absoluta (K)
ν w = Volume específico da água (m3/kg)
ω v = Massa molecular do vapor d’água (18.016kg/mol)
uv = Pressão parcial de vapor da água do poro
u vo = Pressão de saturação do vapor de água sobre uma superfície plana de água pura, na mesma temperatura (kPa)
Para uma temperatura de referência igual a 20oC, tem-se:
ψ = −135022 ln
uv
u vo
76
SOLOS COLAPSÍVEIS
A equação de Kelvin representa a sucção total, tendo por
referencia a pressão de vapor d’água acima de uma superfície
plana de água pura a. O termo u v / u vo é chamado umidade
relativa do ar (RH). A relação entre a umidade relativa e a sucção para a temperatura de 20oC pode ser determinada pela segunda expressão, representada graficamente na Figura 33.
Figura 33 – Relação entre a sucção e a umidade relativa do ar a 20ºC.
100
umidade relativa do ar (%)
90
80
70
60
50
40
30
20
10
0
10
100
1000
10000
100000
1000000
10000000
sucção (kPa)
A qualquer variação na pressão parcial de vapor da água
do solo corresponde uma variação na sucção. Se a concentração de sais for modificada, por exemplo, ocorre modificação
na sucção osmótica (ψo). Se a curvatura de um menisco for
modificada ocorre uma modificação na sucção matricial (ψm).
A sucção total (ψt) é dada pela soma da sucção matricial com
a sucção osmótica.
ψ =ψ +ψ
t
m
O
O potencial matricial pode ser descrito como o resultado
de forças capilares e de adsorção que surgem devido à interação entre a água e as partículas sólidas do solo, ou seja, sua
matriz. A composição de tais forças depende do teor de umi-
MECÂNICA DOS SOLOS NÃO SATURADOS
77
dade, sendo que as forças capilares perdem seu predomínio
quando o solo está mais seco. A sucção osmótica geralmente
não é considerada nos estudos da mecânica dos solos não saturados. A Figura 34 mostra medições de sucções matriciais e
osmóticas de um solo, podendo-se observar que as variações
dessas últimas resultaram relativamente pequenas quando
comparadas às variações das sucções matriciais.
Figura 34 – Sucções matriciais, osmóticas e totais para o solo “Regina Clay” compactado (FREDLUND & RAHARDJO, 1993).
2000
sucção osmótica
sucção matricial
sucção osmótica + matricial
Sucção (kPa)
1600
1200
800
400
0
20
22
24
26
28
30
32
Teor de umidade (%)
A sucção matricial pode ser expressa matematicamente
como a diferença entre a pressão no ar (ua) e a pressão na água
(uw), conforme:
ψ m = (u a − u w )
A compreensão da influência da matriz do solo na sucção
pode ser auxiliada pelo conceito de capilaridade, embora não
seja esse o único fenômeno normalmente presente nos sistemas
78
SOLOS COLAPSÍVEIS
solo-ar-água. Para uma melhor visualização física do fenômeno,
pode-se utilizar o esquema apresentado na Figura 35.
Figura 35 – Modelo físico para representação da capilaridade.
A ascensão capilar se dá como resultado da curvatura do
menisco em contato com a parede sólida que contém a água. A
pressão imediatamente acima do ponto A é a atmosférica e,
imediatamente abaixo de A, ela é menor, sendo a diferença
entre elas igual a 2T/R, onde R é o raio do menisco e T1 a tensão superficial da água. Como conseqüência o menisco se elevará a uma altura hc, de maneira que o sistema alcance o equilíbrio. No ponto A, a pressão do ar é a atmosférica, portanto ua
pode ser admitida igual a zero, e a pressão na água é negativa,
podendo ser expressa por uw = -ρwghc, onde ρw é a massa específica da água. Então a sucção matricial será igual a:
(ua – uw) = ρwghc
Nos solos as interfaces água-ar de formas curvas ocorrem nos seus poros. Quanto menores os poros com interface
ar-água, maiores as sucções matriciais, quando vistas apenas
com base no critério acima descrito. Assim a base de retenção
________________
1
T = 73 x 10–6 kN/m a 20oC.
MECÂNICA DOS SOLOS NÃO SATURADOS
79
de água pelos solos pode ser entendida pelo fenômeno da capilaridade, com a diferença que o solo não é um simples tubo
capilar de dimensões constantes, mas apresenta uma composição irregular, e em geral bastante variada, de poros e canais.
A retenção de água pelo solo pode ser expressa graficamente, como mostra a Figura 36, apresentada em Fredlund &
Xing (1994), que é a curva característica típica de um solo
siltoso obtida durante a secagem. A sucção de entrada de ar é o
valor da sucção que ocorre quando o ar começa a entrar nos
maiores poros do solo. O teor de umidade residual corresponde
ao ponto em que é necessário um grande aumento da sucção
para remover alguma água do solo. O teor de umidade de saturação é representado por θS.
Figura 36 – Curva característica típica de um solo siltoso (FREDLUND
& XING, 1994).
60
Sucção na entrada de ar
Teor de Umidade Volumétrico (%)
s
Curva de secagem
50
40
30
20
10
Teor de
umidade residual, r
0
0.1
1
10
100
1000
10000
100000
1E+006
Sucção Matricial (kPa)
Tais curvas podem ser obtidas por medições de sucções durante o processo de secagem ou de umedecimento da amostra,
sendo possível observar que o fenômeno apresenta histerese,
como mostra a Figura 37. A curva ABC é chamada de curva da
primeira drenagem. As curvas CDE e EFC são as curvas princi-
80
SOLOS COLAPSÍVEIS
pais de umedecimento e de drenagem, nesta ordem. A região
compreendida entre CDEFC é a região de histerese. As curvas
DIC e FGE são as “scanning curves” primárias de secagem e de
umedecimento, e as curvas IJ e GH são as secundárias, de umedecimento e de secagem, respectivamente. Isto significa que,
para uma mesma sucção, a umidade no processo de secagem
será maior que no processo de umedecimento, ou que, para uma
umidade a sucção será maior no processo de secagem.
A Figura 38 mostra a curva de retenção de primeira secagem e a curva referente ao umedecimento de um solo arenoso
laterítico compactado na energia normal do ensaio mini-Proctor.
Os valores da sucção foram determinados com o método do
papel-filtro. A histerese fica bem caracterizada quando se
comparam, por exemplo, as sucções correspondentes ao teor
de umidade de 10%, quando se obtém 1000 kPa na secagem e
100 kPa no umedecimento subseqüente.
Figura 37 – Curvas de retenção dos solos e histereses (IWATA et
al., 1995).
MECÂNICA DOS SOLOS NÃO SATURADOS
81
Figura 38 – Curvas de retenção do solo Torre II compactado na
energia mini-proctor normal (CAMACHO, 2002).
12
umidade (%)
10
8
6
secagem
umedecimento
4
2
(a) Energia Normal
0
10
100
1000
10000
100000
sucção (kPa)
Diversos fatores podem determinar a histerese, como a
geometria dos poros, dentre outros. A histerese geralmente se
traduz em dificuldades na utilização da curva de retenção, pois
se torna necessário, às vezes, identificar o processo em que se
encontra o solo, se de secagem ou de umedecimento, o que
nem sempre é obvio.
A medição da sucção seja no campo, seja no laboratório,
exige técnicas adequadas aos níveis de pressão envolvidos. A
Tabela 5 mostra algumas técnicas utilizadas para medição da
sucção e os intervalos de medição possíveis.
Tabela 5 – Técnicas de medição de sucção (MARINHO, 1997).
TÉCNICA
Tensiômetro
Psicrômetro
Papel-filtro
Translação de eixos
Condutividade térmica
Sucção
Sucção
matricial osmótica
X
X
X
X
Sucção
total
X
X
Intervalo
(kPa)
0 – 90
100 – 8000
0 – 29000
0 – 1500
0 – 400
82
SOLOS COLAPSÍVEIS
Uma técnica bastante comum de medição da sucção matricial no campo é a que se utiliza o tensiômetro, o qual mede,
a rigor, a pressão negativa em que se encontra da água dos
poros do solo. Ele consiste basicamente de uma pedra porosa
de alta pressão de entrada de ar conectada a um tubo munido
de um dispositivo para medição da pressão negativa.
O equipamento deve ser preenchido com água isenta de
ar, cuja obtenção apresenta muitas dificuldades práticas.
Quando a pedra porosa for colocada em contato com o solo
cuja sucção se deseja conhecer, a água dentro do equipamento
entrará em equilíbrio com a água do meio e estarão ambas sob
a mesma pressão negativa. Quando a pressão do ar dos poros
for igual à atmosférica, a pressão medida pelo tensiômetro será
numericamente igual à sucção matricial. O esquema da Figura
39 ilustra o que foi dito.
Figura 39 – Esquema de medição de poro pressão negativa do solo
com o uso de tensiômetro.
Embora simples e de aplicação direta, o seu uso é limitado a tensões negativas até aproximadamente 90 kPa, devido ao
fenômeno da cavitação que ocorre normalmente na água para
pressões menores que aquela. Tais equipamentos, bastante
úteis para fins agrícolas, é de utilização limitada para as finali-
MECÂNICA DOS SOLOS NÃO SATURADOS
83
dades geotécnicas, onde são comuns sucções muito superiores
àquela. Além disto, há dificuldade de se estabelecer um contato adequado entre a pedra porosa e o solo, quando se tratam de
camadas compactadas.
Os psicrômetros são equipamentos que medem a umidade relativa do ar, e a sucção (total) é obtida através de uma
curva de calibração que as relaciona. A técnica consiste na
medição da temperatura entre dois “bulbos”, estando um seco
e o outro úmido.Quando o bulbo úmido é colocado em um
ambiente mais seco ocorre evaporação de água para o ambiente e a temperatura do bulbo diminui. O bulbo seco serve para
o registro da temperatura de referência. A diferença de temperatura indica o quão seco está o ar, sendo então possível
obter a umidade relativa e, através da curva de calibração, a
sucção total.
A técnica do papel-filtro consiste basicamente em se colocar o solo em contato com uma folha daquele papel, quando
se deseja obter a sucção matricial, ou em não contato, a uma
pequena distância, quando se deseja obter a sucção total. Através de curvas de calibração, é possível relacionar a umidade
do papel-filtro, obtida após equilíbrio de sucções, com a sucção do solo.
A técnica da translação de eixos tem como objetivo evitar que a água no sistema fique sujeita a pressão negativa que
provoque a cavitação. Para tanto a amostra é ensaiada dentro
de um equipamento onde a pressão do ar pode ser aumentada
para pressões superiores à atmosférica, até que o fluxo de água
que pode ocorrer da pedra porosa para a amostra se anule.
Nestas condições, a diferença entre a pressão no ar e a pressão
na água é assumida como a sucção matricial do solo.
Na técnica da condutividade térmica um sensor é introduzido no solo e se estabelecerá um fluxo de água entre eles
em razão da diferença de potencial entre ambos. Quando os
potenciais se igualarem, a umidade do solo pode ser relacionada com a condutividade térmica do sensor. A sucção matricial
pode ser obtida por calibração adequada.
84
SOLOS COLAPSÍVEIS
Fluxo de Água nos Solos
As variações de resistência do solo freqüentemente estão
associadas às variações do teor de umidade, que se dão por
meio de fluxos de água que se estabelecem nos seus vazios,
seja na fase líquida, seja na fase vapor. Tais fluxos se dão por
diferenças de potenciais, ou seja, a água buscará minimizar seu
potencial, e podem ocorrer sob condições isotérmicas ou sob
gradientes térmicos.
O fluxo de água na fase líquida em solos saturados é
normalmente descrito pela conhecida equação de Darcy:
G
q = − k∇ H
Em que:
G
q = vetor densidade de fluxo, com dimensões (LT–1)
k = Condutividade hidráulica do solo(LT–1)
∇H = Gradiente de potencial.
O sinal negativo indica que o fluxo se dá no sentido dos
potenciais decrescentes.
Essa equação foi desenvolvida com base em fluxos saturados, porém tem sido utilizada para descrever também os fluxos não saturados, sob condições isotérmicas. A probabilidade
do comportamento do fluxo de água nos solos não saturados
desviar-se da lei de Darcy aumenta à medida que o teor de umidade do solo decresce, podendo não ser válida para os teores
mais baixos. Entretanto, ela é utilizada mesmo nesses teores,
como primeira aproximação, por não se dispor de uma equação
para fluxos não saturados cuja validade tenha sido amplamente
confirmada por resultados experimentais (IWATA et al., 1995).
Em solos não saturados a condutividade hidráulica depende, dentre outros fatores, das variações combinadas do grau
de saturação, ou do teor de umidade, e do índice de vazios.
Em tais casos a condutividade hidráulica (k), não pode
geralmente ser admitido como constante, constituindo-se predominantemente em uma função do teor de umidade. Então
podemos exprimi-lo como k(θ), onde θ é o teor de umidade
MECÂNICA DOS SOLOS NÃO SATURADOS
85
volumétrica, dada pela relação entre o volume de água e o volume do solo.
A carga hidráulica total (H), sob condições isotérmicas,
é o resultado da soma de uma componente de pressão (h) e de
uma componente gravitacional, ou de posição, (z), o que pode
ser expresso por H = h + z. Nos casos dos solos não saturados
que, e como, ocorrem comumente na natureza, o módulo da
componente de pressão é a própria sucção matricial (ua-uw),
quando ua = 0.
Considerando-se apenas uma direção (x) de fluxo, a vazão pode ser escrita como:
q = − k (θ)
∂H
∂x
Fredlund e Rahardjo (1993) comentam que o gradiente
de umidade tem sido utilizado algumas vezes para descrever o
fluxo em solos não saturados, assumindo-se que o fluxo se dá
a partir dos pontos de maiores umidades para os pontos de
menores umidades, o que não se sustenta, uma vez que o fluxo
pode dar-se em sentido contrário, em alguns casos.
Embora o gradiente de sucção matricial seja considerado
por vezes como o determinante do potencial para o fluxo de
água, ele não o é exclusivamente e fundamentalmente. Combinações das pressões na água e no ar em um ponto maiores que
as pressões em outro ponto determinam o fluxo de água e de ar
entre eles, no sentido das maiores pressões para as menores.
Entretanto, as relações entre as sucções destes pontos, dadas
por (ua-uw), poderão ser menores, iguais ou maiores que 1,0.
De acordo com os autores, o fluxo fica definido mais
apropriadamente em termos de carga hidráulica. No caso em
que a pressão no ar é nula, o gradiente de pressão na água é
numericamente igual ao gradiente de sucção matricial, como é
comum na natureza.
As variações do teor de umidade em um ponto do solo
em função do tempo podem ser descritas por uma equação do
86
SOLOS COLAPSÍVEIS
tipo θ = θ(z,t), considerando fluxo unidirecional para baixo,
por exemplo. A aplicação da equação da continuidade a um
elemento de solo, através do qual passa um fluxo q, associada
à equação de Darcy, permite que se obtenha uma expressão
que associa a variação de umidade no solo com o tempo em
função da variação do fluxo ao longo de sua direção.
Tal expressão é conhecida como a equação unidimensional de Richard, válida para solos não deformáveis (SPOSITO,
1986), e mostra que a variação do teor de umidade em função
do tempo está relacionada à variação do fluxo de água.
∂θ ∂ ⎡ ∂ H ⎤
=
k
∂t ∂z ⎢⎣ ∂z ⎥⎦
O estudo do fluxo não saturado nos solos encontra, portanto duas grandes dificuldades: (a) a determinação das sucções matriciais, as quais podem ser obtidas experimentalmente, na forma de curvas que relacionam o teor de umidade e a
sucção matricial, ou seja, as curvas características ou de retenção dos solos, e (b) a determinação dos coeficientes de
permeabilidade não saturada que também variam com o teor
de umidade do solo, e podem ser obtidos a partir de expressões empíricas em relação com a sucção ou com o grau de
saturação que podem ser consultadas em Alonso et al. (1989).
Os coeficientes de permeabilidade não saturados também podem ser obtidos em laboratório com a aplicação do
método do perfil instantâneo ou o método de Bruce & Klute,
descritos em Camacho (2002), dentre outros.
A Figura 40 mostra valores do coeficiente de permeabilidade não saturada de um solo arenoso fino laterítico compactado obtidas com a aplicação do método de Bruce & Klute,
descrito em Camacho (2002).
MECÂNICA DOS SOLOS NÃO SATURADOS
87
Figura 40 – Valores de condutividade hidráulica em função dos teores de umidade do solo (CAMACHO, 2002).
O fluxo de água pode dar-se também na forma líquida
sob gradientes térmicos, e na forma de vapor, em condições
isotérmicas ou sob gradientes térmicos. Sob tais formas os
fluxos de água se movem na massa de solo, seja por infiltração
vertical de águas que se encontrem na superfície, seja pela
ascensão de águas a partir do lençol freático por diferenças de
sucção matricial ou na forma de vapor.
Quando a superfície do solo é exposta ocorre a evaporação de águas através de sua superfície que pode promover a
secagem das porções mais próximas a ela. Forma-se, então um
fluxo de água desde a massa de solo até a atmosfera. As regiões mais superficiais estão sujeitas também a fluxos induzidos por gradientes térmicos que promovem a descida da água
durante o dia, e a ascensão durante a noite, uma vez que os
gradientes de temperatura se modificam entre esses períodos.
A Figura 41 mostra a reversão de temperaturas medidas
sob uma área gramada exposta ao sol durante todo o dia. Observa-se que as reversões de temperaturas entre os períodos diurno
e noturno assumem importância até a profundidade aproximada
de 30 cm.
88
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 41 – Perfis de temperatura média sob um gramado, pela manhã e à tarde (CAMACHO, 2002).
25
27
29
temperatura(oC)
31
33
35
37
39
0
20
profundidade(cm)
40
60
80
100
120
140
temperaturas na manhã
temperaturas à tarde
160
180
perfis de temperaturas médias sob um gramado,
entre outbro/99 e janeiro/2000
200
Quando algum pavimento é construído sobre a superfície
do terreno, seja uma via, seja o contrapiso de uma edificação,
ou um calçamento, os fluxos ascendentes encontram aí uma
barreira à evaporação e o teor de umidade pode aumentar nessas regiões.
Nas épocas secas poderão ocorrer fluxos horizontais dirigidos para fora da área protegida e, durante os períodos de
chuva deverão ocorrer fluxos no sentido inverso. A Figura 42
mostra os perfis de umidade sob um gramado e sob um pavimento contíguos, na estiagem e após período de chuvas.
As variações sazonais de umidade ficam evidentes, bem
como a manutenção de maiores teores sob o pavimento. Os
formatos dos perfis de umidade sob o pavimento indicam que
houve bastante evaporação através dele, embora menores que
na porção gramada, por estar sujeito à ação direta da insolação
e dos ventos. Sob o contrapiso de uma edificação os perfis
seriam diferentes, com maiores teores de umidade junto à superfície, uma vez que a evaporação estaria bastante reduzida.
MECÂNICA DOS SOLOS NÃO SATURADOS
89
Figura 42 – Perfis de umidade sob um gramado e sob um pavimento
asfáltico, na estiagem, após período de chuvas (CAMACHO, 2002).
Resistência
A sucção matricial exerce sobre as partículas do solo um
efeito de aproximação, e isto pode contribuir de maneira significativa para a sua resistência. Conforme Oloo et al. (1997)
existe um fator de capacidade de suporte da camada de solo
associado à sucção matricial que é o mesmo associado à coesão. A sucção matricial tem o efeito de aproximar as partículas
do solo, mantendo-as assim.
A Figura 43 ilustra mostra a relação que existe entre os
valores de mini-CBR imerso e não imerso de um solo laterítico
(Figura 43a) com as sucções matriciais presentes no momento
do ensaio (Figura 43b). Observa-se que as distribuições dos
valores de suporte lançadas em gráfico resultaram semelhantes
às distribuições das sucções. Isto significa que a sucção matricial contribuiu ao menos em certa medida com a resistência
representada pelo valor de suporte.
90
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 43 – Relações entre (a) o mini-CBR e a umidade de compactação e (b) a sucção matricial e a umidade de compactação do solo
Torre II, determinados na umidade de compactação e após imersão
(CAMACHO e BERNUCCI, 2000).
100
s/imersão
mini-CBR (%)
após imersão
10
(a)
1
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
umidade de compactação(%)
sucção matricial (kPa)
10000
1000
100
10
(b)
1
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
umidade de compactação (%)
Tendo em vista que a sucção matricial pode influir de
maneira significativa na resistência, ela deve ser considerada
quando se trata de estudar as características de resistência de
um solo não saturado. Bishop & Blight (1963) propuseram
MECÂNICA DOS SOLOS NÃO SATURADOS
91
para o cálculo das tensões efetivas aplicáveis aos solos não
saturados a expressão:
σ' = (σ − u a ) + χ(u a − u w )
Em que:
σ’ = Tensão efetiva
σ = Tensão atuante
ua = Pressão no ar do solo
uw = Pressão na água do solo
O termo (ua – uw) representa a sucção matricial, que depende do teor de umidade do solo, enquanto χ é um coeficiente que depende principalmente do grau de saturação, e ainda
da estrutura do solo, de ciclos de molhagem e secagem e mesmo de variações de tensões.
BLIGHT (1967) define o coeficiente χ como um parâmetro empírico que representa a proporção da sucção do solo
que contribui para a tensão efetiva e observa que, em BISHOP
& BLIGHT(1963), foi admitido tacitamente que os valores
permissíveis de χ estão compreendidos entre 0 e 1. Para solos
secos o coeficiente torna-se nulo (χ = 0) e, para solos saturados, torna-se igual à unidade (χ = 1).
Sob tais condições, quando o solo estiver saturado, a
pressão do ar será igual à pressão na água e a tensão efetiva
será escrita na forma apresentada por Terzaghi:
σ' = (σ − u w )
O critério de Mohr-Coulomb pode então ser escrito como:
τ = c'+{(σ − u a ) + χ(u a − u w )}tgφ'
onde:
c’ = coesão do solo
φ’ = ângulo de atrito interno do solo
92
SOLOS COLAPSÍVEIS
A expressão mostra que a sucção matricial poderá contribuir para o aumento da resistência ao cisalhamento dos solos, e mostra também que, quando o solo estiver muito seco, a
contribuição será nula, pois o coeficiente χ, é igual a zero nestas condições.
Em FREDLUND & RAHARDJO (1993), se vê uma abordagem diferente ao problema. Ao invés de considerar um aumento nas tensões efetivas, considera-se um coeficiente similar
ao ângulo de atrito interno, relacionado à sucção matricial.
τ = c'+(σ − u a )tgφ'+ (u a − u w )tgφb
onde:
φb = ângulo que indica a taxa de aumento na resistência do
solo ao cisalhamento devido à sucção matricial.
A equação vale para os solos não saturados e para os solos saturados. Quando se considera que ua = uw ela passa a
assumir a forma pela qual é usualmente conhecida.
τ = c'+(σ − u w )tgφ'
Os efeitos da sucção sobre o comportamento mecânico
do solo quando este se aproxima da condição seca tornam-se
desprezíveis. Para esses solos a parcela (σ - ua) pode ser a única controlando seu comportamento.
A equação representa uma condição plana do critério estendido de ruptura de Mohr-Coulomb apresentado na Figura
44. Superfícies não planas também podem ser descritas pela
equação, com técnicas apropriadas.
MECÂNICA DOS SOLOS NÃO SATURADOS
93
Figura 44 – Envoltória plana de ruptura com o critério estendido de
Mohr-Coulomb (FREDLUND & RAHARDJO, 1993).
No eixo das abscissas são plotados os valores da tensão
normal efetiva, da mesma maneira que as tensões efetivas para
os casos de solos saturados. No terceiro eixo estão as sucções
matriciais.
O plano tangente aos círculos de Mohr que pode ser traçados nas diversas condições de sucção define a envoltória de
ruptura de conformidade com o critério estendido de MohrCoulomb. Observa-se que o plano apresenta uma inclinação
positiva no sentido dos maiores valores de sucção, indicando
maiores resistências ao cisalhamento. O desenho ilustra uma
situação de ruptura definida pelas coordenadas {(σ - ua)r, τr,
(ua - uw)r}.
Nestas condições a linha envoltória de ruptura apresenta
inclinação φ’, que é a mesma para todas as linhas envoltórias,
quando se admite superfície envoltória plana, mas apresenta
valor de intercepto igual a c > c’, representando ganhos de resistência em relação à condição de sucção matricial igual a zero.
94
SOLOS COLAPSÍVEIS
Quando a sucção matricial é igual a zero, o eixo (σ - ua)
torna-se (σ - uw), e temos então a representação tradicional do
critério de Mohr-Coulomb para solos saturados. Os acréscimos
de resistência devidos ao aumento da tensão normal líquida
são caracterizados pelo ângulo φ’, enquanto que os acréscimos
devidos à sucção matricial são caracterizados pelo ângulo φb.
Capítulo 4
Propriedades dos Solos Colapsíveis
Paulo César Lodi
Jose Augusto de Lollo
Introdução
Os solos colapsíveis não se encontram na natureza na
condição saturada. Essa condição é na maioria das vezes imposta para a verificação de sua resistência mínima. Nesse contexto, importa mencionar que as propriedades mecânicas dos
solos, a saber: a permeabilidade, variação de volume e resistência ao cisalhamento possuem características diferenciadas
quando analisamos os solos colapsíveis. Isso porque esses solos se encontram na condição não saturada.
Ao falarmos de solos não saturados, é fundamental que
se identifiquem as variáveis que condicionam o comportamento mecânico destes solos. Como exposto anteriormente, a sucção matricial tem sido reconhecida como a mais importante
fonte de sucção a interferir no comportamento mecânico de
solos não saturados. Dessa forma, é necessário que se considere a sucção como uma variável independente suficientemente
capaz de governar a permeabilidade, a variação de volume e a
resistência ao cisalhamento dos solos.
A caracterização das propriedades mecânicas dos solos
não saturados partiu dos princípios básicos estabelecidos na
mecânica dos solos clássica.
Quando se considera o solo saturado (mecânica dos solos clássica) a única variável a influir no processo de variação
volumétrica (variação do índice de vazios) e na resistência ao
cisalhamento é a tensão normal atuante. Na mecânica dos so-
96
SOLOS COLAPSÍVEIS
los não saturados, a sucção surge como uma nova variável
independente, isto é, o índice de vazios e a tensão cisalhante
são funções da tensão normal atuante e da sucção no solo (RODRIGUES, 2005).
O conhecimento da estrutura dos solos não saturados é
de grande importância no entendimento da sua resposta mecânica quando solicitado, ou até mesmo na previsão, ainda que
de maneira qualitativa, do seu comportamento. O fato é que a
microestrutura do solo controla as condições da água dentro do
mesmo, particularmente, seu potencial ou sucção (ALONSO et
al., 1987).
Comportamento à Compressão
Os solos colapsíveis por se encontrarem na condição não
saturada têm sido avaliados sob o ponto de vista de compressibilidade através de ensaios edométricos em laboratório e por
provas de carga em campo. Normalmente, estes ensaios procuram quantificar as deformações do solo em função das cargas
aplicadas, do teor de umidade do solo e saturação do solo para
um dado nível de tensões. Evidentemente, a sucção deve ser
levada em conta para análises mais precisas.
Segundo Alonso et al. (1987) o comportamento tensãodeformação tem sido analisado através das variáveis tensionais
(σ - ua) e (ua - uw) onde σ = σv para o caso de compressão confinada e σ = σoct para o caso de compressão isotrópica. A Figura 45 ilustra as trajetórias características no espaço (ua - uw) x
(σ - ua) seguidas durante a realização destes ensaios.
PROPRIEDADES DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
97
Figura 45 – Trajetórias de tensão características em (ua - uw) x (σ - ua)
(ALONSO et al., 1987).
A trajetória AC ilustrada na figura anterior corresponde a
um ensaio realizado à umidade constante. Embora a umidade do
solo seja mantida constante, com a compressão do mesmo (devido aos acréscimos em (σ - ua)), o seu grau de saturação aumenta,
fazendo com que o valor da sucção sofra um decréscimo.
A trajetória ABEG corresponde às trajetórias normalmente adotadas quando da realização de ensaios para avaliação
do colapso (ou expansão) do solo. O solo é carregado à umidade constante até um dado valor de carregamento, a partir do
qual é inundado a valores de (σ - ua) constantes. A trajetória
AF é típica de ensaios realizados para uma avaliação da pressão de expansão do solo.
Nesta trajetória o solo sofre um processo de inundação e
o valor da sobrecarga é majorado no sentido de se evitar a sua
expansão. Finalmente, a trajetória ADG corresponde aos ensaios mais comuns na prática laboratorial. Nestes ensaios o
solo é inundado anteriormente à realização do ensaio, durante
o qual sofre acréscimos em (σ - ua). A realização de ensaios
98
SOLOS COLAPSÍVEIS
utilizando-se aparelhos com controle de sucção permite a adoção de diferentes trajetórias de tensões, controlando-se em
separado os pares (ua - uw) x (σ - ua) e melhorando-se as condições para o estudo da deformabilidade dos solos não saturados (MACHADO, 1998).
De acordo com alguns pesquisadores como Dudley
(1970), Ferreira & Teixeira (1989) e Ferreira (1994), o termo
colapso é geralmente empregado para se definir o comportamento de deformação sob umedecimento, ou seja, entende-se
por colapso a ocorrência de deformações volumétricas compressivas por conta de um processo de umedecimento do solo.
O ensaio mais empregado para caracterização do colapso
em laboratório é o ensaio edométrico. Este ensaio leva em
consideração as deformações axiais provocadas pelo acréscimo de sobrecargas e pela inundação de corpos-de-prova. A representação gráfica mais comum dos resultados é feita por
curvas que representam o índice de vazios do solo (e) em função das tensões aplicadas (σ’) em escala logarítmica.
Ensaio Edométrico Simples
Prepara-se um corpo-de-prova (CP) com certo teor de
umidade. O solo é solicitado até uma tensão de interesse e posteriormente umedecido (inundado). Nesse instante, a curva
apresentará uma descontinuidade vertical devido ao colapso
estrutural do solo (Figura 46).
Após a estabilização das deformações ocorridas pela inudação do corpo de prova, o carregamento prossegue até um
valor padrão de tensão com posterior descarregamento.
PROPRIEDADES DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
99
Figura 46 – Ensaio edométrico simples (JENNINGS & KNIGHT,
1975).
Ensaio Edométrico Duplo
Nesse ensaio, são preparados dois corpos-de-prova (CPs)
idênticos, isto é, devem possuir as mesmas características para
o ensaio. Aqui surge uma dificuldade do ensaio: o preparo de
dois corpos de prova que sejam basicamente idênticos.
O primeiro deve possuir um teor de umidade que garanta
ao solo a condição não saturada e o outro deve ser inundado
desde o início do ensaio. As duas amostras são submetidas a
uma tensão de 1 kPa durante 24 horas. Após este período, aplicam-se carregamentos progressivos para obtenção de medidas
de deformação axial.
As curvas de compressão edométrica desenhadas são então sobrepostas e ajustadas (Figura 42). Os ajustes são feitos
transladando-se verticalmente a curva da amostra não saturada
até o ponto com coordenadas (σvo, eo), sendo, σvo e eo, respectivamente, a tensão vertical devido ao peso próprio do solo no
campo e o índice de vazios sob esta tensão. Comparando-se a
tensão de pré-adensamento do solo inundado (σvps) com a tensão vertical (σvo) tem-se duas condições:
100
SOLOS COLAPSÍVEIS
1) Se (σvps/ σvo) estiver entre 0,8 e 1,5 considera-se o solo
normalmente adensado e o ajuste é feito transladando
a curva até o ponto (σvo, eo) sobre a reta virgem (Figura 47a).
2) Se (σvps / σvo) for maior que 1,5 considera-se o solo
pré-adensado e o ajuste é feito da mesma forma, porém o ponto (σvo, eo) não se posiciona sobre a reta
virgem (Figura 47b).
Pode-se ainda considerar o colapso do solo como sendo
a diferença entre as duas curvas. Em campo, provas de cargas
são efetuadas seguindo-se procedimento similar.
Figura 47 – Ajuste das curvas do ensaio edométrico duplo (JENNINGS
& KNIGHT, 1975).
Os critérios para a identificação dos solos colapsíveis
são obtidos a partir desses ensaios de campo e de laboratório.
Note-se que na Figura 41 a curva obtida não reflete o
comportamento do solo com eventuais reduções no valor da
sucção. Em termos simples, não é possível acompanhar a variação do índice de vazios diante da redução da sucção assim
como não é possível a avaliação dos ciclos de umedecimento
e secagem quando esta trajetória de tensão é considerada no
estudo.
PROPRIEDADES DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
101
Ademais, nesses ensaios, a saturação do solo pode apresentar valores de colapso maiores do que os valores reais de
campo para o mesmo nível de tensões aplicadas. Dessa forma,
o controle da sucção permitirá uma melhor apreciação dos
possíveis valores de colapso em campo.
Ensaios Edométricos com Sucção Controlada
Neste ensaio de compressão confinada ou unidirecional,
o material a ser ensaiado pode sofrer inundação por estágios de
tensões ou ser saturado desde o início do ensaio.
Uma das primeiras câmaras utilizadas com essa finalidade
foi desenvolvida por Escario & Saez (1973). O controle da sucção é feito com base na técnica de translação de eixos de Hilf
(1956). Essa técnica permite que se apliquem pressões de ar
maiores que a pressão atmosférica ajustando-se as pressões de
modo a se obter o valor de sucção (ua – uw) de interesse.
Na extremidade superior do corpo-de-prova é colocada
uma pedra porosa comum e na extremidade inferior, coloca-se
uma pedra porosa de alto valor de entrada de ar ou uma membrana semipermeável. Incrementa-se a pressão de ar no interior
da câmara possibilitando que essa se iguale ao valor de sucção
desejada. Na maioria das câmaras edométricas desenvolvidas
com controle de sucção, a membrana utilizada é permeável tanto à água quanto aos solutos porventura nela dissolvidos, de
modo que a sucção medida é apenas a sucção matricial, não
englobando a sucção osmótica.
Por outro lado, as tensões laterais desenvolvidas no corpo
de prova durante o processo de compressão confinada, necessárias para o cálculo do coeficiente de empuxo em repouso do
solo (Ko), são raramente medidas quando da realização de ensaios edométricos convencionais, sendo que este é geralmente
obtido a partir de correlações empíricas. Machado (1995) desenvolveu uma câmara edométrica que permite o controle de
sucção assim como o controle das tensões laterais originadas.
O controle da sucção permitiu a diversos pesquisadores um
estudo mais detalhado do comportamento de solos não saturados.
102
SOLOS COLAPSÍVEIS
Para ilustrar o efeito da sucção no solo são apresentados a
seguir alguns resultados obtidos por Machado (1995). O pesquisador utilizou ensaios de compressão confinada com controle de
sucção em amostras de solo de um colúvio arenoso compactado.
O solo ensaiado foi compactado a baixos valores de peso
específico seco (aproximadamente 14 kN/m3), correspondente
a um grau de compactação de 80%, com o objetivo de se gerar
uma estrutura metaestável para o mesmo.
A Figura 48 apresenta os resultados obtidos a partir da
realização de ensaios à sucção constante. Note-se que a sucção
matricial aumenta sensivelmente a tensão de pré-adensamento
aparente do solo.
Os índices de compressão e recompressão do solo também apresentam acréscimos com a sucção matricial. A Figura
49 apresenta resultados de ensaios realizados com sucção inicial de 400 kPa. As amostras sofreram um processo de umedecimento gradual a (σv – ua) constante para valores de tensão
vertical de 330, 660 e 1320 kPa.
Figura 48 – Resultados de ensaios edométricos com sucção controlada (MACHADO, 1995).
PROPRIEDADES DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
103
Figura 49 – Relações entre colapso e sucção obtidas a partir de ensaios edométricos com sucção controlada, realizados com umedecimento gradual (MACHADO, 1995).
Observando a Figura 44 verifica-se que para um valor de
sucção de até 100 kPa o colapso apresentado pelo solo é relativamente pequeno. Excetuando-se o caso em que o umedecimento gradual se deu a um valor de sobrecarga de 1320 kPa,
os maiores valores de colapso são obtidos quando a sucção
decresce de 50 para 0 kPa.
Isto significa que ensaios realizados segundo a trajetória
ABEG da Figura 44 podem conduzir a uma previsão exagerada de colapso em campo.
Com efeito, o que se tem notado em situações de campo
é que o solo permanece sempre com algum valor residual de
sucção, excetuando-se algumas poucas situações drásticas onde a sucção do solo em campo é levada a zero.
Machado (1998) faz algumas considerações importantes
acerca da variação volumétrica dos solos não saturados, a saber:
1) Incrementos na sucção do solo aumentam a sua rigidez e a tensão de pré-adensamento. Este comportamento é
ilustrado na Figura 50. Diversos autores, entre eles Dudley
104
SOLOS COLAPSÍVEIS
(1970) e Jennings & Knight (1957) relatam este padrão de
comportamento dos solos não saturados.
2) A tensão total média (ou vertical) controla o total de
expansão apresentado por argilas plásticas contendo argilominerais expansivos. A tensão aplicada reduz a expansão apresentada, ou, de outro modo, as maiores expansões ocorrem no
campo das baixas tensões. Este comportamento é observado
por Aitchison & Richards (1969), e Escario & Saez (1973).
Figura 50 – Aumento da rigidez do solo devido a sua não saturação
(MACHADO, 1998).
3) Segundo Dudley (1970), Jennings & Knight (1975),
Blight (1965) e Romana (1987) solos com estruturas abertas experimentam colapso sob umedecimento para uma grande faixa de
valores de tensões atuantes. Particularmente, este fenômeno é
freqüente em areias argilosas e siltosas de baixa densidade, argilas siltosas de baixa plasticidade e alguns solos residuais. O colapso que ocorre nestes solos devido a um decréscimo de sucção
aumenta com a intensidade da tensão atuante.
4) A maioria das argilas siltosas de baixa plasticidade ou
mesmo de argilas ativas podem expandir ou apresentar colapso
PROPRIEDADES DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
105
a depender da carga aplicada ser suficientemente baixa ou alta.
El Sohby & Elleboudy (1987) mostram que algumas areias
naturais cimentadas podem expandir ou sofrer colapso a depender da tensão confinante atuante e de sua densidade “in
situ”. A tensão crítica, a qual separa estes dois tipos de variação volumétrica é chamada de pressão de expansão. Este conceito, contudo, não é de definição tão simples como aparenta.
Escario & Saez (1973) relatam que a expansão ou colapso
apresentado pelo solo depende também da sucção inicial da
amostra e, ainda, a mudança de volume associada com um
decréscimo de sucção pode mudar de sinal para uma dada tensão confinante. Uma relação mais fundamental da variação
volumétrica do solo foi dada através do conceito de superfície
de estado, introduzido por Matyas & Radhakrishna (1968) e
seguido pelos autores Fredlund & Morgenstern (1976), e Lloret
& Alonso (1980).
5) As superfícies de estado são uma boa maneira de se representar a variação volumétrica dos solos não saturados. Contudo, algumas considerações têm que ser levadas em conta: diferentes caminhos de tensão no espaço p(σ - ua) e s(ua - uw)
conduzem a diferentes mudanças de volume. Matyas & Radhakrishna (1968) relatam que a superfície de estado tende a ser
única, desde que os caminhos de tensões seguidos provoquem
sempre aumento ou diminuição no grau de saturação do solo.
Barden et al. (1969) chegam às mesmas conclusões.
6) Quando a tensão confinante é aumentada, o colapso
experimentado por um solo não saturado alcança um valor
máximo, diminuindo a partir daí. O valor da tensão na qual o
máximo colapso ocorre varia largamente para diferentes tipos
de solo.
7) Os diferentes critérios utilizados na obtenção da pressão de expansão de um solo conduzem a diferentes resultados.
São principalmente três os procedimentos utilizados na determinação da pressão de expansão dos solos:
a) Umedecendo a amostra a uma dada tensão e posteriormente carregando-a de modo que esta retorne ao
106
SOLOS COLAPSÍVEIS
seu volume original. A pressão de expansão obtida
por este procedimento depende da tensão na qual o
umedecimento se deu. Segundo Sridharan et al. (1986)
para baixas tensões confinantes as pressões de expansão são maiores;
b) Se agora uma tensão confinante é aplicada à amostra
de modo que um umedecimento posterior a conduz a
seu volume original, então outro valor de tensão de
expansão é determinado e,
c) A amostra é umedecida a uma baixa tensão confinante de modo que a expansão do solo é sempre evitada
por um aumento da tensão aplicada. Sridharan et al.
(1986) relatam que este procedimento conduz a valores intermediários de pressão de expansão daqueles
encontrados pelos procedimentos (a) e (b).
8) Do mesmo modo que a tensão atuante, a variação da
sucção induz deformações volumétricas irreversíveis no solo.
Este padrão de comportamento é válido tanto para solos colapsíveis quanto para solos expansivos.
Resistência ao Cisalhamento
Os problemas relativos à Mecânica dos Solos são tratados em termos de resistência ao cisalhamento que está diretamente relacionada às tensões efetivas atuantes no solo e/ou
maciço. O critério utilizado é o de Mohr-Coulomb aplicandose o princípio das tensões efetivas enunciado por Terzaghi
conforme a equação seguinte:
s = c’ + σ’tgφ’
s = resistência ao cisalhamento; c’ = intercepto de coesão efetiva; σ’ = tensão efetiva (σ’ = σ - u); φ’ = ângulo de atrito efetivo
do solo.
Esta equação define as variáveis do estado de tensões dos
solos saturados. Dessa forma, a resistência ao cisalhamento de
um solo não saturado não pode ser perfeitamente representada
PROPRIEDADES DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
107
pela equação acima pelo fato de o estado tensional de um solo
não saturado ser dependente de uma série de fatores como a
natureza e interação de suas fases sólida, líquida e gasosa.
Com base no princípio das tensões efetivas equação de
Terzaghi, diversas propostas surgiram para o equacionamento
da tensão efetiva para o caso dos solos não saturados (Tabela
6). Evidentemente que essas equações possuem suas limitações devido ao comportamento de cada solo.
Tabela 6 – Extensão do principio das tensões efetivas aos solos não
saturados (Rodrigues, 2005).
Equação
σ’ = σ – β’uw
σ’ = σ –
ψ . p’’
σ’ = σ – β . p”
σ’ = (σ’ – ua) + χ . (ua – uw)
Variáveis
σ’: tensão efetiva;
σ: tensão total;
β’: parâmetro relacionado
à resistência ao cisalhamento
do solo.
σ’: tensão efetiva;
σ: tensão total;
ψ : parâmetro que varia de 0
a 1;
p’’: deficiência de pressão
neutra.
σ’: tensão efetiva;
σ: tensão total;
β: fator experimental e
estatístico de área de contato;
p”: pressão neutra positiva.
σ’: tensão efetiva;
σ: tensão total;
χ: parâmetro relacionado ao
grau de saturação do solo;
ua: pressão do ar;
uw: pressão de água.
Referências
Croney et al.
(1958)
Aitchison (1961)
Jennings (1961)
Bishop & Blight
(1963)
A equação apresentada por Bishop & Blight (1963) é a
única que levou em conta a sucção matricial (ua - uw) isoladamente. O parâmetro χ que multiplica a sucção matricial é obtido experimentalmente e relaciona-se ao grau de saturação e ao
108
SOLOS COLAPSÍVEIS
tipo de solo. Varia não linearmente de 0 a 1 (χ = 0 quando o
solo encontra-se seco e χ = 1 quando o solo está saturado).
No entanto, essa equação possui limitações quando se
trata do comportamento dos solos colapsíveis. Estes sofrem
variação volumétrica mesmo com a tensão efetiva decrescendo
quando ocorre a redução da sucção.
Dessa forma, para se obter um valor mais realístico de χ,
os efeitos estruturais deveriam ser considerados. Jennings &
Burland (1962) relataram ainda que a equação de Bishop não
representa satisfatoriamente a variação de volume de vários
solos, particularmente abaixo de valores críticos de grau de
saturação (20% para areias e siltes e 85 a 90% para argilas).
O conhecimento mais realístico do comportamento do
solo em campo só é possível pela análise das mudanças no seu
teor de umidade ou no valor de sucção atuante. Conforme explicita Jucá (1990), o estudo da resistência ao cisalhamento
dos solos não saturados é feito avaliando-se a influência da
variação do teor de umidade (ou grau de saturação) pela avaliação da sucção. Dentre as primeiras razões, o pesquisador
relata as seguintes:
a) A sucção pode variar com o estado de tensões a que
está submetido o solo, mesmo que o teor de umidade
se mantenha constante;
b) Em solos compactados em um mesmo teor de umidade, a sucção estará influenciada pela estrutura e,
portanto, também representa o tipo e energia de compactação que foi utilizada e,
c) Nas relações estabelecidas diretamente com a sucção o efeito da histerese é menos pronunciado que
nas relações entre os parâmetros do solo e o teor de
umidade.
A sucção atua no solo como elemento gerador de rigidez
pela ação intergranular no sentido de agrupar as partículas
sólidas. Dessa forma, o aumento da sucção no solo induz a
aumento da resistência ao cisalhamento (aumento da tensão
efetiva atuante).
PROPRIEDADES DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
109
Bishop (1960) apresentou uma das primeiras equações
para relacionar a resistência ao cisalhamento com a sucção.
Esta equação utiliza o critério de ruptura de Mohr-Coulomb e
a expressão proposta por Bishop & Blight (1963) citada anteriormente:
s = c'+ (σ − ua + χ (ua − uw )). tan φ '
Segundo outros autores como Fredlund et al. (1978), a
resistência ao cisalhamento do solo pode ser expressa pela
equação a seguir. Nessa equação, φb é o ângulo de atrito do
solo em relação à sucção.
s = c'+(σ − ua ). tan φ '+(ua − uw ). tan φ b
De acordo com essa proposta, o ângulo de atrito interno
do solo é suposto constante com a sucção e a resistência ao
cisalhamento cresce linearmente com a sucção. A envoltória
de ruptura passa a ser plana e não mais uma linha (os círculos
de Mohr agora são locados em um diagrama tridimensional
com as variáveis de estado de tensão no plano horizontal e a
resistência ao cisalhamento nas ordenadas, Figura 51).
Figura 51 – Envoltórias de resistência para solos não saturados
(FREDLUND, 1995).
110
SOLOS COLAPSÍVEIS
Como o ângulo de atrito interno é suposto constante com
a sucção, todo o ganho de resistência ao cisalhamento do solo
se refletirá em um acréscimo de coesão que pode ser expressa
pela equação:
c = c'+(ua − uw ). tan φ b
Apesar de ser verídica para alguns casos, a equação tem
sido contestada por diversos autores. Das equações anteriores,
nota-se que tanφb = χ.tanφ’. Quando χ = 1 (solo saturado) deve
se esperar que φb = φ’ quando o solo esteja no campo das baixas sucções e que φb tenda a zero à medida que a sucção aumenta e o solo se distancia da sua condição de saturado.
Machado (1998) resume as principais conclusões sobre a
resistência ao cisalhamento de solos não saturados com base
nas equações apresentadas anteriormente:
a) A resistência ao cisalhamento se relaciona de maneira não linear com a sucção matricial: para baixos valores de sucção temos aproximadamente φb = φ’. Os
valores de φb decrescem com o valor da sucção de
modo que a resistência ao cisalhamento do solo tende
a um valor máximo para altos valores de (ua - uw).
Alguns solos arenosos podem apresentar valores decrescentes de resistência ao cisalhamento para baixos
valores de saturação.
b) O intercepto de coesão aparente do solo apresenta valores crescentes com a sucção matricial. As relações
entre c e (ua - uw) possuem formas assemelhadas àquelas propostas para a resistência ao cisalhamento. A
sucção matricial parece não apresentar uma influência
definida no valor do ângulo de atrito interno do solo.
Segundo Öberg & Sällfors (1997) a seguinte equação
pode ser utilizada na representação da resistência ao cisalhamento do solo com a sucção:
s = c'+(σ − Sr .uw − (1 − Sr ).ua ). tan φ '
PROPRIEDADES DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
111
Esse enfoque busca a correlação da curva característica
de sucção do solo com a resistência ao cisalhamento. Alguns
pesquisadores constataram que a influência da sucção matricial na resistência ao cisalhamento do solo está intimamente
relacionada com o grau de saturação (Sr). Assim, para valores
de sucção menores que o valor de entrada de ar do solo (para
os quais Sr = 1) tem-se φb = φ’.
Fredlund et al. (1995) apresentam a equação abaixo para
a avaliação da resistência do cisalhamento em função da curva
característica do solo.
s = C1 + C
( u a −u w )
∫ [Se]
p
(u a − u w )
0
Se =
Sr − Srr
1 − Srr
C1 é uma constante de integração; Srr = grau de saturação
residual do solo; Se = Saturação efetiva e p = expoente de
adequação (segundo os autores, para a maioria dos solos
pode-se admitir p = 1).
Para valores de sucção inferiores ao valor de entrada de
ar do solo, φb = φ’. Isso resulta em C = tanφ’. Para valores de
sucção iguais a zero, a equação (3.6) deve resultar na equação
de Mohr-Coulomb, de modo que a equação a seguir possibilita
a obtenção da resistência ao cisalhamento não saturada do solo
a partir da curva característica de sucção do mesmo.
s = c ' + (σ − ua ) tan φ '+ tan φ '
(u a −u w )
∫ [Se]
p
(ua − uw )
0
As equações (5) e (7) têm se apresentado como métodos
rápidos e práticos para a determinação da resistência ao cisalhamento dos solos não saturados.
112
SOLOS COLAPSÍVEIS
Permeabilidade
A condutividade hidráulica do solo e a curva característica do solo são as duas propriedades do solo que determinam
o comportamento do fluxo da água em seus vazios. A condutividade hidráulica mede a capacidade de o solo transmitir água
e a curva característica é uma representação da capacidade do
solo armazenar água (Klute, 1986).
Em termos gerais, a condutividade hidráulica dos solos
não saturados depende dos mesmos fatores que influenciam a
permeabilidade dos solos saturados. Alguns autores afirmam
que a perda gradual de água no solo até este atingir a condição
não saturada (e que continua a diminuir seu grau de saturação)
faz com que o ar substitua gradualmente a água dos poros.
Nesse processo pode ocorrer uma diminuição da condutividade hidráulica pela retração dos poros em função dessa diminuição da umidade. Os principais fatores que geram essa diminuição da condutividade hidráulica são os seguintes:
a) a área total disponível para o fluxo de água decresce
com a diminuição da quantidade de poros saturados
por água porque o ar passa a ocupar o lugar da água e
obstrui sua trajetória original;
b) o esvaziamento dos poros avança dos maiores para os
menores acarretando uma diminuição da condutividade hidráulica por que o fluxo da água, segundo a
equação de Poiseuille para fluxos laminares em tubos
capilares, é diretamente proporcional ao quadrado do
raio do tubo e,
c) com o enchimento dos poros de ar, aumenta a quantidade de água que fica isolada e descontínua em diversos poros do solo, o que dificulta o fluxo da água
como líquido.
A determinação da condutividade hidráulica dos solos
não saturados envolve dois métodos. No primeiro deles, a
amostra é submetida a valores de sucção constante em suas
PROPRIEDADES DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
113
extremidades (conceitos referentes ao fluxo em regime permanente). O segundo método utiliza a formulação do fluxo
em regime transiente como os ensaios em colunas de solo e
os ensaios realizados nas câmaras de pressão. Estes últimos,
idênticos aos ensaios para a determinação da curva característica do solo com a variante de que a quantidade de água
que é expulsa ou adentra ao corpo de prova é medida durante
cada estágio de pressão.
Ensaios de campo de infiltração (ou drenagem) são o expediente mais comum para a determinação da condutividade
hidráulica saturada e não saturada. Os resultados de fluxo transiente (método do perfil instantâneo) são interpretados de
acordo com a equação de Richards que necessita da curva de
retenção de água pelo solo e das umidades em certos tempos
longos de infiltração. Ensaios com anéis de infiltração simples
e duplo associados a tensiômetros, para se conhecer o potencial matricial e sonda de nêutrons para controle da umidade
permitem a aplicação da metodologia do perfil instantâneo. As
limitações desse método referem-se ao tempo de ensaio que
para solos arenosos pode ser de alguns dias e para solos menos
permeáveis pode ser de algumas semanas. Outra desvantagem
é a profundidade pequena de ensaio e as imprecisões de interpretação dos cálculos e medidas.
Outro ensaio de campo que permite avaliar a condutividade hidráulica não saturada é o permeâmetro de Ghelph. O
ensaio é feito em regime permanente em furos de sondagens
em que pequenas cargas hidráulicas são mantidas constantes
durante o ensaio graças a um tubo de Mariotte. O modelo teórico utilizado para a interpretação dos dados inclui a contribuição para a vazão de uma parcela correspondente ao fluxo saturado e outra ao fluxo não saturado.
Diferentes arranjos e fórmulas necessárias para o cálculo
da condutividade hidráulica não saturada podem ser encontrados em Libardi (1995). Outro expediente é a utilização da curva característica do solo na forma convencional ou através da
porosimetria por intrusão de mercúrio.
114
SOLOS COLAPSÍVEIS
Nos fluxos de água em meios não saturados, a condutividade hidráulica varia de acordo com mudanças da sucção do
solo. Com base nas características de retenção de água, verifica-se que a quantidade de água retida é dependente do valor
da sucção. Assim, a quantidade de água contida nos vazios de
um solo será maior se a sucção do solo for baixa. Neste contexto, a condutividade hidráulica não saturada também será
maior se a sucção imposta ao solo for baixa, semelhante às
curvas de retenção de água do solo.
A Figura 52 ilustra uma curva de condutividade hidráulica não saturada sob efeitos de histerese, semelhantemente ao
que ocorre em uma curva de retenção de água no solo.
Figura 52 – Condutividade hidráulica x sucção matricial (LIAKOPOULOS, 1965 apud FREDLUND & RAHARDJO, 1993).
Algumas pesquisas relatadas por Alonso (1987) utilizaram esferas de vidro para mostrar a influência do grau de saturação do meio poroso do solo na condutividade hidráulica. A
Figura 48 ilustra que a histerese que ocorre na curva condutividade hidráulica x sucção matricial torna-se insignificante na
PROPRIEDADES DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
115
relação condutividade hidráulica x grau de saturação. Outro
detalhe é o fato de que a permeabilidade pouco se altera até
que a continuidade do ar se estabeleça.
A dificuldade para se determinar a condutividade hidráulica em função do grau de saturação levou diversos pesquisadores a buscar uma forma de determinação em função da distribuição porosimétrica do solo. Diversos modelos surgiram
apresentando bons resultados.
Outra abordagem da condutividade hidráulica foi feita
por Van Genuchten (1980) que buscou correlações da condutividade hidráulica com a curva característica do solo. Nessas
pesquisas foram utilizados os efeitos da histerese em conformidade com resultados de outros pesquisadores.
Figura 53 – Variação da condutividade hidráulica de uma amostra
de esfera de vidro versus a) sucção matricial e b) grau de saturação
(apud ALONSO et al., 1987).
116
SOLOS COLAPSÍVEIS
A seguir são apresentadas diversas correlações para a estimativa da condutividade hidráulica dos solos (ALONSO,
1987). As expressões mais utilizadas estão marcadas por um
asterisco. Segundo os autores, a relação condutividade hidráulica versus grau de saturação é mais útil porque o efeito da
histerese não é apreciável.
Kw = ko / (1+a[h]b) de Gardner (1958)
Kw = ko e-bh de Gardner (1958)
Kw = ko para h > = hb de Brooks & Corey (1966)
Kw = ko (hb/h)m para h > hb de Brooks & Corey (1966)
Kw = E + D/(A+Bsm+Csn) de Richards & Chan (1969)
Kw = ko ((Sr-Sru)/(1-Sru))3 de Irmay (1954)
Kw = ko (1-n(1-Sr)) de Scott (1963)
PROPRIEDADES DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
Kw = koSrn de Brutsaert (1968)
Kw = ko ((Sr-Sru)/(1-Sru))3.5 de Kovacs (1981)
Kw = ko Sen (1-(1-Se1/m)m)2 de Nielsen et alii (1986)
onde:
ko – condutividade hidráulica saturada
s – sucção matricial
h – -s/γw (carga de sucção matricial)
Sr – grau de saturação
Sru – grau de saturação residual
Se – saturação efetiva
Srs – saturação de campo
a, b, n, m, A, B, C, D e E – constantes
117
Capítulo 5
Conseqüências do Processo de Colapso
Antônio Anderson da Silva Segantini
Nas Fundações da Edificação
O processo de colapso dos solos provoca deslocamentos
nas fundações e, como estas são elementos estruturais que tem
por finalidade receber e transferir as cargas da edificação para
o solo, tais deslocamentos podem causar danos importantes à
edificação e aos próprios elementos de fundação.
Em fundações profundas, como estacas e tubulões, esses
elementos estruturais têm a função de receber cargas concentradas, cargas estas transmitidas por dois mecanismos básicos.
Parte das cargas é transmitida por pilares, aos elementos de
fundação e destes ao solo graças ao atrito existente no contato da
superfície lateral do elemento de fundação e o solo ao seu redor.
Outra parte das cargas é transferida ao solo por compressão entre a área da ponta do elemento de fundação com o solo
subjacente, no qual o elemento esteja apoiado.
Em fundações superficiais, como sapatas, normalmente a
transferência é feita simplesmente pela área de contato do elemento de fundação e o solo. Neste caso o elemento estrutural
de fundação tem a função de receber carregamentos lineares,
distribuindo-os de modo compatível para o solo.
O solo, em todos os casos, deve ter resistência suficiente
ou capacidade de suporte para receber os carregamentos distribuídos oriundos dos elementos de fundação.
Em se tratando de solos colapsíveis, o umedecimento do
solo (uma das possibilidades mais comuns de ocorrência de
colapso), provoca uma alteração na estrutura do solo e, conse-
120
SOLOS COLAPSÍVEIS
qüentemente, reduz sua capacidade de suporte ocasionado deslocamentos nos elementos de fundação.
Tendo sido projetado corretamente, o elemento estrutural
de fundação não sofre dano algum, havendo apenas o seu deslocamento, o que pode provocar outros danos na edificação. Os
danos maiores sempre ocorrem nas alvenarias, lajes e coberturas.
Podem ocorrer danos ao elemento estrutural se a magnitude dos deslocamentos foi muito acentuada, pois aí surgirão
tensões para as quais esses elementos não foram projetados,
como flexão composta e torção.
Na Alvenaria da Edificação
As alvenarias funcionam como elemento de fechamento.
Podem ser estruturais ou apenas de vedação. Nas alvenarias
estruturais, se houver deslocamentos ou recalques de fundação, estas também sofrerão seus efeitos.
Podem surgir trincas e até mesmo rachaduras que prejudicam a estética da edificação e às vezes comprometer a estabilidade da estrutura, que neste caso é a própria alvenaria.
Caso a alvenaria não exerça função estrutural, os danos
sofridos por ocorrência de colapso de solos têm características
eminentemente estéticas, porém podem apresentar danos funcionais em dispositivos de instalações hidráulicas e elétricas e
em dispositivos de fechamento como janelas e portas.
As trincas, geralmente inclinadas em ângulo de 45°, são
conhecidas como trincas em “V”, ou seja, que apresentam
maior abertura na sua parte superior, estreitando-se para a parte inferior.
Na Figura 54, tem-se uma ilustração onde se vê a configuração típica das trincas causadas por recalques na fundação
e logo em seguida, na Figura 55, tem-se uma foto de uma edificação na cidade de Pereira Barreto (SP), que passou pelo
processo de colapso do solo durante o enchimento do lago da
represa da Usina Hidrelétrica de Três irmãos.
É interessante observar que tais padrões de trincas podem variar ligeiramente em função das características da exe-
CONSEQÜÊNCIAS DO PROCESSO DE COLAPSO
121
cução da alvenaria e do acabamento das paredes. Assim, em
paredes de alvenaria estrutural, é comum que as trincas sejam
as superfícies de contato entre a argamassa e os tijolos (Figura
56), enquanto em alvenaria de tijolos maciços esta ruptura se
dá atingindo tanto os tijolos como a alvenaria, sem apresentar
padrão escalonado (Figura 57).
Figura 54 – Formação típica de trincas por recalques de fundação.
Figura 55 – Rachadura em alvenaria provocada por recalque do solo
abaixo da edificação (Fotografia de Roger Augusto Rodrigues).
122
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 56 – Trinca em parede de alvenaria estrutural com padrão
escalonado (Fotografia de Cíntia Magda Gabriel de Oliveira).
Figura 57 – Trinca em parede de alvenaria de tijolos maciços (Fotografia de Roger Augusto Rodrigues).
Além das alvenarias, as lajes também podem sofrer danos, principalmente quando estão apenas apoiadas sobre as
paredes ou sobre cintas de amarração (Figura 58). Nestes casos, surgem trincas nas proximidades do encontro das lajes
com as alvenarias, ou no prolongamento das trincas existentes
nas paredes.
CONSEQÜÊNCIAS DO PROCESSO DE COLAPSO
123
Figura 58 – Trinca em laje de concreto (Fotografia de Antonio Anderson da Silva Segantini e Rogério de Oliveira Rodrigues).
Da mesma forma, o efeito dos recalques pode ser observado nas coberturas, com ocorrência de deformações nos panos dos telhados, com reflexo também em outras paredes não
atingidas diretamente pelo recalque da fundação.
Em obras de pequeno porte, em que a estrutura é feita
apenas por cintas de amarração no respaldo das alvenarias e
por pilaretes nos encontros de paredes, as conseqüências são
bem mais visíveis, pois estes elementos, em geral, são dimensionados de forma empírica, com base na experiência dos profissionais que atuam nas construções, como mestres de obra e
pedreiros, muitas vezes com prejuízo para a função estrutural
da edificação (Figura 59). Em obras de maior porte tais danos
podem colocar em risco a segurança dos usuários dos imóveis
exigindo sua interdição e a execução de reparos (Figura 60).
124
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 59 – Trinca em elemento estrutural de pequena edificação
devida a processo de colapso de solo (Fotografia de Roger Augusto
Rodrigues).
Figura 60 – Danos sérios em edificação em decorrência de colapso
de solo (Fotografia de Rodolfo Moreda Mendes).
CONSEQÜÊNCIAS DO PROCESSO DE COLAPSO
125
Estes elementos de amarração funcionam apenas nos
casos de pequenos recalques, mas em uma situação de colapso da estrutura solo, se a estrutura não é suficiente rígida,
aumenta a possibilidade de ocorrerem danos na alvenaria e
aumenta drasticamente a possibilidade de danos em outros
elementos da edificação, como esquadrias, instalações e acabamentos (Figura 61).
As esquadrias começam a empenar, dificultando e às vezes até impossibilitando as operações de abrir e fechar. Nestes
casos, é comum o efeito dos danos se estenderem também para
os vidros, que podem trincar ou até quebrar e se destacar dos
seus respectivos locais de assentamento.
Não se pode descartar, no caso dos vidros e dos azulejos, a possibilidade de acidentes envolvendo pessoas que estejam, por algum motivo, presentes nos locais sujeitos a estas
situações.
Figura 61 – Deformação em forro como conseqüência de processo
de colapso (Fotografia de Roger Augusto Rodrigues).
Em casos extremos, especialmente quando se tratam de
construções antigas e com projetos de fundações inadequados,
os danos podem ser tão extensos que a edificação pode ruir
(Figura 62).
126
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 62 – Desabamento de edificação causado por deformações
induzidas por colapso de solo (Fotografia de Leandro Eugênio da
Silva Cerri).
No Acabamento da Edificação
As trincas e rachaduras em geral comprometem toda a
seção transversal da alvenaria, podendo ser vistas tanto do lado
externo da edificação como também internamente. As paredes
internas de cozinhas, banheiros e demais áreas molháveis, geralmente recebem revestimentos cerâmicos e estes também são
afetados.
Podem ocorrer danos também nas tubulações hidráulicas
e sanitárias, que não têm resistência mecânica suficiente para
absorver os movimentos resultantes do recalque da fundação.
O mesmo pode ocorrer no revestimento dos pisos, pois
são elementos frágeis e não conseguem acompanhar ou absorver o movimento do solo subjacente. Na Figura 63, mostra-se
uma rachadura no piso cimentado de uma edificação, provocada pela movimentação do solo em razão de deslocamentos
ocorridos em função de recalques oriundos de colapso por
umedecimento do solo.
CONSEQÜÊNCIAS DO PROCESSO DE COLAPSO
127
Figura 63 – Rachadura em piso oriunda de colapso do solo (Fotografia de Roger Augusto Rodrigues).
Na Estrutura da Edificação
Em função da magnitude dos recalques de fundação e da
forma de distribuição dos carregamentos, podem ocorrer desde
desaprumo, pequenas trincas, rachaduras, deformações em
função de novas tensões não previstas no dimensionamento e
até mesmo ruptura dos elementos estruturais.
Os elementos mais susceptíveis a danos em função de recalques de fundação são as lajes, em geral confeccionados com
elementos pré-moldados, armadas em apenas uma direção.
O surgimento das trincas pode acontecer no sentido das
vigotas, ou trilhos, se esta for a direção mais solicitada pelo
recalque. Pode também acontecer no sentido da seção transversal dos trilhos e aí existe a possibilidade de desabamento,
pois estas trincas geralmente acontecem nas proximidades da
extremidade da laje com a parede de apoio.
128
SOLOS COLAPSÍVEIS
Isto ocorre porque a laje se movimenta, acompanhando as
paredes laterais, em direção à parte da construção que sofreu o
recalque, diminuindo assim a área de contato no seu apoio.
Em casos especiais as deformações no solo podem movimentar tanto os elementos de fundação que os danos se estendem até pilares da obra (Figura 64).
Figura 64 – Trinca em pilar em função de movimentos da fundação
por colapso do solo (Fotografia de Antonio Anderson da Silva Segantini e Rogério de Oliveira Rodrigues).
Capítulo 6
Identificação dos Solos Colapsíveis
Roger Augusto Rodrigues
José Augusto de Lollo
Introdução
O colapso pode ser definido como um fenômeno caracterizado pela brusca redução de volume do solo, devido ao ganho
de umidade, com presença ou não de sobrecarga. Solos que
sofrem esse tipo de mecanismo são mais freqüentemente chamados de “solos colapsíveis” (FEDA, 1666; DUDLEY, 1970;
ARMAN & THORNTON, 1973; NUÑEZ, 1975).
O fenômeno de colapsibilidade pode se manifestar por
ação simples ou combinada de dois mecanismos: (1) Aumento
do teor de umidade nos vazios do solo e, (2) Tensões que excedem o valor limite.
Dois pontos principais configuram o solo como potencialmente colapsível: uma estrutura porosa (com elevado índice de vazios) e um teor de umidade menor que o necessário
para sua saturação (DUDLEY, 1970; NUÑEZ, 1975).
O problema está ligado, normalmente, a depósitos de
origem recente, em climas semi-áridos e áridos, entretanto,
existem relatos de ocorrência do fenômeno, em regiões com
outros tipos de clima. A Tabela 7 apresenta um resumo dos
vários tipos de solos, locais e climas em que ocorrem solos
colapsíveis.
130
SOLOS COLAPSÍVEIS
Tabela 7 – Alguns solos colapsíveis – local e clima de ocorrência
(VILAR et al., 1981).
Identificação
do Solo
Local
Clima
Referências
Queiroz (1960)
Sherrer (1965)
Vargas (1973)
Decourt (1971)
Wolle et al. (1978)
Clevenger (1965)
Gibbs & Bara (1967)
Sultan (1969)
Denisov (1951)
Sokolovich (1971)
Abelev (1975)
Areia porosa
Argila porosa
Brasil
Úmido
(tropical)
Loess
EUA
Sub-úmido
Árido e
Semi-árido
Loess
Solos arenosos
URSS
Sub-úmido
Semi-árido
Areias com
poucos finos
Solos
avermelhados
Argilas: solos
vermelhos
Angola
Quênia
Semi-árido
(tropical)
Úmido
(tropical)
Furtado e Martins (1973)
Aitchison (1973)
Silte argiloso
Silte arenoso
África
do Sul
Semi-árido
Sub-úmido
(tropical)
Jennings & Knight (1957)
Brink & Kantey (1961)
Semi-árido
Kassif (1957)
Aitchison (1973)
Semi-árido
Aitchison (1973)
Semi-árido
Aitchison (1973)
Úmido
Bally et al. (1965)
Loess
Israel
Areia argilosa
(hamra)
Argila arenosa
Austrália
(parna)
Siltes e argilas
Espanha
Gipsíferos
Loess
Romênia
Siltes ou argilas
com carbonatos Argentina
Loess
Sub-úmido
Reginatto & Ferrero (1973)
Nuñes (1975)
IDENTIFICAÇÃO DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
131
Sultan (1971) enumera uma série de comportamentos que
os solos exibem, quando do colapso, os quais variam de forma
significativa dependendo fundamentalmente de sua constituição:
a) alguns solos sofrem colapso instantaneamente ao se
aumentar o seu grau de saturação por umedecimento.
Isso foi observado tanto para formações superficiais,
como para formações profundas;
b) alguns solos experimentam colapso após rebaixamento do nível d’água. A retirada de água do subsolo
provoca o rebaixamento do lençol freático e, conseqüentemente, essas camadas profundas têm suas tensões efetivas, devidas ao peso do solo sobrejacentes,
aumentadas, o que pode causar colapso do esqueleto
sólido desses solos. Situações similares têm-se desenvolvido em campos de petróleo devido ao bombeamento do óleo;
c) alguns solos sofreram expansão depois de saturados e
depois da aplicação das cargas externas sofreram
substanciais recalques. Essa situação deve ser atribuída à presença de argilominerais altamente expansivos, como, por exemplo, como por exemplo, a
montmorilonita;
d) alguns solos loéssicos têm mostrado um aumento na
magnitude e na velocidade de colapso, com o aumento das cargas aplicadas;
e) algumas areias de origem eólica, com o aumento das
cargas aplicadas, têm mostrado uma diminuição na
velocidade de recalque;
f) alguns solos não têm recuperado, ao longo do tempo, nenhuma parcela do volume perdido, quando do
colapso;
g) alguns solos têm recuperado alguma parcela do volume perdido com o tempo, mesmo quando suportando a carga que provocou o colapso.
É importante ressaltar que o mecanismo de colapso difere completamente do processo clássico de adensamento. Para
132
SOLOS COLAPSÍVEIS
ocorrer o fenômeno de adensamento em solos, o acréscimo de
pressão neutra por ação de sobrecarga nos interstícios do arcabouço sólido do solo é dissipada por ação de sobrecarga. Já o
colapso ocorre como resultado de um acréscimo do teor de
umidade, portanto há expulsão de ar da estrutura do solo em
vez da expulsão de água.
Esta condição caracteriza bem a diferença entre colapso
e adensamento, enquanto o recalque por adensamento se dá de
forma uniforme, e o colapso manifesta-se de forma brusca e
repentina.
Os solos colapsíveis apresentam uma grande sensibilidade com relação à infiltração da água no solo. O aumento do
teor de umidade é o mecanismo detonador ou o “efeito gatilho” do colapso (CINTRA, 1998).
Para Cintra (1998) existe um grau de saturação crítico
(limite inferior) para gerar a instabilidade da estrutura do solo,
característica do colapso. Além desse limite, o acréscimo do
grau de saturação implica maiores recalques de colapso, mas
apenas até atingir outro valor crítico (limite superior) do grau
de saturação, da ordem de 70 a 80%, a partir do qual o recalque de colapso deixa de aumentar.
Um solo estará propenso à ocorrência de colapso desde
que ele possua uma estrutura macroporosa, com equilíbrio meta-estável entre as partículas maiores. A estrutura deste solo, em
particular, é mantida pela presença de algum vínculo capaz de
proporcionar a ele uma resistência adicional temporária.
Quando da introdução de algum agente externo, geralmente água, tem-se uma redução da ação dos mecanismos de
suporte, o qual pode ocasionar uma situação de desequilíbrio,
fazendo com que os grãos sejam capazes de deslizar (cisalhar)
em direção aos espaços vazios, provocando, desta forma, o colapso da estrutura do solo (DUDLEY, 1970; NUÑES, 1975).
Os principais fatores responsáveis por esse aumento
temporário da resistência do solo são as forças capilares, as
forças eletromagnéticas de suporte e a presença de alguma
substância cimentante, como óxido de ferro e carbonatos
(NUÑES, 1975).
IDENTIFICAÇÃO DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
133
Quando o solo seca, a água que permanece no interior
dos poros fica sob tensão de tração, desenvolvendo pressões de
contato entre os grãos de areia (Figura 65). Com isto a pressão
neutra, na expressão σ’ = σ - u, torna-se negativa e a tensão
efetiva maior que a tensão total (DUDLEY, 1970).
Figura 65 – Ação da capilaridade na pressão de contato (VILAR,
1979).
GRÃO DE AREIA
P
MENISCO
ÁGUA
ÁGUA
MENISCO
P
GRÃO DE AREIA
A resistência ao cisalhamento, nos solos arenosos, é proporcional a tensão efetiva atuante, resultando a estes solos um
acréscimo aparente de resistência, relacionado com o efeito da
capilaridade.
Se as tensões capilares forem destruídas, em função da
saturação parcial ou total do solo, a resistência do solo diminui, tornando-o apto a ocorrência de colapso estrutural, o qual
é manifestado por uma brusca redução do índice de vazios
(ARMAN & THORNTON, 1973).
Outro mecanismo hipotético de colapso envolve uma estrutura de solo em que os grãos maiores, areia e silte, estão
circundados por partículas de argila e eventualmente silte
(DUDLEY, 1970; ARMAN & THORNTON, 1973), ilustrado
na Figura 66.
134
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 66 – Arranjo de grãos de areia com vínculos de silte (DUDLEY,
op. cit.).
GRÃO DE AREIA
GRÃOS DE SILTE
GRÃO DE AREIA
Quando grãos de areia ou de silte são envolvidos por argila, uma grande variedade de arranjos é possível. Uma possível disposição, na qual se tem um arranjo paralelo (disperso)
das partículas de argila, envolvendo grãos de areia, ilustrado
na Figura 67.
Essa disposição pode apresentar considerável resistência
quando seca, entretanto, quando se adiciona água ocorre a separação dos grãos, diminuindo as forças de tração e com isto a
resistência (DUDLEY, op. cit.).
Figura 67 – Partículas dispersas de argila (DUDLEY, 1970).
ARGILA
ARGILA
ARGILA
ARGILA
ARGILA
IDENTIFICAÇÃO DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
135
Alternativa semelhante pode ocorrer quando as partículas
de argila se apresentam floculadas, formando partículas maiores
(tamanho de silte) por aglutinação. Desta forma, a estrutura do
solo é composta de grãos de areia e das partículas aglutinadas
de argila, podendo desenvolver suas próprias tensões de capilares, como num arranjo silte-areia (DUDLEY, 1970).
A presença de um agente cimentante é outro fator responsável pelo aumento temporário de resistência, onde os grãos
permanecem em sua posição, proporcionando uma estrutura
razoavelmente densa. Porém esta cimentação pode se desfazer
das mais variadas formas, dependendo, por exemplo, da natureza das substâncias dissolvidas na água que está que está adentrando na estrutura do solo e da solubilidade do cimento envolvido (REGINATTO & FERRERO, 1973).
O principal agente causador da colapsibilidade é a presença da água no interior do solo, podendo agir de duas maneiras: primeiro, eliminando as forças capilares que, ao incrementar as tensões efetivas, proporcionam uma resistência
adicional temporária e; diminuindo a resistência dos vínculos
entre as partículas maiores, e ainda, eliminando parcialmente
ou por completo a cimentação, entre os grãos, proporcionados por carbonatos e outros sais solúveis, óxido de ferro entre
outros (VILAR, 1979).
Nas últimas décadas, alguns critérios e ensaios foram desenvolvidos para o estudo dos solos colapsível em campos
experimentais e em laboratórios, sendo cada um deles baseado
em grandezas diferentes.
Os critérios disponíveis são limitados e ficam geralmente
restritos aos solos para os quais foram obtidos. Por esta razão,
resultados válidos para determinada região não são válidos para
outras, podendo levar a conclusões incorretas (NUÑES, 1975).
Alguns métodos baseiam-se na avaliação de índices físicos e limites de consistência através de ensaios de caracterização, enquanto outros estão baseados em ensaios específicos de
compressibilidade e resistência.
Os ensaios e critérios para identificação do colapso e das
características de um solo colapsível em laboratório possibili-
136
SOLOS COLAPSÍVEIS
tam estudar parâmetros específicos como a composição química
e o arranjo estrutural dos solos e a suscetibilidade ao colapso.
Os métodos aplicados em laboratório para mensuração do colapso auxiliam na caracterização do colapso com ensaios que
retratam condições ideais. Já a aplicação dos ensaios e dos critérios de campo busca a estimativa do colapso em escala real.
As Tabelas 8, 9 e 10, apresentadas a seguir, apresentam
os ensaios e critérios mais utilizados em laboratório e em campos experimentais com algumas citações bibliográficas.
Tabela 8 – Ensaios e critérios para identificação colapsível em
laboratório.
Ensaio e Critério
Difração de Raios-X
Dispersão
Equações de Basma &
Tancer
Índices Físicos e Limites
de Consistência
Microscopia
Caracterização Química
Teor de Finos
Referências
Reginatto & Ferrero (1973); Carvalho
(1994); Agnelli (1997).
Benites (1968) apud Lutenegger & Saber
(1988); Arman & Thornton (1973).
Basma & Tancer (1992).
Feda (1966); Gibbs & Bara (1967).
Barden et al. (1973); Benvenuto (1982);
Carvalho (1994); Agnelli (1997).
Carvalho (1994); Agnelli (1997).
Handy (1973) apud Lutenegger &
Saber (1988).
Tabela 9 – Ensaios e critérios para quantificação do colapso em
laboratório.
Ensaio e Critério
Ensaio Edométrico
Ensaio de Compressão
Triaxial
Referências
Dudley (1970); Reginatto & Ferrero
(1973); Jennings & Knight (1975); Vilar
(1979); Lutenegger & Saber (1988).
Lourens & Czapla (1987); Lawton
(1991); Davies (2000).
IDENTIFICAÇÃO DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
137
Tabela 10 – Ensaios e critérios para quantificação do colapso em
campo.
Ensaio e Critério
Expansocolapsômetro
Pressiométrico
Protótipo
Prova de Carga sobre Estaca
Prova de Carga sobre Placa
Referências
Ferreira (1993); Ferreira & Fucale (1999).
Oliveira et al. (2000).
Souza (1993).
Mellios (1985); Carvalho & Souza (1990).
Mellios (1985); Carvalho & Souza
(1990); Ferreira et al. (1990).
Critérios Baseados em Índices Físicos do Solo
Critério de DENISOV: neste critério se aplica a relação
entre índices de vazios, sendo o coeficiente de subsidência (K)
definido como a relação entre o índice de vazios do solo no limite de liquidez (eL) e o índice de vazios no estado natural (e0).
K=
0,5 < K < 0,75
0,75 < K < 1,5
1,5 < K < 2,0
eL
, assim
e0
⇒
⇒
⇒
Solos altamente colapsíveis
Margas não colapsíveis
Solos não colapsíveis
Critério de PRIKLONSKIJ: define um coeficiente
(Kd), em função dos limites de Atterberg (liquidez: LL; plasticidade: LP) e do teor de umidade natural (wo):
Kd =
Kd < 0
Kd ≥ 0,5
Kd > 1,0
⇒
⇒
⇒
LL − wo
LL − LP
Solos altamente colapsíveis
Solos não colapsíveis
Solos expansivos
138
SOLOS COLAPSÍVEIS
Código de Construção da União Soviética: esse critério define um coeficiente (λ) em função do índice de vazios no
estado natural (e0) e no estado do limite de liquidez (eL):
λ=
e0 − eL
1 + e0
É aplicado para solos com baixo grau de saturação, menor ou igual a 60%. Segundo esse critério, o solo colapsível
deve ter λ ≥ -0,1 e expansivos para λ ≤ -0,3.
Critério de FEDA: FEDA definiu a expressão que prevê
o colapso de solos parcialmente saturados, dado pela equação:
⎛ w0 ⎞
⎜⎜ ⎟⎟ − LP
S
K=⎝ 0⎠
LL − LP
onde, w0 é a umidade natural, S0 é o grau de saturação natural
e LP e LL, são respectivamente, o limite de plasticidade e o
limite de liquidez.
De acordo com este critério “Solos parcialmente saturados”, com valores de K > 0,85, devem ser chamados de solos
“subsidentes”, e os solos com S0<60% “colapsíveis quando
saturados”.
Critério de GIBBS & BARA: define o coeficiente de
subsidência R, dentro do conceito de saturação do solo no limite de liquidez, dado por:
R=
w SAT
LL
onde, wSAT é o teor de umidade para 100% de saturação e LL é
o limite de liquidez. Segundo esse critério o solo é colapsível
quando apresentar R maior que um. Podendo ser reescrita:
IDENTIFICAÇÃO DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
139
⎛γw ⎞ ⎛γw ⎞
⎜⎜ ⎟⎟ − ⎜⎜ ⎟⎟
γ
γ
R=⎝ d⎠ ⎝ S⎠
LL
onde, γW é o peso específico da água, γd é o peso específico do
solo seco, γS é o peso específico dos sólidos e LL é o limite de
liquidez, sendo analisado graficamente, em diferentes situações.
Figura 68 – Critério de GIBBS & BARA para Identificação da
Colapsibilidade de solos.
LIMITE DE LIQUIDEZ (%)
PESO ESPECÍFICO
NATURAL SECO (kN/m 3 )
10
20
30
40
50
60
70
80
90
9.6
CASO I
12.8
CASO II
16.0
CASO III
19.2
CASO I
CASO II
VAZIOS
VAZIOS
SÓLIDOS
FOFO
CASO III
VAZIOS
SÓLIDOS
VOLUME DE VAZIOS IGUAL
SÓLIDOS
DENSO
AO VOLUME DE ÁGUA NO
LIMITE DE LIQUIDEZ
• Caso I – solo fofo, com um volume de vazios maior
que o necessário para conter o volume de água correspondente ao teor de umidade no limite de liquidez.
Pode ser saturado até o ponto em que ele não apresenta plasticidade e nem resistência, tornando-se totalmente propício ao colapso.
140
SOLOS COLAPSÍVEIS
• Caso II – representa a condição limite, em que o volume de vazios é igual ao volume de água no limite
de liquidez e serviu para traçar o gráfico da figura anterior que determina as densidades limites.
• Caso III – estado intermediário no qual o volume de
vazios é igual ao volume de água correspondente ao
teor de umidade no limite de liquidez. Portanto quando for saturado, terá um comportamento plástico conseqüentemente não estará sujeito ao colapso.
Código de Obras da URSS: considera o solo como potencialmente colapsível quando o grau de saturação for menor que 80% e o coeficiente (CI) for menor que os valores da
Tabela 11.
e −e
CI = 0 L
1 + e0
onde, e0 é o índice de vazios inicial no estado natural e eL é o
índice de vazios no estado do limite de liquidez da amostra.
Tabela 11 – Coeficiente de colapsibilidade (CI).
Índice de Plasticidade
1 ≤ IP ≤ 10
10 ≤ IP ≤14
14 ≤ IP ≤ 22
CI
0,10
0,17
0,24
Critérios Baseados em Ensaios de Laboratório
O ensaio edométrico (também chamado de ensaio de
compressão confinada ou unidirecional) é o mais empregado
para caracterizar o colapso em laboratório. Este ensaio leva
em consideração às deformações axiais provocadas pela
inundação dos corpos-de-prova sob um estado de tensões,
podendo ainda ser executado de duas maneiras: ensaio duplo
e ensaio simples.
IDENTIFICAÇÃO DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
141
O Ensaio Edométrico Duplo consiste em preparar dois
corpos-de-prova idênticos para serem ensaiados, o primeiro
com umidade natural e o outro inundado desde o início do ensaio. As duas amostras são submetidas a uma tensão de 1 kPa
durante 24 horas. Após este período, aplicam-se carregamentos
progressivos para obtenção de medidas de deformação axial.
Com o término dos ensaios, as curvas e vs log σ (índice de
vazios vs logarítmico da tensão) referentes aos dois ensaios
são traçadas, sobrepostas e ajustadas.
A Figura 69 apresenta os ajustes gráficos de duas curvas
representativas. Os ajustes das curvas são feitos transladandose verticalmente a curva da amostra com umidade natural até o
ponto com coordenadas (σvo, eo), sendo, σvo e eo respectivamente, a tensão vertical devido ao peso próprio do solo no
campo e o índice de vazios sob esta tensão.
Comparando-se a tensão de fluência (ou de préadensamento) do solo inundado (σvps) com a tensão vertical
(σvo) se tem duas condições: (1) se (σvps/ σvo) estiver entre 0,8
e 1,5 considera-se o solo normalmente adensado e o ajuste é
feito transladando a curva até o ponto (σvo, eo) sobre a reta
virgem (Figura 69a) e (2) se (σvps/ σvo) for maior que 1,5, o
solo é considerado pré-adensado e o ajuste é feito da mesma
forma, porém o ponto (σvo, eo) não se posiciona sobre a reta
virgem (Figura 69b). Pode-se ainda considerar o colapso do
solo como sendo a diferença entre as duas curvas.
142
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 69 – Ajuste das curvas do solo no ensaio edométrico duplo.
σvo σvps
σv
σvo
log σ
σv
log σ
Curva do Solo na
Ajuste da
curva
Curva do Solo na
Umidade Natural
Umidade Natural
eo
eo
σvps
(σvo, eo)
(σvo, eo)
Ajuste da
curva
Δec
Δe c
e
Curva do Solo
Colapso
Colapso
e
Inundado
Curva do Solo
Inundado
No Ensaio Edométrico Simples, o corpo-de-prova (com
umidade natural) é solicitado até uma tensão de interesse e
posteriormente inundado. Com a inundação da amostra, a curva de compressão confinada apresenta uma descontinuidade
devido ao colapso estrutural do solo (Figura 70). Após a estabilização das deformações induzidas pela saturação, o corpode-prova é submetido a carregamentos progressivos até o término do ensaio.
Denisov (1951) apud Nuñes (1975) mediu as deformações
do solo utilizando ensaios edométricos simples com inundação
por estágios. O coeficiente de subsidência total (RT) é calculado
pela soma de duas parcelas, onde a primeira parcela (Rp) ocorre
devido à aplicação de tensão sobre o corpo-de-prova e a segunda parcela (Rw) devido à inundação da amostra:
• Coeficiente de subsidência parcial devido à aplicação
de tensão vertical (Rp).
Rp =
eo − e p
1 + eo
em que eo é o índice de vazios inicial e ep o índice de vazios
devido ao carregamento.
IDENTIFICAÇÃO DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
143
• Coeficiente de subsidência parcial devido à inundação
da amostra (Rw).
Rw =
ep − ew
1 + ep
em que ep é o índice de vazios devido à aplicação do carregamento e ew o índice de vazios final devido à inundação do corpo-de-prova.
• Coeficiente de subsidência total (RT).
RT =
eo − ew
1+ eo
em que eo é o índice de vazios inicial e ew o índice de vazios
final devido à inundação do corpo-de-prova.
Figura 70 – Curva de compressão confinada do ensaio edométrico
simples.
σv
log σ
e
Δep
ep
Δew
ew
Reginatto & Ferrero (1973) propuseram um critério baseado em ensaios edométricos duplos, definindo um coeficiente
de colapsibilidade C. Por este método é possível avaliar qualitativamente o comportamento do solo após a inundação.
C=
σ fs − σ o
σ fn − σ o
144
SOLOS COLAPSÍVEIS
em que σfs é a tensão de fluência do solo saturado; σfn a tensão
de fluência do solo com umidade natural e σo a tensão vertical
geostática.
As tensões de fluência dos solos (ou de pré-adensamento) inundados e com umidade natural podem ser determinadas empiricamente com os métodos gráficos freqüentemente
utilizados em mecânica dos solos.
A colapsibilidade dos solos, pelo método de Reginatto &
Ferrero (1973), é analisada da seguinte maneira:
•
•
•
•
Se C < 0, o solo é verdadeiramente colapsível;
Se 0 < C < 1, o solo é condicionalmente colapsível, e;
Se C = 1, o solo é não colapsível;
Se C = -∞, o solo é colapsível e normalmente adensado (σfn = σo).
Quando o coeficiente de colapsibilidade for menor que
zero, a tensão de fluência do solo saturado torna-se menor que
a tensão vertical geostática do solo sobrejacente. A perda significativa da resistência, apresentada nesta situação, configura
o solo como verdadeiramente colapsível.
Figura 71 – Curvas de compressão confinada do ensaio edométrico
duplo (REGINATTO & FERRERO, 1973).
σo
σ fs
log σ
A
AD
ND
NU
AI
NA
A
AL
TR TUR
OS
A
AM DE N
A
ID
UM
TR
OS
AM
e
ou
ε%
σ fn
IDENTIFICAÇÃO DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
145
O solo será condicionalmente colapsível quando o coeficiente de colapsibilidade for maior que zero e menor que um.
Neste caso, a tensão de fluência do solo inundado será menor
que a tensão de fluência do solo com umidade natural e maior
ou igual à tensão geostática.
Quando o coeficiente de colapsibilidade for igual a um,
o comportamento do solo independe da saturação, pois a tensão de fluência do solo saturado será igual à tensão de fluência
do solo natural.
Jennings & Knight (1975) definiram o potencial de colapso (CP) com base em ensaios edométricos simples, servindo de guia para obras construídas sobre solos colapsíveis.
Para o cálculo do potencial de colapso, o ensaio é conduzido até a tensão de 200 kPa. Com o término das deformações devido a este carregamento, o solo é inundado e após 24 h
é solicitado com carregamentos progressivos até o término do
ensaio.
CP =
Δe c
⋅ 100%
1 + eo
ou
CP =
ΔH c
⋅ 100%
Ho
em que Δec é a variação do índice de vazios pela inundação; eo
o índice de vazios inicial; ΔHc é a variação da altura do corpode-prova pela inundação e Ho a altura inicial do corpo-deprova.
146
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 72 – Curva de compressão confinada do ensaio edométrico
simples com inundação a 200 kPa (JENNINGS & KNIGHT, 1975).
log σ
200 kPa
eo
Δe c
e
A Tabela 12 correlaciona os potenciais de colapso (CP)
com a gravidade do problema esperado na obra.
Tabela 12 – Potencial de Colapso segundo JENNINGS & KNIGHT
(1975).
CP
0-1%
1-5%
5-10%
10-20%
> 20%
Gravidade do Problema
Nenhum
Moderado
Problemático
Grave
Muito Grave
Vargas (1978) mensurou o colapso pela variação do índice de vazios considerando apenas o efeito da inundação no solo.
Para este autor, solos que apresentam i > 0,02 são colapsíveis.
i=
Δe
1 + ei
em que Δe é a variação do índice de vazios pela inundação e ei
o índice de vazios inicial antes da inundação.
IDENTIFICAÇÃO DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
147
Lutenegger & Saber (1988) apresentaram uma definição
para o potencial de colapso diferente de Jennings & Knight
(1975). Este método consiste em conduzir o ensaio até a tensão de 300 kPa (ou outra tensão apropriada) para em seguida
inundar o corpo-de-prova com água ou outro fluido de interesse. Por este critério, o potencial de colapso (I) é idêntico ao
coeficiente de subsidência parcial (Rw) apresentado por Denisov (1951) e ao potencial de colapso estrutural (i) apresentado
por Vargas (1978).
I=
Δe
⋅ 100%
1 + ei
ou
I=
ΔH i
⋅ 100%
H ai
em que Δe é a variação do índice de vazios pela inundação; ei
o índice de vazios inicial antes da inundação; ΔHi a variação
da altura do corpo-de-prova pela inundação; e Hai a altura do
corpo-de-prova antes da inundação.
A Tabela 13 apresenta os potenciais de colapso (I) relacionados com a gravidade do problema.
Tabela 13 – Potencial de Colapso segundo Lutenegger & Saber
(1988).
Gravidade do Problema
Leve
Moderada
Alta
I (%)
2
6
10
Critérios Baseados em Ensaios
de Penetração de Campo
Carvalho & Souza (1990) relataram a presença de solos
colapsíveis na Região Noroeste do Estado de São Paulo os
quais se caracterizam por apresentar baixa resistência à penetração, pois em sondagens de simples reconhecimento, efetuadas na área, são apresentados baixos valores de SPT nos
primeiros metros, cerca de 3 golpes, não ultrapassando 6 gol-
148
SOLOS COLAPSÍVEIS
pes até os 10 primeiros metros enquanto ensaios de Penetração Estática (CPT) apresentam resistência de ponta menor
que 2,5 MN/m2.
Uma das formas para interpretação do SPT-T tem por
base o conceito de Neq, sendo este definido por Décourt
(1991) como sendo o valor do torque dividido por 1,2. A idéia
seria se utilizar, preferencialmente, os valores de torque, admitindo-se que os mesmos sejam menos suscetíveis de sofrerem
influência da “estrutura” dos solos do que os valores N.
A introdução do conceito de Neq permitiria estender a
aplicação de correlações e fórmulas empíricas deduzidas para
solos da Bacia Sedimentar Terciária da cidade de São Paulo,
para outros solos, quaisquer que fossem suas características e
origens. As verificações existentes tais como Décourt (1993)
e Décourt e Niyama (1994) citado por Quaresma et al. (1998)
têm dado bons resultados.
Décourt e Quaresma (1991) relacionaram T e N72 (índice
de torque) para solos sedimentares e residuais, sendo seus valores 1,1 e 1,84 respectivamente.
Alonso (1996) correlacionou os ensaios SPT e SPT-T
para 25 áreas da Bacia Sedimentar Terciária da cidade de
São Paulo e arredores, onde verificou que a correlação média 10Tmáx/Tres é praticamente igual á correlação média
Tmáx/N. Dessa forma, segundo este autor, é possível utilizar o ensaio SPT quando não se dispõe do ensaio SPT-T,
utilizando-se as correlações existentes.
No entanto, Camapum de Carvalho et al. (1998) analisando resultados de ensaios SPT-T realizados no Campo Experimental de Geotecnia da Universidade de Brasília (UnB) e no
trecho do metrô do Distrito Federal verificaram que utilizando
o procedimento da norma, a relação média Tmáx/N foi de 1,16
e 1,24 e para Tres/N foi de 0,62 e 0,85 para os dois solos respectivamente. No caso do bico grosso do amostrador SPT, a
relação média Tmáx/N foi de 1,30 para o solo residual da UnB
e 1,29 para o solo transportado do metrô e para Tres/N ela foi
de 0,77 para o solo do metrô.
IDENTIFICAÇÃO DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
149
Analisando o conjunto de resultados, constata-se que a relação T/N não parece ser um parâmetro eficiente na associação
com a origem dos solos tropicais, mesmo porque as propriedades e comportamento desses solos variam com a profundidade e
de região para região em função do grau de intemperismo sofrido. Destaca-se ainda que a relação proposta por Alonso (1996a)
Tres/N = 1, não corresponde aos valores obtidos tanto para solos residuais como transportados estudados.
Outra aplicabilidade do torque seria na identificação de
solos colapsíveis. Segundo Décourt (1992) valores de índice
de torque (TR) entre 1,0 e 1,2 indicam solos estáveis (IC < 2%),
enquanto valores de TR iguais ou superiores a 2,5 são indicativos de solos colapsíveis (IC > 2%) para as argilas porosas da
cidade de São Paulo.
Porém, Guimarães et al. (2000) obtiveram através de ensaios de torque realizados em Anápolis-GO a relação média
T/N de aproximadamente 0,8 (com alta variabilidade entre 0,5
e 1,7) em solos comprovadamente colapsíveis. Estes resultados
mostram que outros fatores devem ser estudados, possivelmente
estruturação do solo e padronização do ensaio SPT-T, para que
propostas de generalização da relação de T/N com colapso
sejam formuladas.
As correlações entre o SPT e o atrito lateral medido com
o torque para o solo do Distrito Federal, são distintas, quando
comparadas com as obtidas em outras regiões, mostrando mais
uma vez, que estas devem ser regionalizadas.
Ferreira et al. (1989), verificaram que valores altos
e baixos de SPT não indicam se o solo é ou não colapsível, e
afirmaram que valores altos de SPT em solos colapsíveis estão
associados à baixa umidade (w < 5%) ou altas sucções, não
sendo os valores do índice de resistência à penetração adequados para identificação de solos potencialmente colapsíveis.
Camapum de Carvalho et al. (2001) apresentam os resultados de SPT (N) em função da sucção matricial e da sucção
matricial normalizada (pF/e) em relação ao índice de vazios
(e). Estes resultados mostram que não existe tendência definida de variação do parâmetro N com pF, no entanto, o mesmo
150
SOLOS COLAPSÍVEIS
apresenta tendência clara de aumento com o valor de pF/e. Essa
constatação é importante, pois além de realçar a influência da
sucção nos resultados de SPT, deixa claro que a análise de
comportamento mecânico dos solos não saturados em função da
sucção normalizada constitui uma ferramenta importante.
Ainda segundo os autores, considerando os resultados de
sucção matricial obtidos a partir das curvas características obtidas de amostras indeformadas, observa-se a inexistência de
tendência entre os resultados de SPT-T (torque) e os resultados
de sucção matricial e de sucção matricial normalizada. Este
comportamento já poderia ser esperado, pois enquanto o SPT é
realizado sobre amostra intacta o SPT-T é realizado sobre a
amostra já rompida, ou seja a sucção aqui considerada já não
representa o estado do solo. Por motivo semelhante não se observa qualquer tendência entre N e pF e entre N e pF/e quando a
sucção matricial foi determinada a partir de amostras coletadas
do amostrador SPT, ou seja, estas amostras não representam o
estado do solo quando da realização do ensaio SPT.
Embora não exista nenhuma tendência de variação entre o
torque e pF obtido de amostras deformadas oriundas do amostrador SPT, este parâmetro tende a diminuir com o aumento da
relação pF/e. Apesar de se esperar que o torque aumente com a
sucção, no entanto, o que poderia estar influenciando o comportamento não seria a sucção mas sim o colapso estrutural do
solo quando da realização do ensaio SPT.
O colapso estrutural do solo ao mesmo tempo em que
aumenta o número de contatos e, portanto, o torque, poderia
proporcionar um aumento do grau de saturação e a redução da
sucção matricial. O aumento do torque com a umidade tende a
confirmar esta análise, pois quanto maior a umidade maior
será a facilidade de desagregação e colapso da estrutura do
solo (Camapum de Carvalho et al., 2001).
Critérios Baseados em Outros Ensaios de Campo
Os métodos que envolvem ensaios de campo oferecem
condições confiáveis para quantificar recalques devido ao
IDENTIFICAÇÃO DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
151
colapso dos solos. A utilização de provas de carga em estacas
e sobre placas e outros tipos de ensaios para avaliação da colapsibilidade têm sido alvo de vários estudos, podendo-se citar: Carvalho & Souza (1990), Ferreira, Peres & Benvenuto
(1990), Ferreira (1993), Souza (1993), Oliveira, Schnaid &
Gehling (2000) e outros.
Existem muitas pesquisas e técnicas desenvolvidas por
pesquisadores, sendo apresentadas a seguir alguns dos exemplos encontrados na literatura geotécnica.
Carvalho & Souza (1990) estudaram o solo colapsível de
Ilha Solteira (SP) utilizando duas provas de carga direta e quatro provas de carga em estacas. À profundidade de 0,60 m realizou-se uma prova de carga direta em condições naturais, com
carga até a ruptura (cerca de 90kN).
Na seqüência foi realizada outra prova de carga direta
com carregamento progressivo até um valor correspondente
a um terço da carga máxima obtida no ensaio anterior, após a
estabilização dos recalques iniciou-se a inundação do solo adjacente a placa.
Quatro provas de carga em estacas de concreto, duas a
tração e duas a compressão, foram realizadas com a mesma
metodologia adotada para as provas de carga direta. Com os
resultados, os autores constataram a perda significativa da resistência do solo com a inundação, caracterizando o comportamento colapsível do solo local.
Ferreira, Peres & Benvenuto (1990) realizaram provas
de carga sobre placa circular, com diâmetro de 0,80 m, com o
solo em condições naturais e de inundação, na Região Oeste
do Estado de São Paulo. Foram ensaiados os horizontes de 1, 2
e 4 m, sendo utilizados medidores de recalque nas provas de
carga realizadas à 1 metro de profundidade.
Ferreira (1993) propôs o uso do Expansocolapsômetro,
um equipamento que mede recalques dos solos em campo, em
diferentes profundidades do perfil. Para obter os valores das
deformações e dos potenciais de colapso é necessário obter a
espessura da camada do solo que sofreu colapso devido à
152
SOLOS COLAPSÍVEIS
inundação. A espessura pode ser encontrada através da variação de umidade do solo no perfil ou partir da distribuição da
tensão com a profundidade.
Ferreira & Fucale (1999), estudando os solos do Estado
de Pernambuco, verificaram que, apesar dos ensaios com o
expansocolapsômetro serem similares aos ensaios edométricos
duplos, os valores dos potenciais de colapso medidos no campo são inferiores aos de laboratório em cerca de 20%.
Souza (1993) estudou o comportamento de duas sapatas
corridas (0,60 x 3m) utilizando protótipos apoiados à cota de
-0,7m, sobre solo natural e compactado em camadas de 0,1m
desde a profundidade de 1,3m. Próximos às sapatas foram
abertos furos até a cota -1,5m, com diâmetro de 125mm, preenchidos com pedregulho para inundação do solo.
Antes da inundação do solo, foram construídos muros
com 1,6m de altura e adicionadas sobrecargas de 120kPa em
cada sapata. Com a inundação, os recalques ocorridos ao longo
do tempo foram determinados com o auxílio de equipamentos
topográficos.
De posse dos resultados o autor constatou a redução significativa, de 79%, dos recalques da sapata apoiada em solo
compactado em comparação com a sapata construída sobre o
solo natural.
No mesmo trabalho, Souza (1993) realizou quatro provas de carga em placa sobre solo natural e compactado a 0,7m
de profundidade com e sem inundação. Os recalques devido à
inundação foram 36,6mm e 4,9mm, respectivamente.
Cruz, et al. (1994), com os objetivos de prevenir e mitigar os impactos do enchimento do reservatório da UHE Três
Irmãos, estudaram o solo poroso próximo ao município de Ilha
Solteira (SP) utilizando cargueiras, que aplicavam ao solo diferentes pressões (40 a 100kPa) em diferentes profundidades,
enquanto ocorria a ascensão do nível freático. Os resultados
destes ensaios foram comparados com ensaios de prova de
carga em placa e ensaios de laboratório.
IDENTIFICAÇÃO DOS SOLOS COLAPSÍVEIS
153
Oliveira, et al. (2000) avaliaram o potencial de colapso
dos solos não saturados de Porto Alegre (RS) com base em
ensaios pressiométricos do tipo pré-furo. Segundo os autores o
pressiômetro possui vantagens evidentes sobre técnicas de
estimativa do potencial de colapsibilidade de solos. Trata-se de
um ensaio in situ para testar amostras de grande diâmetro, representativas da massa de solo, e possui condições de contorno
bem definidas que permitem uma análise racional dos resultados mediante a teoria de expansão de cavidade.
Capítulo 7
Influência do Fluido de Umedecimento
no Processo de Colapso
Roger Augusto Rodrigues
José Augusto de Lollo
Introdução
Muitos problemas provocados pelo colapso dos solos
estão relacionados aos vazamentos de tanques de combustíveis, efluentes químicos e tubulações de esgotos doméstico e
industrial.
As deformações devidas à inundação dos solos colapsíveis são influenciadas pelo tipo de líquido através da interação
química entre o líquido e o solo. Alguns solos colapsíveis possuem estruturas formadas por grãos de areia e argilas em estado floculado (agregado) e/ou disperso, carbonatos, óxidos de
ferro e alumínio, constituindo elementos cimentantes entre
partículas de maior granulometria.
Ação dos Fluidos no Solo
Segundo Inglês & Aitchison (1969) apud Reginatto &
Ferrero (1973), a dispersão da argila de um solo é comandada
por um conjunto de propriedades que incluem: a taxa de adsorção de sódio, a porcentagem de sódio trocável, o pH, o tipo
de solo e a concentração de sais dissolvidos na água.
Denisov (1951) apud Lutenegger & Saber (1988) verificou que o colapso pode ser condicionado em função do fluido
de inundação e que soluções aquosas eletrolíticas diminuem o
colapso na seguinte seqüência: H2O > solução NaCl > solução
AlCl3 > solução FeCl3.
156
SOLOS COLAPSÍVEIS
Mielenz & King (1955) apud Lutenegger & Saber (1988)
apresentam resultados de ensaios edométricos com inundação,
relacionando os valores de constante dielétrica dos fluidos com
os potenciais de colapso.
Tabela 14 – Influência de diferentes fluidos no colapso de um solo
loéssico (MIELENZ & KING, 1955 apud LUTENEGGER & SABER,
1988).
Fluido
Constante
Dielétrica
Água
Acetona
Benzeno
81,07
26,60
2,29
Potencial de Colapso (%)
(inundação a 500kPa)
11,0
5,2
0,02
Reginatto & Ferrero (1973) constataram, para os solos siltosos de Córdoba na Argentina, que a magnitude do colapso é
fortemente dependente das características químicas do líquido
de inundação. O interesse destes pesquisadores em testar diferentes líquidos surgiu pelos freqüentes danos manifestados em
edificações por rupturas de tubulações que ocorriam na região,
principalmente pelos coletores de esgoto doméstico. A pesquisa
consistiu numa série de ensaios edométricos duplos com amostras indeformadas de diferentes profundidades e inundadas com
três líquidos (Tabela 15).
Tabela 15 – Características dos líquidos de inundação (REGINATTO
& FERRERO, 1973).
Parâmetro
pH
Na (meq/L)
K (meq/L)
Ca (meq/L)
Mg (meq/L)
Cátions (meq/L)
Água Potável
6,5 a 6,8
0,5
0,08
1,9
3,1
5,58
Esgoto
8,5 a 9,0
2,2
0,7
2,1
2,6
7,6
Água Ácida
5,5 a 6,0
0,5
0,7
0,5
0,4
2,1
INFLUÊNCIA DO FLUIDO DE UMEDECIMENTO NO PROCESSO DE COLAPSO
157
Utilizando o critério que define o coeficiente de colapsibilidade, os autores verificaram que as deformações induzidas
pela saturação são mais intensas quando o solo é inundado
com esgoto doméstico e água ácida.
Com base em ensaios químicos do solo e dos líquidos, os
autores concluíram que a intensidade do colapso ocorre devido
à dispersão ou defloculação da fração argila que constitui as
ligações cimentantes entre as partículas.
Moll (1975), em trabalho semelhante ao realizado por
Reginatto & Ferrero (1973), apresentou resultados de ensaios
edométricos dos solos colapsíveis de Córdoba na Argentina,
inundados com água potável (pH 6,5 a 6,8), esgoto doméstico
(pH 8,5 a 9,0) e água ácida (pH 5,5 a 5,7).
O autor concluiu que o solo estudado apresentou potenciais de colapso que permitiram classificá-lo como verdadeiramente colapsível para os três fluidos de umedecimento, com
os solos apresentando redução nas concentrações de sais solúveis, em especial sais sódicos. Segundo o autor, isto indica que
o efeito de arraste de sais solúveis produz a dispersão ou defloculação da fração de argila.
Albiero et al. (1986) mediram recalques de um reservatório metálico com capacidade nominal de 5000 m3 apoiado
diretamente sobre uma areia argilosa fofa na Região Central
do Estado de São Paulo. Neste trabalho, os autores analisaram
o comportamento colapsível do solo superficial a 1m de profundidade quando inundado com água e álcool. Após a inundação do solo com os líquidos verificou-se que o álcool produziu deformações inferiores à água.
Camapum de Carvalho et al. (1987) apud Collares
(1997) estudaram amostras de argila porosa das cidades de
Guará e Ceilândia (DF) inundados com três fluidos distintos:
Água da chuva (pH 7,0); Água da rede de abastecimento local
(pH 8,9); Água da rede de abastecimento conduzida a um pH
de 4,0 através da adição de ácido sulfídrico (H2S).
O solo de Guará não apresentou mudança de comportamento quando inundado com os líquidos, entretanto, as amostras de Ceilândia mostraram que o aumento do pH do fluido de
158
SOLOS COLAPSÍVEIS
inundação tende a intensificar o potencial de colapso dos solos
e que este é máximo para a tensão de 100kPa. Segundo os autores, o solo de Ceilândia pode favorecer a formação de uma
estrutura floculada mais susceptível ao colapso por possuir um
pH ácido.
Mariz & Casanova (1994) ensaiaram o solo da cidade de
Brasília (DF) utilizando água, dimetil sulfóxido e ciclohexano
como fluidos de inundação. Os líquidos foram escolhidos devido às distintas propriedades físico-químicas entre si. A Tabela 16 apresenta algumas de suas características.
Líquido
Constante
Dielétrica
Massa
Específica
(g/cm3)
Viscosidade
(centiPoise)
Tensão
Superficial
(dyna/cm)
Momento
Dipolar
(debycs)
Fórmula
Tabela 16 – Características dos líquidos utilizados nos ensaios edométricos (modificado de MARIZ & CASANOVA, 1994).
Água
Dimetil
Sulfato
Ciclohexano
80
1,00
1,00
73,0
1,89
H2O
49
1,10
2,00
43,0
3,90
C2H6SO
1,89
0,66
0,98
25,5
0,00
C6H12
As amostras inundadas com água apresentaram maiores
deformações se comparada com as amostras inundadas com os
outros líquidos. Segundo os autores, esta diferença ocorre pelo
fato do dimetil sulfóxido e ciclohexano apresentarem baixos
valores para a constante dielétrica e tensão superficial.
Ferreira (1994) analisou a influência da tensão vertical
de consolidação, a velocidade e forma de inundação e o tipo de
fluido de saturação nas deformações por colapso do solo arenoso do município de Petrolândia (PE). O programa experimental de ensaios envolveu inicialmente o estudo da influência
da água (coletada em diferentes locais) no colapso do solo
(Tabela 17).
Posteriormente, foram testados a acetona, o dimetil sulfóxido e o ciclohexano. Com base nos resultados, concluiu-se
INFLUÊNCIA DO FLUIDO DE UMEDECIMENTO NO PROCESSO DE COLAPSO
159
que os líquidos utilizados influenciaram nos valores do potencial de colapso, sendo crescente nesta ordem: ciclohexano,
acetona, dimetil-sulfóxido e água destilada.
Tabela 17 – Características químicas dos líquidos de inundação
(FERREIRA, 1994).
Líquido
Água destilada
Água rede de
Abastecimento – PE
Água do Rio São
Francisco
Água do Rio São Francisco
/ após percolação
Cátions Solúveis (meq/l)
Na
K+
Ca++
Mg++
0,00 0,55
0,80
0,48
+
Σ
1,83
pH
6,0
48,00
6,50
36,00
12,63
103,13
7,4
3,00
2,00
18,40
6,31
29,71
7,5
23,00
9,80
15,20
2,91
50,91
6,6
Para este autor, a diferença entre os potenciais de colapso do solo deve-se as propriedades intrínsecas dos líquidos. O dimetil sulfóxido possui tensão superficial menor que
a água, por outro lado apresenta grande viscosidade, tendo
poder tão grande como a água de enfraquecer um campo elétrico. O ciclohexano apresenta facilidade na inundação devido a sua baixa tensão superficial, porém não há interação
química com a superfície dos minerais do tipo doadorreceptor, pois seu momento dipolar é zero, além da constante
dielétrica que é muito baixa.
Cruz et al. (1994) estudaram o solo do município de Pereira Barreto (SP) e avaliaram a influência do pH de líquidos
de inundação no colapso dos solos. Para isto, foram realizados
ensaios edométricos duplos e simples com inundação por estágios até 160 kPa com óleo isolante (mineral), soluções ácidas
(composta por ácido clorídrico com pH variando de 1 a 5) e
soluções alcalinas (composta por hidróxido de sódio com pH
variando de 8 a 13).
Os solos inundados com soluções de pH até 11 sofreram
expansão. Já, para o fluido com pH 13, mesmo sem pressão
vertical, o solo apresentou colapso de 2,5%. Para a tensão de
160
SOLOS COLAPSÍVEIS
160 kPa, os colapsos que variaram em torno de 9% alternaram-se para 14% com o líquido de pH 13.
Neste mesmo trabalho os autores mencionaram que soluções de hidróxidos de cálcio com pH 13 não provocaram
colapso algum sobre o solo, mas expansão, demonstrando a
importância de se conhecer os cátions presentes no líquido.
Sherard (1976) apud Cruz et al. (1994) ao definir o potencial SAR (Sodium Absorption Ratio), ressaltou que o cátion
sódio tem grande importância na origem de solos dispersivos.
Assim, líquidos com grande presença deste cátion quando
agem parecem dispersar o solo, aumentando as deformações
sofridas por este quando solicitado à compressão.
Collares (1997) utilizou diferentes fluidos para estudar a
colapsibilidade de dois solos, o primeiro com textura arenosa
do município de São Carlos (SP) e o outro, um solo argiloso
coletado nas proximidades do município de Ribeirão Preto
(SP) na estrada SP 255, com Solução de (NaPO4)61 (pH = 6,3),
Solução alcalina (NaPO4)6 + NaOH2 (pH = 11), Solução ácida
(NaPO4)6 + H3PO43 (pH = 3), Benzeno (pH = 4,97), Amônia
(pH = 14), Metanol (pH = 9,33), Água destilada (pH = 6,8),
Formamida (pH = 9,87), Álcool (pH = 6,2) e Solução de
NaOH (pH = 13).
O programa experimental contemplou ensaios edométricos simples realizados com amostras indeformadas e compactadas (GC iguais a 85 e 88%) inundadas com soluções previamente preparadas em laboratório, e em alguns casos, com diferentes
concentrações. Nesta pesquisa, a autora verificou que a presença de substâncias químicas misturadas à água tende a alterar a
intensidade do colapso dos solos.
Entretanto, para os líquidos e solos utilizados, o pH das
soluções químicas não influenciou nos potenciais de colapso.
O tempo de estabilização das deformações dos solos foi diferenciado para os líquidos de inundação e a constante dielétrica
______________
1
2
3
(NaPO4)6 – hexametafosfato de sódio.
(NaPO4)6 + NaOH – hexametafosfato de sódio + hidróxido de sódio.
(NaPO4)6 + H3PO4 – hexametafosfato de sódio + ácido fosfórico.
INFLUÊNCIA DO FLUIDO DE UMEDECIMENTO NO PROCESSO DE COLAPSO
161
influenciou na magnitude do colapso, sendo tanto mais acentuado, quanto maior a constante dielétrica.
Agnelli (1997), estudando uma areia fina argilosa no município de Bauru (SP), utilizou quatro líquidos para inundação
do solo: Ácido muriático diluído em água (pH = 3) com elevada
concentração de ácido clorídrico, na proporção de 1:100 em
volume; Água potável (pH = 7); Sabão em pó diluído em água
(pH = 11) com elevada concentração de hidróxido de sódio, na
proporção de 1:80 em volume; e Etanol (pH = 8,6) empregado
como combustível para veículos.
Neste trabalho, estudou-se a influência da temperatura
do líquido inundante, empregando-se a solução alcalina (já
mencionada), no comportamento tensão vs deformação.
Com base nos resultados dos ensaios edométricos, o autor constatou que a solução a base de ácido muriático (pH = 3)
e a água potável (pH = 7) produziram os mesmos efeitos na
curva tensão vs deformação, enquanto que a solução a base
de hidróxido de sódio (pH = 11) provocou um colapso bem
maior. O álcool (etanol), um líquido de baixa tensão superficial e constante dielétrica, não provocou colapso.
Nas Provas de Carga observou-se que o colapso foi
maior quando foi empregada a solução alcalina (presença de
hidróxido de sódio) na saturação do solo. Os recalques, devido à inundação com esta solução, foram cerca de 60 a 90%
superiores aos provocados pela água potável nas profundidades de 2, 3 e 4 metros.
Influência do Esgoto e seus Componentes
Oliveira (2002) e Rodrigues (2003) constataram que em
Ilha Solteira (SP) os vazamentos em tubulações de redes de
esgoto representavam mais de um terço dos casos identificados
de danos em edificações devidos a processos de colapso de
solos. Por esta razão, Rodrigues & Lollo (2004) avaliaram a
influência das substâncias mais comuns que compõem o esgoto doméstico no processo de colapso.
162
SOLOS COLAPSÍVEIS
A primeira fase deste trabalho foi a caracterização dos
fluidos envolvidos no processo, considerando as propriedades
listadas na literatura técnica como importantes no processo.
Assim, os fluidos foram caracterizados em termos de sua composição química, pH e tensão superficial.
Os fluidos avaliados foram: detergente líquido (solução
adstringente a base de componente ativo Alquil Benzeno Sulfonato de Sódio, Sais Inorgânicos, Seqüestrante, coadjuvante,
preservativo, corante, perfume e água); sabão em pó (solução
dispersiva a base de Linear Alquil Benzeno Sulfonato de Sódio, Alquil Éter Sulfato de Sódio, Sulfato/Silicato/Carbonato
de Sódio, Bentonita, Zeólito, Tripolifosfato de Sódio, Dimetil
Hidroxietil Cloreto de Amônio, Polietilenoamina, Ftalocianina
Sulfonato de Zinco, Silicone, Perfume, Enzimas, Polímeros,
Branqueadores ópticos); água sanitária (solução defloculante/dispersiva a base de Hipoclorito de Sódio, Hidróxido de
Sódio, Cloreto de Sódio e Água – Teor de cloro ativo de 2 a
2,5% p/p); óleo de cozinha (solução lubrificante a base de óleo
refinado de soja com antioxidante ácido cítrico); e água (esta
última sendo usada como padrão de comparação do colapso
entre ela e demais fluidos). Os resultados obtidos são apresentados na Tabela 18.
Tabela 18 – Características dos líquidos estudados (RODRIGUES &
LOLLO, 2004).
Líquidos
Potencial
Hidrogeniônico
Tensão
Superficial
(N/m)
Água
Destilada
Detergente Sabão
Água
Líquido em Pó Sanitária
Óleo
6,70
4,87
10,31
9,56
–
0,0742
0,0274
0,0327
0,0697
0,0392
Com o propósito de estudar a diferença entre os potenciais de colapso induzidos pela inundação do solo com várias
soluções (1:120) e água destilada, optou-se pelo umedecimen-
INFLUÊNCIA DO FLUIDO DE UMEDECIMENTO NO PROCESSO DE COLAPSO
163
to do solo a 200kPa. Esta tensão escolhida para inundação
localiza-se no trecho de compressão do solo (reta virgem) facilitando as analises, uma vez que se localiza fora da região de
fluência do solo.
Como mencionado, a escolha da tensão de inundação de
200 kPa justifica-se por apresentar maiores deformações por
colapso no intervalo de tensões consideradas para o ensaio (de
0 a 800 kPa). O critério adotado para o estudo da colapsibilidade dos solos com as diferentes soluções foi o potencial de
colapso como definido por Lutenegger & Saber (1988) para
ensaios oedométricos simples, resultando os potenciais registrados na Tabela 19.
Tabela 19 – Potencias de colapso para diferentes fluidos (RODRIGUES & LOLLO, 2004).
Fluido
Sabão em pó
Água Sanitária
Esgoto
Água Destilada
Detergente
I (%)
9,46
12,01
12,14
8,28
8,46
A Figura 73 mostra as curvas de compressão do solo
umedecido com os diferentes fluidos de inundação considerados anteriormente ao primeiro estágio de carregamento do
ensaio edométrico, enquanto na Figura 74 se tem os gráficos
para os ensaios com os diferentes fluidos quando o umedecimento se deu no estágio de carregamento de 200kPa, mostrando as descontinuidades nos gráficos de tensões x potencial de
colapso, o que possibilita e definição da magnitude do colapso.
164
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 73 – Curvas de compressão confinada para os fluidos considerados (GARCIA et al., 2004).
Figura 74 – Curvas de compressão confinada dos ensaios edométricos simples para os diferentes fluidos (GARCIA et al., 2004).
INFLUÊNCIA DO FLUIDO DE UMEDECIMENTO NO PROCESSO DE COLAPSO
165
A Tabela 20 apresenta um resumo dos valores obtidos,
para potencial de colapso, deformação específica e diferença
da deformação específica entre o fluido avaliando e a água
destilada.
Tabela 20 – Índices obtidos a partir dos ensaios edométricos para os
diferentes fluidos (RODRIGUES & LOLLO, 2004).
Fluido
Água destilada
Esgoto doméstico
Água Sanitária
Detergente
Óleo
Sabão em pó
I (%)
8,28
12,14
12,01
8,46
2,29
9,46
εv (%)
23,03
25,96
26,73
24,08
25,72
29,00
Δεv (%)
–
2,93
3,70
1,05
2,69
5,97
A Tabela 20 e as Figuras 68 e 69 mostram que o esgoto
doméstico, o óleo e as soluções a base de água sanitária e sabão em pó provocaram as maiores deformações por colapso no
solo. Já, a solução a base de detergente não induziu no solo o
mesmo comportamento.
Dentre os fluidos que provocaram maiores deformações
por colapso do solo, o óleo foi o de menor intensidade. Deve
ser destacado o fato que as outras substâncias têm, em sua
composição, compostos a base de sódio, que é sabidamente
um cátion que tem efeito dispersante em solos com estrutura
agregada.
Os líquidos que causaram maiores deformações foram
soluções alcalinas a base de sabão em pó e de água sanitária
(Figuras 75 e 76). No entanto, não é possível atribuir a ascendência do colapso apenas ao aumento do pH. As soluções testadas possuem algumas características distintas como a viscosidade e a tensão superficial.
166
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 75 – Potencial de colapso x pH dos fluidos (GARCIA et al.,
2004).
Figura 76 – Deformação específica x pH dos fluidos (GARCIA et
al., 2004).
INFLUÊNCIA DO FLUIDO DE UMEDECIMENTO NO PROCESSO DE COLAPSO
167
A estrutura do solo estudado é formada por partículas
de areia, de forma sub-arredondadas, circundadas e, às vezes
cimentadas, por partículas de argila e silte em estado agregado, com os agregados de partículas da fração fina apresentando comportamento de partículas da granulometria areia
(Figura 77).
Figura 77 – Estrutura original do solo (GARCIA et al., 2004).
O diagrama espectral apresenta porcentagens relativas de
silício, de alumínio, de oxigênio e de ferro (Figura 78). Ferro e
o alumínio, que geralmente não são removidos pela lixiviação,
têm sua concentração relativa aumentada e constituem-se, na
forma de óxidos, em cimentos naturais que interligam as partículas maiores, agregando o solo.
168
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 78 – Diagrama espectral do solo (GARCIA et al., 2004).
Após o colapso, ocorre uma reorganização estrutural compatível com o estado de tensões aplicado. As Figuras 79 e 80
ilustram a influência da água destilada e do esgoto doméstico no
desarranjo da estrutura originalmente apresentada na Figura 77.
Figura 79 – Estrutura após colapso com água destilada (GARCIA et
al., 2004).
INFLUÊNCIA DO FLUIDO DE UMEDECIMENTO NO PROCESSO DE COLAPSO
169
Figura 80 – Estrutura do solo após colapso com esgoto (GARCIA et
al., 2004).
Nas Figuras 81, 82, 83, 84 apresentam-se imagens que
ilustram a ação dos fluidos testados no colapso do solo. Observa-se nestas figuras a capacidade da solução de sabão em
pó e de água sanitária na mobilização dos agregados do solo,
induzindo maiores colapsos, como mostrado na Tabela 19.
Já as amostras inundadas com a solução de detergente líquido e com o óleo apresentaram pouca ou nenhuma diminuição do tamanho dos agregados constituídos pela fração fina do
solo.
Assim como o esgoto, as soluções a base de água sanitária
e de sabão em pó parecem possuir maior potencial de ataque
sobre os compostos cimentantes do solo, já que o paralelismo
das curvas virgens de compressões sugere que o mecanismo de
colapso seja o mesmo para todos os fluidos.
170
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 81 – Estrutura após colapso com água sanitária (GARCIA et
al., 2004).
Figura 82 – Estrutura após colapso com detergente (GARCIA et al.,
2004).
INFLUÊNCIA DO FLUIDO DE UMEDECIMENTO NO PROCESSO DE COLAPSO
171
Figura 83 – Estrutura após colapso com sabão em pó (GARCIA et
al., 2004).
Figura 84 – Estrutura após colapso com óleo (GARCIA et al., 2004).
172
SOLOS COLAPSÍVEIS
Outra forma de avaliação da importância do fluido de
inundação no comportamento colapsível de um solo é o uso de
ensaios edométricos duplos, estratégia utilizada por Rodrigues
(2003) e por Rodrigues & Lollo (2004). Neste caso, os autores
optaram por descrever as deformações do solo em termos de
deformabilidade volumétrica, ou seja, εv = ΔV/ Vo. Os resultados obtidos são apresentados na Tabela 21.
Tabela 21 – Resultados dos ensaios edométricos duplos (RODRIGUES & LOLLO, 2004).
Fluido de Umedecimento
Sem umedecimento
Água destilada
Água sanitária
Sabão em Pó
Detergente líquido
Óleo mineral
εv (%)
20,93
25,39
30,12
33,21
27,67
28,80
As deformações específicas calculadas mostram solos altamente compressíveis sob umedecimento (em todos os casos
acima de 20%) descrevendo preliminarmente o caráter colapsível dos mesmos. As curvas de compressão são representadas
na Figura 85.
Os resultados dos ensaios oedométricos duplos apresentaram aspectos diferenciados quando comparados com os ensaios
oedométricos simples. É o caso, por exemplo, do ensaio inundado com óleo.
Quando inundado a 200 kPa o solo apresentou baixo potencial de colapso (2,29%). Contudo, quando inundado a 0 kPa
o solo mostrou-se muito compressível com deformações da
ordem de 28,80%, superando valores de deformações induzidas pela água destilada e detergente líquido (1:120).
INFLUÊNCIA DO FLUIDO DE UMEDECIMENTO NO PROCESSO DE COLAPSO
173
Figura 85 – Curvas de compressão para os diferentes fluidos (RODRIGUES, 2003).
0
5
ΔH/H (%)
10
15
20
25
30
35
40
1
10
100
1000
10000
σ (kPa)
natural
água destilada
sabão
detergente
água sanitária
óleo mineral
O sabão influenciou o comportamento compressível do
solo de maneira semelhante ao óleo. As deformações específicas foram elevadas ao longo de todo o ensaio, não sendo bem
representativas quando da inundação a 200 kPa.
Este aspecto, apresentado pelo sabão em pó (1:120) e
óleo nos ensaios oedométricos duplos, sugere que a interação
entre estes fluidos com o solo agiram de maneira semelhante,
favorecendo a lubrificação das partículas de maior diâmetro
possibilitando uma nova reorganização da estrutura do solo.
Ressalta-se a deficiência de estabilização das leituras do deflectômetro para estes líquidos, uma vez que as deformações
demoravam a cessar.
A água sanitária apresentou variação volumétrica da ordem de 30,12%, sendo superior a água destilada e ao detergente líquido (1:120).
Neste caso, o aumento do colapso pode ser atribuído ao
principal parâmetro químico que compõe a água sanitária, o
sódio. Este cátion, normalmente age como dispersante em solos
174
SOLOS COLAPSÍVEIS
floculados de comportamento laterítico, facilitando a quebra dos
torrões com a dispersão do cimento ferruginoso destes solos.
Tratando de deformações específicas para os ensaios
oedométricos duplos e analisando cuidadosamente o potencial de colapso gerado por este fluido, percebe-se que não
houve divergência entre os dois tipos de ensaios para análise
da influencia da água sanitária.
Semelhantemente, a água destilada e o detergente apresentaram coerência com os dois tipos de ensaios empregados,
pois suas deformações pela inundação foram semelhantes nos
dois casos.
Como análise preliminar dos ensaios realizados até o
momento, pode-se concluir que os líquidos com pH alcalino
proporcionaram maiores deformações por colapso em relação
aos outros fluidos. Contudo, está constatação requer maior
investigação, visto que o colapso não depende apenas deste
fator, alguns parâmetros parecem desempenhar relevante papel
no fenômeno como a viscosidade e a constante dielétrica, ambos citados na literatura.
Capítulo 8
Fundações em Solos Colapsíveis
Adriano Souza
Introdução
A Engenharia de Fundações tem como objetivo determinar formas seguras e econômicas de se transferir cargas estruturais ao terreno, de modo a evitar ruptura e deformações excessivas. Dentre os tipos de deformação que o solo pode sofrer, o
colapso é, sem dúvida, um dos problemas mais importantes a
serem tratados em solos tropicais não saturados.
No projeto de fundações devem ser considerados três diferentes processos que podem comprometer a segurança da
edificação: ruptura do solo; deformações excessivas do solo; e
ruptura do material constituinte da fundação.
Os tipos básicos de fundação são as ditas diretas ou rasas
ou superficiais, e as profundas, os quais se subdividem em
uma série de fundações e a escolha entre os diversos tipos de
fundações depende do conhecimento dos esforços atuantes
sobre as edificações, as características do solo e dos elementos
estruturais que formam as fundações. Assim, analisa-se a possibilidade de utilizar os vários tipos de fundação, em ordem
crescente de complexidade e custo (Wolle, 1993).
Fundações rasas são aquelas que transferem as cargas
para camadas de solo capazes de suportá-las, considerando
apenas o apoio da peça sobre a camada do solo, sendo desprezada qualquer outra forma de transferência de cargas.
Na fundação rasa se caracteriza a camada de suporte está
próxima à superfície do solo (profundidade até 2 m), ou a profundidade de apoio é inferior à largura do elemento de funda-
176
SOLOS COLAPSÍVEIS
ção. Por outro lado, a fundação é considerada profunda se suas
dimensões ultrapassam todos os limites acima mencionados.
As fundações profundas são aquelas que transferem as
cargas por efeito de atrito lateral do elemento com o solo e por
efeito de ponta (estacas), ou, tão somente por efeito de ponta,
mas com a base da mesma apoiada a profundidades superiores
a 2 m (tubulões). A Tabela 22 apresenta uma classificação dos
vários tipos de fundações.
Tabela 22 – Tipos de fundação.
Blocos e alicerces
Corrida
Fundações
rasas
Sapatas
Isolada
Associada
Alavancada
Radiers
Brocas
de madeira
de aço
Fundações
profundas
Estacas
de concreto pré-moldadas
Strauss
de concreto moldadas in loco
Franki
Raiz
Barrete/Estacão
Tubulões
a céu aberto
a ar comprimido
Fundações bem projetadas correspondem de 3 a 10% do
custo total da edificação. O custo da fundação pode aumentar
para os casos em que as características de resistência do solo
são incompatíveis com os esforços que serão a ele transferidos,
pois nestas situações, elementos de fundação mais complexos
são exigidos, podendo-se ter, inclusive, a necessidade de troca
de solo, com reaterro e compactação, gerando maiores custos.
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
177
Elementos de Fundação Rasa
Na escolha do tipo e dimensionamento de elementos de
fundação rasa a primeira questão a ser considerada é como
compatibilizar a carga aplicada com os recalques do solo. Para
pequenos valores de carga os recalques serão aproximadamente proporcionais, representando a chamada fase elástica de
deformação, na qual os recalques são reversíveis.
Numa fase posterior surgem os deslocamentos plásticos,
inicialmente junto às bordas da fundação e tendendo a crescer
com o acréscimo do carregamento, com recalques irreversíveis.
Na terceira fase, a velocidade de recalque cresce até que
ocorre a ruptura do solo, constituindo o limite de resistência da
fundação, ou seja, sua capacidade de carga na ruptura.
A tensão de ruptura de um solo (σr) pode ser determinada por meio dos seguintes métodos: a) teóricos; b) semiempíricos; c) provas de carga sobre placa; e d) empíricos.
Os métodos teóricos consistem da aplicação de uma
fórmula de capacidade de carga para estimativa da tensão de
ruptura do solo (σr) de apoio, no entanto, os resultados estão
sujeitos a imprecisões das fórmulas e definição de parâmetros
representativos do comportamento do solo.
Nos métodos semi-empíricos propriedades dos solos são
estimadas com base em correlações para em seguida serem
aplicadas fórmulas teóricas. A estimativa de parâmetros (resistência e compressibilidade), normalmente, é feita com base na
resistência à penetração medida em sondagem, N (SPT), ou na
resistência de ponta do ensaio de penetração de cone (qc).
A prova de carga sobre placa se constitui na realidade
em ensaio em modelo reduzido de uma sapata e sua execução
de uma prova de carga é regulamentada pela NBR 6489, na
qual uma placa de aço rígida com 80 cm de diâmetro é carregada em estágios por um macaco hidráulico reagindo contra
uma cargueira. Um estágio de carga somente é aplicado após
terem praticamente cessado os recalques do estágio anterior.
As cargas são aplicadas até a ruptura do solo e, caso isto não
aconteça, até que se atinja o dobro da tensão admissível presumida para o solo, ou um recalque julgado excessivo.
178
SOLOS COLAPSÍVEIS
Os resultados de uma prova de carga são apresentados
na forma de um gráfico de tensão versus recalque (Figura 86),
juntamente com outros dados relativos à sua montagem, localização, e outras informações.
Figura 86 – Curva de tensão versus recalque de uma prova de carga
direta em placa.
Tensão (MPa)
0
0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,1
Recalques (mm)
5
10
15
20
25
30
Nos métodos empíricos são a tensão de ruptura do solo
(σr) é estimada com base em correlações.
Uma vez definida a tensão de ruptura do solo (σr), determina-se a tensão admissível do solo ou taxa de trabalho do solo
(σs). As informações advindas da tensão de ruptura são combinadas com fatores de segurança de forma a definir a tensão
admissível, ou, no caso dos métodos empíricos, são adotados
valores de tensão admissível da Norma NBR 6122/94, conforme Tabela 23.
Outro método, bastante utilizado na prática, parte de valores da resistência à penetração em sondagens SPT, N, e estima a
tensão admissível do solo ou por meio da expressão σs = 0,02N
(MPa) onde N é o valor médio de N numa profundidade de
1,5B abaixo da cota de apoio da fundação rasa, válido para
qualquer solo natural no intervalo de 5 ≤ N ≤ 20.
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
179
Tabela 23 – Tensões básicas segundo a NBR 6122/1994.
Classe
Descrição
σs (MPa)
1
Rocha sã, maciça sem laminações ou sinal
de decomposição
3,0
2
Rochas laminadas, com pequenas fissuras,
estratificadas
1,5
3
Rochas alteradas ou em decomposição
4
Solos granulares concrecionados,
conglomerados
1,0
5
Solos pedregulhosos compactos a muito
compactos
0,6
6
Solos pedregulhosos fofos
0,3
7
Areias muito compactas
0,5
8
Areias compactas
0,4
9
Areias mediamente compactas
0,2
10
Argilas duras
0,3
11
Argilas rijas
0,2
12
Argilas médias
0,1
13
Siltes duros (muito compactos)
0,3
14
Siltes rijos (compactos)
0,2
15
Siltes médios (mediamente compactos)
0,1
ver nota (c)
Notas:
a) para a descrição dos diferentes tipos de solo, deve-se seguir as
definições da NBR 6502.
b) no caso de calcário ou qualquer outra rocha cárstica, devem ser
feitos estudos especiais.
c) para rochas alteradas, ou em decomposição, tem que se levar em
conta a natureza da rocha matriz e o grau de decomposição ou
alteração.
180
SOLOS COLAPSÍVEIS
Dimensionamento de Fundações Rasas
Blocos de Fundação
São elementos de apoio construídos em concreto simples
e caracterizados por uma altura relativamente grande, que é
necessária para que trabalhem essencialmente à compressão,
tendo forma prismática podendo ser em pedestal ou escalonado.
A altura “h” do bloco é calculada de tal forma que as
tensões de tração atuantes no concreto, possam ser absorvidas
pelo mesmo, sem necessidade de armar o piso da base:
⎧A − a0
⎪⎪ 2 .tg α
h≤⎨
⎪ B − b0 .tg α
⎪⎩ 2
em que:
A: maior dimensão da base do bloco;
B: menor dimensão da base do bloco;
ao: maior dimensão do pilar;
bo: menor dimensão do pilar; e
α: ângulo entre a base do bloco e o pilar (Figura 87).
Figura 87 – Gráfico para a determinação de α.
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
181
em que:
σs: taxa de trabalho ou tensão admissível do solo; e
σt: tensão admissível à tração do concreto, que é fornecida
pela expressão:
⎧ fck
⎪
σ t ≤ ⎨ 20
⎪800 kN / m 2
⎩
Sapatas de Fundação
As sapatas são elementos de apoio de concreto armado,
de menor altura que os blocos, que resistem principalmente
por flexão e que podem assumir praticamente qualquer forma
em planta, sendo mais freqüentes as sapatas quadradas (A=B)
e retangulares (A>B).
No caso de pilares encostados em divisas, ou junto ao
alinhamento de uma calçada, não é possível projetar-se uma
sapata centrada no pilar, recorrendo-se então a uma viga de
equilíbrio ou viga alavanca a fim de corrigir a excentricidade
existente.
No dimensionamento de uma sapata, a geometria da sua
base depende da geometria da seção do pilar para o qual será
dimensionada, sendo que a área de sua base (Ab) é determinada em função da taxa de trabalho ou tensão admissível do solo
σs, de acordo com a expressão que segue.
A b = A.B =
P
σs
em que:
A: maior dimensão da base da sapata;
B: menor dimensão da base da sapata; e
P: carga atuante no pilar.
182
SOLOS COLAPSÍVEIS
No projeto, as dimensões A e B da base das sapatas são
arredondas para o múltiplo de 5 cm acima do valor determinado, e de acordo com a norma NBR 6122/96, devendo-se respeitar as seguintes condições:
1) B ≥ 80 cm ( B ≥ 60 cm para sapatas corridas); e
2)
A
≤ 2,5 .
B
Quando as cargas estruturais forem muito altas em relação à taxa de trabalho ou tensão admissível do solo (σs), poderá ocorrer o caso de não ser possível projetar-se sapatas isoladas para cada pilar, tornando-se necessário o emprego de uma
sapata única para dois ou mais pilares, procedendo-se então à
escolha das dimensões da A e B da base da sapata de maneira
a obter um equilíbrio entre as proporções da viga de rigidez e
os balanços da laje.
Na impossibilidade da construção de sapatas isoladas
(distância mínima entre duas sapatas menor que 10 cm) há
sobreposição de efeitos de um bulbo de tensão de uma sapata
com a outra. O dimensionamento da sapata associada é feito
pela expressão:
n
A b = A.B =
∑P
i =1
i
σs
Nos pilares de divisa ou próximos a obstáculos onde não
seja possível fazer com que o centro de gravidade da sapata
coincida com o centro do pilar, pode-se criar uma viga alavanca ou viga de equilíbrio ligada a outro pilar.
A forma, mais conveniente, para a sapata de divisa é
aquela cuja relação entre as dimensões A e B da base estejam
no intervalo: 2,0 ≤ A/B ≤ 2,5 resultado em:
R 1 = P1 + ΔP
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
183
em que:
P1: carga atuante no pilar de divisa; e
ΔP: acréscimo de carga no pilar de divisa devido à excentricidade da carga P1.
O acréscimo de carga ΔP é determinado pela expressão:
ΔP = P1 .
e1
d
em que:
e1: excentricidade entre o C.C. do pilar e o C.G. da sapata de
divisa; e
d: distância entre o C.G. da sapata de divisa e o C.C. do pilar ao
qual ele foi alavancado.
e1 =
B1 − b o1
2
d = s − e1
em que:
s: distância entre o C.C. do pilar de divisa e o C.C. do pilar ao
qual ele foi alavancado.
Fundação em Radier
Quando todos os pilares de uma estrutura transmitirem
as cargas ao solo através de uma única sapata, tem-se o que se
denomina uma fundação em radier.
Quanto à forma ou sistema estrutural, os radiers são
projetados segundo quatro tipos principais: radiers lisos (Figura 88a), radiers com pedestais ou em laje cogumelo (Figura 88b), radiers nervurados (Figura 88c); e radiers em caixão
(Figura 88d).
184
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 88 – Tipos de fundações em radier.
Segundo a NBR 6122/96 a expressão radier deve ser
usada apenas quando uma fundação superficial associada recebe todos os pilares da obra. Uma fundação em radier é adotada quando:
•
as áreas das sapatas se aproximarem umas das outras
ou mesmo se interpenetram (em conseqüência de
cargas elevadas nos pilares ou de taxas de trabalho
ou tensões admissíveis do solo baixas);
•
se deseja uniformizar os recalques.
Como no caso das vigas de fundação, os esforços internos em radiers podem ser calculados pelos chamados métodos
estáticos, que são métodos que se baseiam em alguma hipótese
sobre a distribuição das pressões de contato, como: as pressões
variam linearmente sobre o radier, ou as pressões são uniformes nas áreas de influência dos pilares.
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
185
Elementos de Fundação Profunda
Freqüentemente os terrenos apresentam horizontes de
solos resistentes, não na superfície, mas a certa profundidade,
fazendo com que estes sejam os horizontes a receber as cargas.
Nestas situações devem ser usadas fundações profundas em
tubulões ou estacas.
Tubulões
São designadas por tubulões as fundações profundas, de
grande porte, com seção circular e que apresentam, em geral, a
base alargada (Figura 89). Os tubulões podem ser de dois tipos
básicos: a céu aberto e pneumático.
Nos tubulões a céu aberto concreta-se um poço aberto no
terreno, o qual pode ser escavado manualmente ou mecanicamente, geralmente dotado de uma base alargada. Este tipo de
tubulão é executado acima do nível da água natural ou rebaixado ou, em casos especiais, em terrenos saturados onde seja
possível bombear a água sem risco de desmoronamento.
Pretendendo-se executar tubulões em solos onde haja
água e não seja possível esgotá-la, mesmo utilizando-se bombas, devido ao perigo de desmoronamento das paredes do fuste
ou da base, utilizam-se tubulões pneumáticos com camisa de
concreto ou de aço, sendo os serviços de abertura e concretagem feitos com a utilização de sistemas de ar comprimido.
186
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 89 – Detalhes de um tubulão.
Por se tratar de fundação profunda, na qual é desprezada a carga proveniente do atrito lateral, o dimensionamento da
base de tubulões é feito de maneira análoga às sapatas. Os métodos normalmente utilizados para se estimar a taxa de trabalho do solo (σs) neste tipo de fundação são: baseados em SPT
e baseados em ensaios de laboratório.
Para dimensionamento baseado em ensaio SPT usa-se a
relação:
σs = 0,033.N ( MPa )
em que:
N : valor médio de N numa profundidade de 2.B abaixo da cota
de apoio da fundação rasa, válido para qualquer solo natural no
intervalo de N ≤ 20, na existência de um maior igualá-lo a 20.
Para solos argilosos podem-se utilizar resultados de ensaios de adensamento, tomando-se como tensão admissível a
tensão de pré-adensamento do solo.
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
187
No projeto de tubulões são dimensionadas as medidas
geométricas dos mesmos, que podem ser dos tipos: isolado,
associado e alavancado.
O fuste deve ser dimensionado como uma peça estrutural
de concreto simples submetida à compressão. A NBR-6122
propõe um coeficiente de majoração γf=1,4 e um coeficiente
de minoração da resistência característica do concreto γc=1,6,
tendo-se em vista as condições de concretagem de um tubulão,
deve-se também multiplicar a resistência característica do concreto (fck) pelo coeficiente 0,85 para levar em conta a diferença entre resultados de ensaios rápidos de laboratório e a resistência sob a ação de carga de longa duração. O diâmetro do
fuste é dado pela equação:
Df =
4.γ f .P
⎡ fck ⎤
0,85.π.⎢
⎥
⎣ γc ⎦
⇒ Df =
4.1,4.P
⎡ fck ⎤
0,85.π.⎢
⎥
⎣ 1,6 ⎦
Por sua vez, a área da base do tubulão (Ab) depende da
taxa de trabalho do solo (σs) e é dada por:
Ab =
Ab:
π.D 2b P
=
4
σs
Como os valores de P e σs são conhecidos, determina-se
Db =
4.P
π.σ s
Já a altura da base do tubulão (H) depende do ângulo α,
e é determinada pela expressão:
H=
Db − Df
.tg α
2
188
SOLOS COLAPSÍVEIS
em que:
tg α σ s
=
+1
α
σt
σ t : tensão admissível de tração no concreto = 5 MN/m2.
Observações da norma NBR-6122:
1) O centro de gravidade da área do fuste (C.G.f.) e da
área da base do tubulão deve coincidir com o centro
de carga do pilar (C.C.f.);
2) Nos tubulões escavados manualmente a céu aberto, a
diâmetro mínimo do fuste é de 0,80 m;
3) No caso de tubulões executados com revestimento, o
coeficiente de minoração do concreto γc = 1,5, mesmo que a camisa seja recuperada;
4) De acordo com a NBR-6122, desde que a base esteja
embutida em material idêntico ao de apoio num mínimo de 20 cm, o ângulo α pode ser adotado igual a
60°, independente da taxa de trabalho do solo “σs”,
sem necessidade de armadura;
5) Ainda segundo a NBR-6122, os tubulões devem ser
dimensionados de maneira a evitar alturas de base
superiores a 2,0 metros. Em casos excepcionais, devidamente justificados, admitem-se alturas superiores
a 2,0 metros;
6) O peso próprio do tubulão não e considerado nos cálculos do dimensionamento, pois na determinação da
taxa de trabalho do solo á cota de apoio, supõe-se
que a resistência lateral ao longo do fuste seja igual
ao peso próprio do tubulão.
Estacas
As estacas são elementos estruturais esbeltos que, colocados no solo por cravação ou perfuração, têm a finalidade
de transmitir cargas ao mesmo, seja pela resistência sob sua
extremidade inferior (resistência de ponta), seja pela resis-
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
189
tência ao longo do fuste (atrito lateral) ou pela combinação
de ambas. Existem dois tipos básicos de estacas, escavadas e
de deslocamento.
Estacas escavadas são aquelas executadas in situ através
da perfuração do terreno por um processo qualquer, com remoção de material, com ou sem revestimento, com ou sem a
utilização de fluido estabilizante.
Nessa categoria enquadram-se as estacas do tipo broca,
executadas manual ou mecanicamente, as tipo Strauss, as barretes, os estações, as hélices contínuas, as estacas injetadas e
outras.
As estacas de deslocamento são aquelas introduzidas no
terreno através de algum processo que não promova a retirada
do solo. No Brasil, o exemplo mais característico desse tipo de
estaca é o das pré-moldadas de concreto armado. Também se
enquadram nessa categoria as estacas metálicas, de madeira,
apiloadas de concreto e do tipo Franki.
A determinação da capacidade de carga da estaca é uma
etapa fundamental no processo de dimensionamento de estacas. O estudo para determinar a carga de ruptura do solo é feito através de métodos empíricos, com a aplicação direta dos
resultados do ensaio de penetração contínua (CPT) e da sondagem de simples reconhecimento com medida de SPT. No
Brasil tem-se utilizado as fórmulas de: Aoki & Velloso, Pedro
Paulo Velloso e Décourt & Quaresma.
Na fórmula de Aoki & Velloso (1975) a determinação
da carga de ruptura de estacas é feita com base em dados do
ensaio de penetração do cone – CPT ou, quando não se dispõe
deste ensaio, valores de SPT obtidos em sondagens de simples
reconhecimento.
A carga de ruptura é dada pela soma das parcelas de carga de atrito lateral (Qs,r) e da carga na ponta (Qp,r), na ruptura,
determinadas pelas expressões:
Q s , r = f máx .A s
Q p , r = q p , r .A p
190
SOLOS COLAPSÍVEIS
em que:
fmáx: atrito lateral unitário máximo;
qp,r: reação de ponta;
As: área da superfície lateral do fuste da estaca, e
Ap: área da seção transversal da ponta da estaca.
A resistência de ponta na ruptura (qp,r) e o atrito lateral
unitário máximo (fmáx), na ruptura, são determinados respectivamente, em função da resistência de ponta do cone (qc) e do
atrito lateral local unitário (fs), obtidas no ensaio de penetração
do cone (CPT).
Caso o ensaio CPT disponível não forneça o valor do
atrito lateral local unitário (fs), pode-se utilizar a resistência
de ponta do cone (qc) para determinar a tensão lateral, através
da expressão:
f máx =
α.q c
F2
em que:
α: coeficiente definido por Bengemann (1965), que correlaciona o atrito lateral do cone com a resistência de ponta do
cone (qc).
Quando não se dispõem de valores do ensaio CPT, se
pode utilizar os valores de SPT, de acordo com a correlação
que segue:
q c = K.N
em que:
K: fator que converte a resistência à penetração (N) do ensaio
SPT em resistência de ponta do cone (qc), para determinar a
tensão-limite de ruptura de ponta de uma estaca. A Tabela 24
ilustra valores de α e K.
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
191
Tabela 24 – Valores de α e K (AOKI & VELLOSO, 1975).
K (kN/m2)
α (%)
Areia
Pura
Siltosa
Silto argilosa
Argilosa
Argilo siltosa
1000
800
700
600
500
1,4
2,0
2,4
3,0
2,8
Silte
Puro
Arenoso
Areno argiloso
Argiloso
Argilo arenoso
400
650
450
230
250
3,0
2,2
2,8
3,4
3,0
Argila
Pura
Arenosa
Areno siltosa
Siltosa
Silto arenosa
200
350
300
220
330
6,0
2,4
2,8
4,0
3,0
Solo
Décourt & Quaresma (1978) apresentaram uma fórmula
que utiliza apenas os valores de N do ensaio SPT. A princípio,
a fórmula era para estacas de deslocamento, porém foi objeto
de outros estudos, buscando adequá-la a outros tipos de estacas
e, mais recentemente, para o novo ensaio SPT-T, admitindo-se
o conceito de N-equivalente (Neq), Décourt (1982), Décourt &
Niyama (1994), Décourt (1995).
Desta maneira, os valores de N indicados podem ser os
correspondentes ao Neq do SPT-T. Segundo Décourt (1991c),
Neq é definido como o valor do torque (T) em kgf.m dividindo-o por 1,2.
Neq =
T
1,2
192
SOLOS COLAPSÍVEIS
A carga de ruptura é determinada pela soma das parcelas
de carga lateral (Qs,r) e carga de ponta (Qp,r), ambas na ruptura.
Os termos atrito lateral unitário máximo (fmáx) e reação de
ponta (qp,r), são obtidos pelas expressões:
⎛N ⎞
f máx = 10.⎜⎜ + 1⎟⎟
⎝3
⎠
q p , r = K.N
em que:
N : valor médio do SPT no interior da camada de cálculo, e
K: constante dada em função do tipo de solo (Tabela 25).
Tabela 25 – Valores do coeficiente K em função do tipo de solo
(DÉCOURT & QUARESMA, 1978).
K (kN/m2)
K (tf/m2)
Argila
120
12
Silte argiloso (solo residual)
200
20
Silte arenoso (solo residual)
250
25
Areia
400
40
Tipo de solo
No caso de estacas escavadas a ruptura física nunca é
atingida; Décourt (1996) admite que ocorre uma ruptura convencional, ou seja, a carga correspondente a um deslocamento
do topo da estaca de 10% de seu diâmetro, para argilas, e de
30% do seu diâmetro, para solos granulares.
Décourt (1996) sugere a utilização dos coeficientes α’ e
β, de forma que o método seja aplicável para todos os tipos de
estacas. Propôs a seguinte fórmula:
⎛N
⎞
Q r = α '.K .N p .A p + 10 .β.⎜ s + 1 ⎟
⎝ 3
⎠
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
193
em que:
Ns: resistência à penetração (SPT) média no trecho considerado, de tal forma que 3 < SPT < 50, e
α’ e β: coeficientes em função do tipo da estaca e do tipo do
solo, apresentados nas Tabelas 26 e 27, respectivamente.
Escavada
(bentonita)
Hélice
contínua
Raiz
Injetada sob
altas pressões
Argilas
Solos intermediários
Areias
Escavada
em geral
Tabela 26 – Valores do coeficiente α’ em função dos tipos de estaca
e de solo.
0,85
0,60
0,50
0,85
0,60
0,50
0,30*
0,30*
0,30*
0,85*
0,60*
0,50*
1,0*
1,0*
1,0*
* Valores apenas orientados diante do reduzido número de dados disponíveis.
Escavada
(bentonita)
Hélice
contínua
Raiz
Injetada sob
altas pressões
Argilas
Solos intermediários
Areias
Escavada
em geral
Tabela 27 – Valores do coeficiente β em função dos tipos de estaca
e de solo.
0,80
0,65
0,50
0,90*
0,75*
0,60
1,0*
1,0*
1,0*
1,5*
1,5*
1,5*
3,0*
3,0*
3,0*
* Valores apenas orientados diante do reduzido número de dados disponíveis.
Velloso (1981) apresentou uma expressão para o cálculo da
carga de ruptura de estacas, baseada em dados fornecidos pelo
194
SOLOS COLAPSÍVEIS
ensaio de penetração contínua (CPT). O autor considera o tipo de
estaca (cravada ou escavada) e o tipo de carregamento (tração ou
compressão). A carga de ruptura é dada pela soma das parcelas
de cargas correspondentes ao atrito lateral, corrigida pelos fatores
“F“ e “λ”, e da resistência de ponta, chegando a:
Q r = q p , r .A p + F.λ.f máx .A s
em que:
fmáx: atrito lateral unitário máximo;
qp,r: reação de ponta;
As: área da superfície lateral do fuste da estaca, e
Ap: área da seção transversal da ponta da estaca.
F: fator de carga lateral, que é função do tipo de estaca. Igual a
1,0 para estaca cravada e 0,5 para estaca escavada, e
λ: fator do tipo de carregamento da estaca. Igual a 1,0 para
estaca comprimida e 0,7 para estaca tracionada.
A resistência de ponta (qp,r) e o atrito lateral unitário máximo (fmáx), na ruptura, são avaliadas, respectivamente, em função das resistências de ponta do cone (qc) e de atrito lateral unitário local (fs), obtidos no ensaio de penetração do cone (CPT),
como no método Aoki-Velloso. O valor médio do atrito lateral
unitário médio (fs,med) é determinado com os valores do ensaio
CPT, para 8.D acima da ponta da estaca e 3,5.D abaixo.
Caso não se disponha de resultados do ensaio CPT, pode-se utilizar os valores de SPT, de acordo com a expressão
que segue:
q c = a '.N b '
em que:
a’ e b’: constantes que dependem do tipo de solo (Tabela 28).
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
195
Tabela 28 – Valores de a’ e b’ (VELLOSO, 1981).
a’ (kN/m2)
b’
Areias sedimentares submersas
5,0
1
Argilas sedimentares submersas
6,3
1
Solo
Solos residuais de gnaisse areno siltosos submersos
Solos residuais de gnaisse Solo 1
8,5
1
(1)
8,0
1
(2)
12,1
0,74
Solos arenosos submersos Solo 2
(1)
(2)
dados obtidos na área da Refinaria Duque de Caxias (RJ); e
dados obtidos na área da Açominas (MG).
Uma vez determinada a carga de ruptura da estaca (Qr),
a carga admissível desta será dada por:
a) Para estacas de deslocamento (pré-moldadas de concreto, metálicas e Franki):
P≤
Qr
2
b) Para estacas escavadas:
⎧Qr
⎪
⎪⎪ 2
P≤⎨
⎪Q
⎪ s,r
⎪⎩ 0,8
Soluções Para Solos Colapsíveis
Problemas com Fundações em Solos Colapsíveis
Os problemas que podem ocorrer com fundações em solo colapsíveis se dividem em duas categorias básicas:
196
SOLOS COLAPSÍVEIS
a) problemas de projeto; e
b) problemas pós-construção.
Nos dois casos o foco principal das preocupações é o solo
em que estas foram ou serão construídas. Pois, quando se trata
de solo colapsível, há a necessidade de um cuidado maior, em
função da brusca redução de resistência e de capacidade de carga que estes sofrem, frente ao seu umedecimento. Estas reduções são consideráveis e costumam variar na faixa de 40 a 80%.
Para se chegar ao atual estágio de conhecimento a respeito do comportamento destes solos, quando solicitados por
carregamentos, estando eles em umidade natural, ou ainda,
por alguma razão natural ou extraordinária, venham a atingir
umidades superiores à faixa de umidade natural que estes tenham experimentado até o momento, muitos problemas e acidentes com edificações foram registrados ao longo do tempo.
Este fato teve seu agravamento com o desenvolvimento
e ocupação de regiões que são cobertas por este tipo de solo. O
desenvolvimento do interior do Estado de São Paulo, com o
surgimento de novas cidades e o crescimento abrupto das já
existentes, implicou no aumento da magnitude das cargas lançadas a estes solos, que aliado ao desenvolvimento hidroelétrico e a inundação de grandes áreas para a formação dos lagos
que armazenam água para a geração de energia elétrica, somado as estações bem definidas de chuva e de seca, resultaram
em um grande desafio a ser compreendido, equacionado e,
principalmente, a ser resolvido de maneira eficaz e satisfatória
pelos engenheiros de fundações.
Em busca deste conhecimento diversas empresas de fundações e de sondagem começaram a estudar este fenômeno e a
investir em instituições de estudo e pesquisa, desencadeando
na formação de novas linhas de pesquisa, grupos de pesquisa e
centros de pesquisa.
No meio acadêmico, diversos estudos foram e estão sendo desenvolvidos, desde ensaios em laboratório como ensaios
de campo. Por este motivo houve um grande avanço tecnológico sobre o assunto, com o surgimento de novas técnicas,
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
197
ensaios e procedimentos de projeto de edificação e de reforço
de fundação.
Com relação ao projeto de uma fundação em solos colapsíveis a experiência demonstra que tal projeto deve atender aos
seguintes requisitos: escolha adequada do tipo de fundação;
capacidade de carga do solo; tratamento do solo de fundação; e
precauções construtivas.
A escolha do tipo de fundação deveria se pautar exclusivamente em critérios técnicos, mas como a questão econômica
é uma exigência na maioria dos projetos, alguns cuidados devem ser tomados. As soluções mais adequadas de fundações
em solos colapsíveis são as estacas de concreto, sejam elas
moldadas in loco ou de deslocamento. No entanto, alguns cuidados devem ser tomados e indicados no projeto executivo.
Para o caso de estacas moldadas in loco, normalmente a preocupação é com o solo; já para as estacas cravadas a preocupação são com as próprias estacas.
A opção por fundação direta em sapata ou radier é a menos indicada, em função desta se apoiar sobre o solo colapsível, a sua utilização implica no tratamento do solo de fundação, elevando o custo final.
O solo colapsível quando umedecimento tem sua capacidade de carga drasticamente reduzida e de maneira abrupta.
Ensaios realizados com fundações em placas têm apontado
para a aplicação de um fator de redução na taxa de trabalho do
solo (σs) obtida por formulações empíricas ou semi-empíricas
ou as fixadas de maneira geral pela NBR-6122/96. Nas provas
de carga obtém-se a curva carga versus recalque, para a qual a
mesma norma define que a taxa de trabalho do solo deve ser:
⎧ σ 25
⎪
σs ≤ ⎨ 2
⎪⎩σ10
em que:
σ10: tensão para 10 mm de recalque; e
σ25: tensão para 25 mm de recalque.
198
SOLOS COLAPSÍVEIS
No entanto, sugere-se que a prova de carga seja realizada
com a inundação do solo, para que os efeitos da colapsibilidade sejam levados em consideração na determinação da taxa de
trabalho do solo.
Por sua vez, para fundações em estacas devemos levar
em consideração para a determinação da carga de ruptura (σr),
apenas a capacidade de carga por atrito lateral na ruptura
(Qs,r), pois quando esta parcela é totalmente esgotada em função do colapso do solo, toda a carga é transmitida abruptamente para a ponta da estaca, que ao não resistir permite recalques
excessivos da estaca.
Caso a parcela de capacidade de carga por atrito lateral
na ruptura (Qs,r) seja determinado por qualquer um dos métodos tradicionalmente utilizados no Brasil, a saber: Aoki & Velloso (1975), Décourt & Quaresma (1978) e Velloso (1981),
faz-se necessário à aplicação de um fator de redução da mesma, em função da colapsibilidade do solo. No entanto, se for
determinada por meio de uma prova de carga instrumentada,
faz-se à indicação da realização desta com o solo inundado.
Obtida a carga de ruptura (Qr) por qualquer um dos métodos, temos que:
n
Q r = ∑ Qs , r , i
i =1
em que:
i: camada de solo na qual o fuste da estaca está inserido.
No projeto utiliza-se a carga admissível da estaca
(Qadm), que garante a ocorrência de recalques admissíveis e a
integridade do solo e do material da estaca, atendendo assim as
exigências da NBR-6122/1996, para a qual:
a) No caso de estacas de deslocamento (Franki, prémoldadas ou metálicas)
Qadm ≤
Qr
2
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
199
b) No caso de estacas escavadas
Qadm
⎧
⎪Q
⎪ r
⎪2
⎪
≤⎨
⎪ n
⎪ ∑ Qs , r , i
⎪ i =1
⎪⎩ 0,8
Para as soluções em estacas de concreto moldadas in situ
alguns cuidados devem ser tomados. Caso a perfuração de seu
fuste tenha sido feita com perfuratrizes manuais ou mecânicas,
o lançamento de brita ou de concreto pouco plástico, seguido
de seu apiloamento, confere a estas estacas um considerável
aumento da resistência de ponta, mesmo quando do umedecimento do solo de fundação.
Já, para as estacas cravadas devemos nos preocupar com
o comprimento dos elementos que as compõe, pois quando
muito longos, durante o processo de cravação podem sofrer
flambagem, com isso inicia-se um processo de alargamento do
fuste, provocando a comprometimento do contato solo-estaca
(tecnicamente chamado de drapejamento), ou seja, diminuindo
o atrito entre os dois, com isso reduzindo drasticamente a parcela de atrito lateral da estaca. Para este caso sugere-se utilizar
elementos médios ou curtos, em último caso, quando os elementos forem longos, aconselha-se a colocar ao redor da estaca em cravação um volume considerável de areia, na tentativa
de preencher o possível espaço vazio que se formará entre a
estaca e o fuste.
Caso a opção seja de fundação direta em sapata ou radier,
inevitavelmente apoiada na camada colapsível mais superficial,
faz-se necessário o tratamento do solo de fundação, que se refere à retirada de certa profundidade de solo abaixo da cota de
apoio da fundação, profundidade indicada igual à largura da
200
SOLOS COLAPSÍVEIS
sapata, e nunca menor que 60 cm, seguida da molhagem conveniente do fundo da cava que deve se apiloada energicamente,
lançamento do solo escavado natural ou com adição controlada
de algum material aglomerante ou estabilizante granulométrico,
em camadas com alturas máximas de 20 cm compactadas; garantido com isso que a faixas consideráveis de tensões do bulbo
de tensões (σ ≤ 0,2 σo, onde σ = a tensão lançada pela fundação ao solo em profundidade e σo = a tensão lançada pela fundação ao solo na cota de apoio da mesma) atuem sobre o solo
compactado e não sobre o solo colapsível natural. Há evidências, em modelos e protótipos, que este procedimento é eficaz
na redução dos efeitos danosos da colapsibilidade.
Os materiais normalmente misturados ao solo são: o cimento, a cal, a cinza volante e outros, no entanto o custo deste
tratamento acaba inviabilizando tal solução e inibindo a escolha de sapata ou radier como solução.
Tendo em vista que o agente desencadeador colapso do
solo é o umedecimento do mesmo por líquidos, sejam eles:
água, esgoto ou outros; devemos tomar alguns cuidados.
Réthati (1961) apresenta interessantes dados estatísticos
de observações feitas na Hungria sobre as causas de danos de
57 edificações construídas sobre aterro, nas quais a infiltração
foi originada provavelmente de: quebra de encanamento de
esgoto (36% dos casos); águas pluviais do telhado (25%); água
superficial (15%); quebra em tubos da linha de abastecimento
(10%); refluxo devido a entupimento dos esgotos (8%); e água
processada (5%).
Para minimizar os efeitos da infiltração da água no solo
colapsível são recomendados: projetar um sistema adequado
de drenagem de águas pluviais; impermeabilizar a área perimetral das casas, com a largura mínima de 1,5 m; e instalar
redes de esgoto e de água no interior de dutos de proteção.
Problemas Pós-construção
Os problemas que podem ocorrer com uma edificação já
construída são os recalques por colapso, os quais são ocasiona-
FUNDAÇÕES EM SOLOS COLAPSÍVEIS
201
dos pelo umedecimento do solo colapsível. Seja qual for o caso
da fonte alimentadora, faz-se necessário a sua determinação e
localização, para que os devidos reparos ou tratamentos sejam
aplicados. Uma vez eliminada tal fonte, planeja-se a intervenção e correção das estruturas de fundação e da edificação.
Normalmente estas edificações, em função dos grandes
recalques diferenciais sofridos, apresentam trincas consideráveis e rebaixamentos do piso de cômodos próximos à ocorrência da fonte, tendo em vista que em muitos dos casos ocorre,
também, o solapamento do solo sob estes pisos.
Para o caso de vazamentos oriundo de redes de água ou
esgoto, na maioria das vezes estes ocorrem em banheiros, áreas
de serviço e cozinhas, portanto, nestas áreas das edificações
devemos instalar tais redes no interior de dutos de proteção.
Como solução temos o reforço de fundação que pode ser
feito com estacas mega no caso de edificações de pequeno e
médio porte, podendo chegar até a utilização de estacas de concreto moldadas in situ. Após a execução do reforço de fundação, a edificação pode ser macaqueada e nivelada, seguida de
seu calçamento. Feito isso muitas das trincas diminuem suas
aberturas facilitando suas correções. No entanto, os reforços de
fundações ainda são soluções de custo considerável, portanto,
têm de ser bem estudas e elaboradas, para evitarem problemas
futuros.
Capítulo 9
Impactos Ambientais Devidos
ao Colapso
José Augusto de Lollo
Introdução
Já de algum tempo é consenso no meio técnico que os
danos provocados pelo processo de colapso devem ser incluídos entre os impactos ambientais. Tais danos podem se dar
tanto em obras de infra-estrutura como em edificações sujeitas
ao processo de recalques nos elementos de fundação por colapso e, em casos especiais, em edificações vizinhas àquelas
afetadas pelo processo.
O processo por si só pode ser considerado uma forma de
impacto ambiental, na medida em que sua ocorrência está relacionada à atuação humana como modificadora do ambiente e
que as alterações induzidas no solo pelo processo modificam
propriedades do solo.
As deformações sofridas pelo solo acarretam alterações
em sua compressibilidade e em suas propriedades hidráulicas o
que podem ter marcante influência em processos de fluxo de
fluidos no interior do solo e, conseqüentemente, de migração e
atenuação de compostos químicos no solo.
Além das alterações no solo, os impactos oriundos do
processo de colapso se manifestam de forma mais clara nas
obras civis apoiadas sobre estas camadas de solo, especialmente prédios, e secundariamente, tubulações, canais e pavimentos.
Conceitos em Impactos Ambientais
Dentre a diversidade de definições existentes para impacto ambiental, uma se destaca por sua objetividade e aplica-
204
SOLOS COLAPSÍVEIS
ção. Trata-se do conceito da Resolução 01/86 (CONAMA,
1986) do Conselho Nacional do Meio Ambiente, que define
impacto ambienta como:
“Qualquer alteração das propriedades físicas, químicas, biológicas do meio ambiente, causada por qualquer forma de matéria ou energia, resultante das atividades humanas que afete,
direta ou indiretamente: a saúde, a segurança e o bem estar da
população; as atividades sociais e econômicas; a biota; as
condições estéticas e sanitárias ambientais; a qualidade dos
recursos ambientais.”
Dada a grande variedade de impactos possíveis é comum
que se adotem critérios de classificação dos impactos ambientais de forma a facilitar sua identificação e avaliação. Assim,
os impactos ambientais costumam ser classificados de diversas
maneiras e com terminologias variadas.
Nesta obra optou-se por classificar os impactos ambientais em quatro categorias segundo sua natureza, ordem, magnitude, e duração.
Quanto à natureza os impactos costumam ser classificados em positivos (impacto benéfico) e negativos (maléfico).
Em termos da ordem, são divididos em diretos (tem sua causa
claramente relacionada a ações do empreendimento) e indiretos (causa não exclusivamente relacionada a intervenções do
empreendimento).
Com relação à magnitude, as classes normalmente utilizadas são: alta (alteração que descaracteriza o componente ambiental); baixa (alteração pouco significativa, pouco intensa, ou
pouco complexa, no componente considerado), e média (descreve uma alteração de tal monta no componente ambiental
afetado que compromete sua função, sem descaracterizá-lo).
A designação média magnitude deve ser evitada ao máximo, dada sua subjetividade. No entanto, seu uso se faz necessário nas situações em que a definição das magnitudes alta
e baixa não seja suficiente para cobrir o espectro dos impactos
analisados.
IMPACTOS AMBIENTAIS DEVIDOS AO COLAPSO
205
Quanto à duração os impactos são divididos em permanentes (quando não se tem previsão de término da intervenção,
ou previsão de tecnologia para controle ou recuperação do
impacto) e temporários (condição em que há um prazo previsto para seu término, devido tanto à execução dos trabalhos
como à disponibilidade de tecnologia de controle).
Sugere-se evitar ao máximo a definição de impactos
como temporários a não ser que se tenha certeza absoluta de
tal situação (por exemplo, intervenções ocorridas apenas durante a construção do empreendimento). Em situações dúbias,
nas quais "poderia haver solução dentro de algum tempo", o
impacto deve ser considerado permanente.
A Resolução Conama 001/1986 estabeleceu a obrigatoriedade de realização de Estudos de Impactos Ambientais
(EIA) e sua apresentação na forma do Relatório de Impacto
Ambiental (RIMA).
Tal estudo (EIA) pressupõe a capacidade de que tais
impactos sejam avaliados, assim a Avaliação de Impactos
Ambientais (AIA) pode ser entendida como um conjunto de
métodos e técnicas, relacionado ao conhecimento técnico e
científico do ambiente, ações e inter-relações, que possibilitem conhecer as informações pertinentes à tomada de decisões
quanto aos projetos ou programas considerados.
Na visão do Comana, o Estudo de Impacto Ambiental
deve conter: (1) o diagnósticos ambiental da área; (2) a avaliação dos impactos previstos; (3) as medidas mitigadoras propostas com o intuito de reduzir a intensidade dos impactos; e
(4) o programa de monitoramento responsável pela avaliação
da eficácia das medidas adotadas. A relação entre as fases consideradas é ilustrada na Figura 90.
A fase mais importante do processo é, sem dúvida, a
avaliação dos impactos, a qual tem por objetivos: entender a ação
proposta; entender o ambiente a ser afetado; determinar os impactos esperados; quantificar tais impactos; apresentar os resultados da avaliação.
206
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 90 – Abordagem do meio físico na elaboração de estudos de
impacto ambiental (modificado de BITAR et al., 1995).
Nesta fase podem ser usadas diferentes técnicas e métodos de avaliação, sendo os mais conhecidos: Assessores Ad
hoc; Checklist: Matrizes de Impacto; e Superposição de Cartas. O métodos que utiliza assessores Ad hoc consiste na reunião de especialistas de diversas áreas que discutem e avaliam
os impactos previstos.
A listagem de controle (checklist) consiste na elaboração
de uma lista dos fatores ambientais envolvidos e dos impactos
previstos como conseqüência das alterações que se espera no
meio. A avaliação dos impactos pode ser feita a partir das informações contidas na lista.
As matrizes de impacto são dispositivos que permitem
associar as ações previstas (geralmente representadas nas linhas da matriz) e os impactos esperados em decorrência destas ações (listados nas colunas) com sua avaliação apresentada
IMPACTOS AMBIENTAIS DEVIDOS AO COLAPSO
207
nas células da matriz que representem os cruzamentos das
linhas e colunas.
A superposição de cartas é um mecanismo que consiste
em representar os componentes ambientais afetados na forma
de cartas para a área de interesse e, a partir da superposição
dos fatores e intervenções (na forma cartográfica) estabelecer
uma avaliação para os impactos esperados. Um exemplo de tal
mecanismo é apresentado na Figura 91.
Figura 91 – Método da superposição de cartas (MAURO & LOLLO,
2004).
Colapso de Solos Como Gerador de Impactos
Uma síntese dos condicionantes e conseqüências do processo que acarretam impactos ambientais é apresentada na
Tabela 29.
Tabela 29 – Síntese das informações acerca de colapsividade dos solos (modificado de CERRI, 2001).
208
SOLOS COLAPSÍVEIS
IMPACTOS AMBIENTAIS DEVIDOS AO COLAPSO
209
Para Cardona (1993), as perdas decorrentes de processos
naturais podem ser classificadas em diretas (relacionadas com
danos físicos, expressos em número de vítimas, prejuízos à
infra-estrutura de’ serviços públicos, edificações, espaço urbano, indústria, comércio e alteração física do habitat ou danos
ao meio ambiente) ou indiretas (as quais o autor divide em
sociais e econômicas).
Por perdas sociais se entendem efeitos como a interrupção dos transportes, dos serviços públicos, dos meios de comunicação e os impactos relacionados à imagem desfavorável.
Já as perdas econômicas incluem efeitos como alteração
do comércio e da indústria, como conseqüência da queda de
produção, de não comercialização por falta de meios de produção ou transporte, redução em investimentos, e os custos relativos aos gastos com reabilitação e reconstrução.
É claro que em se tratando de processos de colapso de
solos não se pode esperar que toda esta diversidade de efeitos
se dê. Mesmo assim, os tipos de danos gerados em função de
processos de colapso são variados, cabendo sua classificação
em duas categorias: diretos e indiretos.
Em Terra Roxa (PR), ocorreram danos significativos em
várias residências como conseqüência de processos disseminados de colapso de solos posteriormente a um período de intensa precipitação pluviométrica.
Cruz et al. (1994) relatam danos extensos em variadas
edificações em Pereira Barreto (SP) como conseqüência de
processos de colapso ocorridos por ocasião da elevação no
nível freático local quando do enchimento do lago da UHE de
Três Irmãos.
Camapum de Carvalho et al. (1994) afirmam que a colapsividade da camada de solo poroso do Distrito Federal constitui
a origem de vários problemas de engenharia tais como recalques
diferenciais em obras de construção e rodoviárias.
Vilar & Gaioto (1994) explicam que os solos de natureza
laterítica, abundantes no interior do Estado de São Paulo, têm
sido empregados em inúmeras obras, desde pequenos aterros
210
SOLOS COLAPSÍVEIS
até grandes barragens, gerando problemas como recalques
excessivos em aterros quando sua compactação na é adequada.
Oliveira & Lollo (2002) e Oliveira, Rodrigues e Lollo
(2006) registraram um número bastante expressivo de processos de colapso em Ilha Solteira (SP), com danos em edificações de uso residencial e comercial, associados em boa parte a
vazamentos em redes de esgoto.
Impactos Diretos
A maior parte dos impactos diretos que ocorrem como
conseqüências de processos de colapso de solos são perdas
econômicas, visto não se ter registro, no Brasil e no exterior,
de danos provocados por colapso que tenham ocasionado perda
de vidas.
Tais perdas correspondem aos custos relativos à recuperação das obras danificadas em conseqüência da ocorrência de
recalques por colapso, sendo mais comuns os danos em alvenaria e dispositivos de fechamento (como portas e janelas),
além dos reparos necessários nas redes de utilidade (especialmente água e esgoto), quando sua ruptura gerou o colapso,
por vazamento, ou quando a ocorrência do colapso ocasionou
tal ruptura.
No caso de edificações (residenciais, comerciais ou industriais), tais danos raramente atingem as estruturas da obra
e, mais raramente ainda, são responsáveis por sua ruína total
(com desabamento).
Quando isso se dá, geralmente se tratam de construções
antigas cujos processos construtivos (tanto das fundações
como das estruturas) não foram apropriados, gerando alta
instabilidade à edificação quando da ocorrência de recalques
diferenciais.
No caso de redes de abastecimento, quando a ocorrência do colapso é a causa e não a conseqüência da ruptura de
redes de água ou esgoto, os danos diretos também são de natureza econômica e correspondem aos custos necessários para
os reparos.
IMPACTOS AMBIENTAIS DEVIDOS AO COLAPSO
211
No caso de dutos de transporte de matérias primas (como
minérios, por exemplo), além dos custos necessário aos reparos, devesse considerar os prejuízos relativos às perdas de materiais por vazamentos.
No caso de dutos de transporte de combustíveis (petróleo
e gás), além dos prejuízos materiais, com perdas e reparos, não
se pode desprezar a possibilidade de incêndios e explosões,
que podem aumentar significativamente as perdas materiais e
ocasionar até perda de vidas.
Em se tratando de canais e obras viárias (como rodovias
e ferrovias) a ocorrência do colapso pode ser responsável por
instabilidades nos taludes e obras auxiliares (no caso dos canais, tanto de navegação como de irrigação), e por instabilidades em obras de arte de drenagem (tubos de transporte de água
de drenagens na base de aterros) e de obras de transposição
(pontes, viadutos) podendo aumentar bastante os danos materiais ou acarretar perdas de vidas.
Os impactos listados anteriormente para os casos de dutos e obras viárias, são bastante raros mas sua possibilidade de
ocorrência não pode ser desconsiderada quando da construção
de obras desta natureza em áreas com solos colapsível.
Impactos Indiretos
Além das perdas diretamente relacionadas à ocorrência
do colapso, outros prejuízos podem acontecer como conseqüência indireta do processo.
No caso de edificações, é comum que o registro de processos de colapso cause desvalorização imobiliária, a qual
pode atingir uma edificação exclusivamente ou todo um conjunto habitacional, uma quadra ou um bairro.
Ainda com relação às edificações, o colapso pode representar riscos para as redes hidráulicas e elétricas locais, ou
mesmo municipais, além de riscos de contaminação do subsolo, em função do tipo de atividade que ocorre na edificação.
No caso de rupturas de redes de utilidade como conseqüência de processos de colapso, os impactos indiretos espera-
212
SOLOS COLAPSÍVEIS
dos são possibilidade de poluição e contaminação do subsolo,
erosão em maciços de terra como conseqüência do fluxo de
fluidos em seu interior, risco de rupturas de taludes por umedecimento devido ao vazamento, e possibilidades de recorrência de recalques, atingindo áreas vizinhas.
Em se tratando de canais, a ocorrência do colapso pode
comprometer a integridade de dispositivos de revestimento de
talude, causando umedecimento do solo o qual pode representar riscos de ruptura de taludes de corte ou aterro, possibilidade
de erosão interna de maciços de terra, e riscos para residências
próximas ao canal.
No caso de danos em dutos causados por colapso do solo
de fundação, e conseqüente vazamento, os impactos indiretos
podem ser contaminação do subsolo e possibilidade de ocorrência de novos colapsos.
Em obras viárias, a ocorrência de colapso pode gerar,
como impactos indiretos, danos em obras de drenagem (especialmente elementos de drenagem superficial), com conseqüentes riscos de contaminação do subsolo, de rupturas de
taludes e de erosão em maciços de terra.
Avaliação de Impactos em Solos Colapsíveis
A Avaliação de Impactos Ambientais em EIA em área
de solos colapsíveis pressupõe, antes de tudo, a possibilidade
de identificação dos solos colapsíveis presentes na área do
projeto ou proposta de ocupação. Tal identificação deve se dar
feita na fase de diagnóstico ambiental, ao se levantar as propriedades esperadas para os solos da área.
Na fase seguinte (avaliação) considera-se a natureza do
projeto e sua possível relação com comportamento do solo.
Caso o tipo de ocupação (extração de petróleo, por exemplo)
não sofra influência do comportamento mecânico do solo, tal
estudo não tem sentido.
No caso da ocupação pretendida poder ser afetada pelo
comportamento colapsível do solo, a próxima etapa é a identi-
IMPACTOS AMBIENTAIS DEVIDOS AO COLAPSO
213
ficação e previsão dos impactos que podem surgir da existência de solos colapsíveis na área.
Em cada caso os impactos esperados podem ser diferentes e, neste ponto, a correta definição de tais impactos é fundamental. Reconhecidos e avaliados os impactos a etapa seguinte
envolve a proposição de medidas mitigadoras (soluções técnicas apropriadas) para a ocupação proposta.
Prevenção e Mitigação de Impactos
em Solos Colapsíveis
Da mesma forma que com relação à avaliação dos impactos decorrentes de processos de colapso, no caso das medidas
de prevenção e mitigação cada caso deve ser considerado de
maneira diferente em função de suas peculiaridades.
Prevenção
Em se tratando de um conjunto habitacional, as investigações devem ser tais que permitam classificar os diferentes
potenciais de colapso dos solos da área estudada, considerando
as diferentes cotas de apoio de elementos de fundação possíveis e a distribuição espacial destas camadas de solo na área.
Tais investigações precisam se apoiar em técnicas de investigação e ensaios de campo (sondagens) que permitam elaborar um conjunto de recomendações quando aos tipos de fundações mais adequados a cada tipo de edificação considerada.
Este resultado pode ser responsável, inclusive, pela escolha entre edificações térreas ou com vários pavimentos e a
adoção de técnicas de melhoria do solo de fundação (no caso
de fundações rasas).
Com relação a redes de utilidade (dada à pequena profundidade que as mesmas costumam ser instaladas), as investigações podem ser mais superficiais e se valerem de técnicas
mais simples como sondagens a trado e poços de inspeção
214
SOLOS COLAPSÍVEIS
(estes últimos apenas quando houver necessidade de coleta de
amostras indeformadas para ensaios em laboratório) ou sondagens com penetrômetros para os quais se conheça correlações
entre dados de penetração e carga de trabalho do solo.
Uma solução de implantação relativamente trabalhosa,
mas que pode significar importante economia em termos da
não necessidade de obras posteriores de recuperação da rede, é
a remoção (por escavação) de uma camada de solo maior que a
necessária à implantação da rede e sua posterior compactação
no fundo da vala, criando uma camada resistente menos sujeita
ao processo de colapso.
Com relação às redes de água e esgoto de edificações,
Oliveira (2002) sugere, para construções antigas nas quais se
pretende reduzir o problema ou evitar a ocorrência do processo, a substituição das tubulações antigas de fibrocimento ou
cerâmica vermelha por tubulações de PVC.
No caso de canais, se deve fazer uma investigação do
subsolo mais detalhada nas parcelas dos maciços que apresentem solos colapsível de forma a prever cuidados especiais com
dispositivos de drenagem nestes locais com o intuito de evitar
o colapso.
Quando se tratar de dutos e obras viárias, o cuidado com
a prospecção geotécnica na faixa de domínio deve ser tal que
permita a execução não só de obras de drenagem apropriadas,
mas de elementos de fundação capazes de suportar as deformações do solo que possam vir a ocorrer.
De forma geral, se pode afirmar que as atividades de
prevenção compreendem um conjunto de medidas quando se
trata de processo de colapso. A Figura 86 ilustra tal proposta.
Mitigação
Os processos de mitigação de impactos devidos ao colapso de solos geralmente resumem-se em obras de recuperação ou reparo dos danos ocorridos, razão pela qual a adoção de
IMPACTOS AMBIENTAIS DEVIDOS AO COLAPSO
215
técnicas de prevenção é muito mais interessante porque representa economia no processo.
Outra situação a ser considerada, especialmente quando
a responsabilidade pela ocorrência dos danos fica bem caracterizada em função de certo tipo de obra executada ou certa intervenção (elevação do nível freático local pela construção de
uma barragem ou canal de navegação, por exemplo), é a adoção de medidas compensatórias para a sociedade como um
todo, quando o fenômeno é disseminado em termos de área.
Na ocorrência de danos localizados, relacionados à deficiência em serviços ou atividades públicos ou privados (vazamentos em redes públicas de água ou esgoto, ou em tanques de
armazenamento de produtos), em que seja possível comprovar
a relação entre o vazamento e o colapso, tais medidas devem
ser cumpridas pelo responsável pelo vazamento.
No entanto, quando tais vazamentos ocorrerem nas instalações hidráulicas e sanitárias da própria edificação, o proprietário deve ser responsável pela correção dos danos em sua edificação e, quando tal situação ocorrer, em edificações vizinhas
afetadas pelo processo.
A experiência tem mostrado é que a maior dificuldade,
em termos legais (quando na há acordo e existem ações judiciais), é o claro estabelecimento entre o fator deflagrador do
colapso e os danos, especialmente porque em muitos casos (especialmente construções mais antigas) o projeto de fundações
não atende às necessidades mínimas para solos colapsíveis.
216
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 92 – Conjunto de medidas preventivas para acidentes com
solos colapsíveis (CERRI, 2001).
Capítulo 10
Avaliação de Riscos em Solos Colapsíveis
José Augusto de Lollo
Cíntia Magda Gabriel de Oliveira
Introdução
O fenômeno de colapso de solos representa hoje um dos
principais problemas cotidianos da geotecnia de boa parte da
região sudeste do Brasil e, em especial, de uma parcela significativa do interior do Estado de São Paulo, além de ocorrer em
áreas expressivas das regiões centro-oeste e nordeste.
O comportamento mecânico de tais solos quando solicitados tem sido alvo de diversos estudos há mais de vinte anos,
porém só muito recentemente surgiram propostas de regionalização da informação local possibilitando a representação espacial de processos de colapso de solo e, conseqüentemente, a
avaliação do risco dos mesmos.
Dados de ensaios laboratoriais e de campo, associados
ao conhecimento da distribuição espacial das classes de solo e
dos mecanismos desencadeadores do processo são o ponto de
partida para a elaboração de tais cartas.
A carência de estudos de avaliação das condições naturais para adoção de critérios de construção tem ocasionado
aumento no número de registro de processos de colapso de
solos.
O conhecimento da existência de processos de colapso
de solos e das condições que os potencializam pode proporcionar uma melhor adequação das obras de engenharia a
esta realidade.
Uma vez reconhecidos os impactos ambientais que podem
ocorrer em conseqüência do processo de colapso, que sua ocor-
218
SOLOS COLAPSÍVEIS
rência depende do estado dos fatores que o dispõem, e que os
danos representam custos, o passo seguinte na gestão do processo é a avaliação dos riscos. O processo de avaliação de tais riscos fornecerá as informações necessárias para que sejam priorizadas ações preventivas e mitigadoras (quando for o caso).
Conceitos
A palavra risco tem como significado mais amplo a indicação de uma possibilidade de perigo ou de perda (AUGUSTO
FILHO, 2001). A avaliação de risco faz parte das atividades
diárias do sistema bancário, seguradoras e demais operações
econômicas, e nas últimas décadas passou a ser aplicada aos
chamados riscos naturais.
No caso específico dos campos de atuação da geotecnia
e da geologia de engenharia, muitos autores definem como
riscos geotécnicos, os processos de natureza geológica (escorregamentos, erosão e assoreamento, subsidências e colapsos de
solos, terremotos, atividades vulcânicas, tsunamis), principalmente quando estes processos interagem diretamente com algum tipo de obra de engenharia civil.
Os riscos geológicos podem ser subdivididos, segundo a
natureza dos processos, em dois tipos: os endógenos e os exógenos. Os riscos geológicos do tipo endógeno são aqueles relacionados à dinâmica interna do planeta (terremotos, atividades vulcânicas, “tsunamis”) enquanto os riscos geológicos
exógenos são aqueles associados aos processos que ocorrem
na superfície da terra (escorregamentos, erosão e assoreamento, subsidências e colapsos de solo).
A área de Riscos Geológicos caracteriza-se por ser um
campo de atuação que conjuga métodos e técnicas de análise
de outros ramos profissionais. Existem muitas fontes bibliográficas que contemplam conceitos relacionados a riscos geológicos e termos associados.
Para UNDRO (1978): Ameaça é um evento raro ou extremo no meio natural ou antrópico que afeta adversamente a
AVALIAÇÃO DE RISCOS EM SOLOS COLAPSÍVEIS
219
vida, propriedades ou atividades humanas a ponto de causar
um desastre; Desastre é a alteração séria das funções de uma
sociedade que ocasiona perdas humanas, materiais ou ambientais de tal gravidade que excedem a capacidade da sociedade
afetada de assimilar usando somente seus próprios recursos; e
Risco, para os propósitos de engenharia, é descrito como o
conjunto de perdas esperadas (vida, propriedade, interrupção
das atividades econômicas) causadas por um fenômeno particular. São quantificados em função da probabilidade “sucessos” (eventos) particulares e as perdas que cada um causa.
Para Augusto Filho et al. (1990) risco geológico é “circunstância ou situação de perigo, perda ou dano, social e econômico, devida a uma condição geológica ou a uma possibilidade de ocorrência de processo geológico, induzido ou não”.
Na visão de Anbalagan (1992) Perigo refere-se à existência de um fenômeno natural; Hazard refere-se à probabilidade de ocorrência de um perigo; e Risco refere-se à natureza
dos danos causados pela ocorrência.
Cerri (1993) define Acidente como fato já ocorrido, onde
foram registradas conseqüências sociais e / ou econômicas relacionadas diretamente ao mesmo; Evento como fato já ocorrido, onde não foram registradas conseqüências sociais e/ou
econômicas relacionadas; Risco como a possibilidade de registro de um acidente, resultado da combinação entre possibilidade de ocorrência de um evento e as conseqüências sociais e
econômicas potenciais; e Susceptibilidade como a probabilidade de ocorrência de um evento.
Segundo o autor R = P x C, onde , P é a probabilidade de
ocorrência de um evento, R é o risco e C são as conseqüências
sociais e/ou econômicas potenciais.
Alguns autores adotam também o conceito de risco atual
e potencial (VARNES et al., 1985; CENDRERO et al., 1987;
AUGUSTO FILHO, 1994). Para estes autores, as áreas de risco atual correspondem aos locais com situações diferenciadas
de risco instalado, representando um corte no tempo. Nestes
locais, os estudos visam a redução dos riscos.
220
SOLOS COLAPSÍVEIS
Ainda segundo os autores citados, as situações de risco
potencial caracterizam os terrenos quanto à sua suscetibilidade
para geração de novas situações de risco, em áreas ainda não
intensamente ocupadas, fornecendo subsídios para a expansão
e o adensamento das diferentes formas de uso do solo.
O IUGS Working Group – Committee on Risk Assessment (1997, apud AUGUSTO FILHO, 2001) reconhece que
existe uma diversidade de definições relacionadas a risco e
apresenta uma proposta de conceituação neste sentido, utilizada pelo Grupo de Estudo de Escorregamentos, vinculado à
União Internacional das Ciências Geológicas (International
Union of Geological Sciences – IUGS). A Tabela 30 apresenta
uma síntese dos principais termos e definições propostas por
este Grupo de Estudo.
Processo de Avaliação e Intervenção
Identificação e Análise de Riscos
O estabelecimento de medidas adequadas para a eliminação ou diminuição das situações de risco depende do conhecimento da freqüência, das características e da magnitude dos
processos geológicos causadores de risco numa área.
De acordo com Cerri & Amaral (1998), a etapa de identificação dos riscos geológicos envolve a definição, a caracterização, a identificação dos condicionantes, dos agentes deflagradores e da área de influência do(s) processo(s) geológico(s)
que determinam situações de risco. Nesta etapa é fundamental
o desenvolvimento de trabalhos de campo.
Para priorizar as medidas necessárias à eliminação do
risco, desenvolve-se a etapa de análise de risco geológico a
partir da qual se estabelecem diferentes graus de risco para
pontos, trechos ou áreas geográficas maiores.
AVALIAÇÃO DE RISCOS EM SOLOS COLAPSÍVEIS
221
Tabela 30 – Termos usados em análise de risco (modificado de
AUGUSTO FILHO, 2001).
Termo
Risco
(risk)
Processo perigoso
(danger)
Perigo
(hazard)
Elementos sob risco
(elements at risk)
Probabilidade (P)
(probability)
Vunerabilidade (V)
(vulnerability)
Análise de Risco
(risk analysis)
Avaliação de Risco
(risk assessment)
Estimativa
do Risco
(risk estimation)
Cálculo de Risco
(risk evaluation)
Gerenciamento
de Risco
(risk management)
Risco Aceitável
(acceptable risk)
Risco Tolerável
(tolerable risk)
Risco Individual
(individual risk)
Risco Social
(societal risk)
Definição
Probabilidade e severidade de um efeito adverso para a
saúde, propriedade ou ambiente, geralmente estimado pelo
produto probabilidade e conseqüências.
Fenômeno natural geometricamente e mecanicamente caracterizado.
Condição com potencial para causar uma conseqüência
desagradável, incluindo descrição dos processos, probabilidade de ocorrência e, velocidades.
Representa a população, as edificações e as obras de engenharia, as atividades econômicas, os serviços públicos e a
infra-estrutura na área.
Probabilidade de um resultado específico, razão entre o
número de resultados específicos e todos os resultados
possíveis.
Grau de perda para um dado elemento ou grupo de elementos dentro de uma área afetada pelos processos, expressa
numa escala entre 0 (sem perda) a 1 (perda total).
Uso da informação para estimar o risco para indivíduos ou
populações, propriedades ou o ambiente.
Processo de avaliação e análise de risco.
Processo usado para produzir uma medida do nível de
risco, envolvendo etapas de análise do acidente; análise das
conseqüências; e integração entre elas.
Estágio no qual valores e julgamentos são incorporados ao
processo de decisão, pela consideração da importância dos
riscos estimados e as conseqüências.
Processo completo de avaliação e controle de risco.
Nível de risco para o qual é possível sua aceitação, sem
considerar seu gerenciamento, não se admitindo gastos
adicionais para redução destes riscos.
Risco que a sociedade está disposta a aceitar a fim de obter
certos benefícios líquidos, na confiança que será controlado, mantido sob inspeção e, reduzido quando possível.
Risco de morte e/ou danos para qualquer indivíduo identificável que vive em uma zona exposta ao perigo, ou que
segue um padrão de vida que o expõe ao perigo.
Risco de múltiplos danos para a sociedade, podendo acarretar várias mortes, injúrias, perdas financeiras, ambientais.
222
SOLOS COLAPSÍVEIS
O agrupamento dos riscos de graus semelhantes corresponde à hierarquização dos riscos. A partir dos resultados da
hierarquização, os riscos identificados são codificados, preferivelmente, através de índices numéricos, definindo os diferentes graus de risco.
Segundo Cerri (1993), em consulta a artigos que apresentam resultados de identificação e análise de riscos geológicos realizadas em países com maior tradição de atuação nesta
área técnica, observa-se que índices numéricos maiores correspondem a situações de risco mais críticas.
Com relação a este aspecto, o autor sugere a adoção da
codificação utilizada internacionalmente. Assim, aos riscos
maiores, devem ser conferidos índices numéricos maiores.
Como referência, pode-se adotar a sistemática de individualizar, nos zoneamentos e/ou cadastramentos de risco, as situações de risco iminente, as de alto e baixo risco e as isentas de
risco, a partir da combinação dos aspectos referentes à possibilidade de ocorrência do processo geológico considerado e das
perdas e danos potenciais, analisados no campo.
Outros autores preferem codificar os riscos identificados
através de letras, como CASTRO et al. (1992) que codificam
as situações de risco alto, médio e baixo com “A”, “B”, e “C”,
respectivamente, ou através do uso de diferentes texturas
(AUGUSTO FILHO et al., 1992), ou ainda utilizando cores
(GARRY & DECAILLOT, 1987), quando da representação
cartográfica dos riscos.
Também é possível estabelecer graus intermediários de
risco (risco muito alto, risco médio e risco muito baixo), porém tal procedimento pode acentuar a subjetividade inerente a
este tipo de trabalho. Desta forma, só é recomendado este nível
de detalhe quando os objetivos do trabalho assim exigirem.
Bolt et al. (1975 apud AUGUSTO FILHO, 2001) definem
duas grandes formas de determinação dos graus de risco geológico de uma dada área: Análise Relativa, simples comparação
entre as situações de risco identificadas, sem cálculos probabilísticos quanto à ocorrência (risco relativo); e Análise Probabilística, apresentação da probabilidade de ocorrência do acidente geológico, em determinado intervalo de tempo (risco probabilístico).
AVALIAÇÃO DE RISCOS EM SOLOS COLAPSÍVEIS
223
Segundo Carvalho (1996), em função da forma com que
são tratadas as probabilidades de ocorrência dos eventos destrutivos e de suas conseqüências potenciais, a análise de risco
possui dois tipos de abordagem: Análise Qualitativa, a qual
tem por objetivo estabelecer uma hierarquia entre as situações
de risco; e Análise Quantitativa, que é baseada na definição de
termos numéricos para o risco, com base em probabilidades.
Representação Cartográfica de Riscos
Os instrumentos cartográficos que apresentam a distribuição, o tipo e o grau dos riscos geológicos, resultado da
realização das etapas de identificação e análise dos riscos geológicos em uma determinada área e que visam a definição de
medidas de prevenção de acidentes, são conhecidos como
Cartas de Risco Geológico (CERRI & AMARAL, 1998).
No Brasil, a preocupação com a elaboração de cartas de
risco teve início somente na década de 80 quando, como resultado da extensão dos acidentes em centros urbanos (principalmente associados a escorregamentos), se constatou a necessidade de se preparar instrumentos que possibilitassem a
definição de medidas de prevenção de acidentes.
No final da década de 80 houve uma evolução na qualidade das cartas de risco em conseqüência da consolidação dos
conceitos sobre risco geológico, por intermédio da divulgação
de trabalhos acadêmicos em congressos científicos e em razão
do desenvolvimento de projetos de pesquisa em universidades
e institutos de pesquisa.
A partir do final dos anos 80, a importância das cartas de
risco tornou-se uma realidade, sendo estas consideradas tão
indispensáveis como as cartas geotécnicas, voltadas para orientar o uso do solo. Nos anos 90, os serviços de cartografia de
risco incluíram-se dentre as atividades mais procuradas no
campo da Geologia de Engenharia, principalmente naqueles
serviços contratados pelos órgãos públicos municipais. (CERRI
& AMARAL, 1998).
224
SOLOS COLAPSÍVEIS
Dentre as características desejáveis e marcantes das cartas de risco, incluem-se: rapidez de execução; apoio a planejadores; baixo custo e simplicidade de produção; e flexibilidade
na apresentação das informações consideradas importantes.
As cartas de risco geológico devem apresentar os resultados da identificação e análise dos riscos, acompanhados por
textos explicativos esclarecendo as necessidades e prioridades
de intervenção, até mesmo para profissionais de outras áreas
técnicas e, especialmente para os responsáveis por decisões.
Ao se iniciar a elaboração da Carta de Risco, é importante
que estejam bem definidos: o objetivo do trabalho, a escala e o
grau de precisão em que os resultados devem ser apresentados.
Segundo Cerri & Amaral (1998), a distribuição do risco
geológico pode ser representada de duas maneiras na carta de
risco: Carta de Cadastramento de Risco (representação dos
pontos sujeitos ao risco, com seu grau, acompanhado da documentação acerca dos processos e possíveis danos); Carta de
Zoneamento de Risco, na qual são delimitadas as zonas homogêneas em relação ao grau de risco geológico.
Existem várias propostas ou roteiros metodológicos que
abordam a elaboração de cartas de riscos geológicos, as quais
são apresentadas e discutidas em trabalhos como Cerri (1993),
Amaral (1996), Carvalho (1996) e Augusto Filho (2001).
Exemplo de sistemática de trabalho é apresentado na Figura 93
de Cerri (1990).
Figura 93 – Roteiro para a elaboração de cartas de risco geológico
(CERRI, 1990).
AVALIAÇÃO DE RISCOS EM SOLOS COLAPSÍVEIS
225
A disponibilidade cada vez maior de programas, em particular de SIG´s (Sistemas de Informações Geográficas) mais
desenvolvidos, tem permitido a adequação de metodologias,
originalmente manuais, às técnicas de cartografia digital, automatizando os processos de entrada e tratamento de dados,
resultando em maior facilidade de atualização de informações
e em alternativas de representação gráfica mais complexas.
Gerenciamento de Riscos
Os métodos e técnicas de identificação, avaliação ou
análise de riscos devem fundamentar a elaboração de programas de gerenciamento, envolvendo uma série de ações de
mitigação adequadas a cada situação ou nível de risco. Estas
ações de mitigação, também são identificadas como medidas
de prevenção e controle, ou de naturezas estrutural e não estrutural (AUGUSTO FILHO, 2001).
De acordo com Augusto Filho (op. cit.), talvez o melhor
indicador do esforço mundial, no sentido de se aplicar as técnicas de análise e gerenciamento de risco para os processos da
dinâmica natural do nosso planeta, seja a ação da Organização
das Nações Unidas – ONU, que proclamou os anos 90 como a
Década Internacional para Redução de Desastres Naturais.
Abordando a questão de prevenção de acidentes, Cerri
(1993) estabelece os objetivos, as respectivas medidas de
prevenção e as correspondentes ações técnicas, destinadas à
prevenção de acidentes associados a escorregamentos em encostas ocupadas.
Os objetivos apontados pelo autor são: eliminar e/ ou reduzir os riscos instalados; evitar a instalação de novas áreas de
risco; e conviver com os riscos instalados.
Para atingir esses objetivos o autor recorre ao emprego
de medidas estruturais e não estruturais. Medidas estruturais
são as que têm por objetivo principal evitar a ocorrência ou
reduzir a magnitude dos processos geológicos, por meio da
implantação de obras de engenharia. Freqüentemente exigem
aplicação maciça de capitais, no geral contemplando áreas
restritas (CERRI, 2001).
226
SOLOS COLAPSÍVEIS
Já as medidas não estruturais, correspondem àquelas de
caráter extensivo, contemplando grandes áreas. Podem ser de
natureza institucional, administrativa ou financeira, sendo adotadas espontaneamente ou por força de legislação. Objetivam a
convivência com os riscos, reduzindo a magnitude dos processos e orientando a população afetada. No geral não exigem
aplicação maciça de recursos financeiros (CERRI, op. cit.).
Para cada processo geológico caracterizado em sua investigação, Cerri (2001) apresenta um roteiro contendo as diferentes alternativas tecnológicas de prevenção de acidentes
geológicos, considerando as particularidades de cada processo
geológico. Na Figura 94 é apresentado o roteiro associado ao
colapso de solos.
Figura 94 – Medidas de prevenção de acidentes associados a colapso
de solos (CERRI, 2001).
AVALIAÇÃO DE RISCOS EM SOLOS COLAPSÍVEIS
227
Cardona (1996), relaciona vários instrumentos comumente utilizados para a mitigação de riscos, dentre eles citando: instrumentação para o conhecimento e investigação dos
fenômenos potencialmente perigosos; identificação de perigos
e elaboração de mapas de ameaças; identificação dos elementos ameaçados, avaliação de sua vulnerabilidade e estimativa
das perdas potenciais; informação pública e capacitação da
população visando reduzir sua vulnerabilidade; trabalho com
as comunidades expostas visando seu envolvimento no processo de tomada de decisões, negociação e participação comunitária; capacitação profissional dos funcionários das instituições
relacionadas à gestão de riscos; planejamento do ordenamento
urbano e territorial para delimitar as áreas com restrição à ocupação em razão das ameaças naturais ou antrópicas; relocação
de moradias, de infra-estrutura ou de centros de produção localizados em zonas de alta ameaça ou perigo; reforço de edificações vulneráveis que não possam ser relocadas ou que não tem
sentido relocar; regulamentação do uso do solo e estabelecimento de incentivos fiscais e financeiros para a adequada ocupação e utilização da terra; expedição de códigos de construção para reduzir a vulnerabilidade física e fiscalização para
garantir que os códigos sejam cumpridos; promoção de seguros contra fenômenos de origem natural e antrópica.
Enfocando a implantação de medidas estruturais e não
estruturais para a gestão de riscos de escorregamentos, Augusto Filho (2001) cita que as primeiras são representadas por
diferentes tipos de obras de engenharia, enquanto as medidas
não estruturais correspondem a: cartografia de riscos geológicos, atendimentos de emergência, planos preventivos, planos
de seguro, disseminação de informações e treinamento.
Carvalho (1996) relata que a redução do risco pode ser
atingida por intervenções de caráter geral, que envolvem o
conjunto de setores de risco, como é o caso das ações informativas e educativas e os planos preventivos. O autor citado comenta que, outros tipos de intervenção são específicos de cada
setor, com a escolha de diferentes tipos de obras para cada
setor em particular ou a remoção definitiva dos moradores das
228
SOLOS COLAPSÍVEIS
áreas de risco. Carvalho (1996) destaca, ainda, que as intervenções de caráter geral são complementares às de caráter específico, sendo recomendável que sejam implantadas em conjunto.
Exemplo de Avaliação de Riscos
Oliveira (2002) elaborou, para a área urbana de Ilha Solteira (SP), a primeira carta de risco de processos de colapso de
que se tem notícia por meio de publicações no meio técnico.
A área urbana da cidade, dadas suas condições de ocupação (núcleo urbano provisório para a construção da UHE de
Ilha Solteira), foi ocupada com seis tipos de edificações padrão
de residências, fato que facilitou o estudo, uma vez que tal padronização se repete no projeto hidrossanitário das edificações.
Identificação e Análise
A caracterização das condições de solos na área foi feita
por Lollo (1998), utilizando a técnica de avaliação do terreno
segundo sistemática de Lollo (1996), e possibilitou a identificação de quatro elementos de terreno na área urbana, com
diferentes perfis de alteração de solos, cuja distribuição na área
pode ser observada na Figura 95.
Para confirmação das características dos perfis de alteração típicos de cada elemento de terreno identificado e caracterização das propriedades de tais solos, foram consultados dados de investigações geotécnicas de campo e de laboratório
disponíveis na área.
Tais informações consistiram de boletins de sondagens
de simples reconhecimento, resultantes de trabalhos desenvolvidos pela CESP (Companhia Energética de São Paulo) e outras empresas; levantamentos geofísicos (sondagem elétrica
vertical e seções de radar de penetração no solo) efetuados por
Rodrigues, Elis, Prado e Lollo (2006); provas de carga e ensaios de campo (CPT e SPT-T) de Menezes (2001), Souza
(1993), Segantini (2000); e ensaios de laboratório realizados
sob amostras indeformadas retiradas a cada metro em onze
AVALIAÇÃO DE RISCOS EM SOLOS COLAPSÍVEIS
229
poços de inspeção escavados em locais selecionados de forma
a representar os perfis de alteração típico dos solos que ocorrem na área.
Figura 95 – Distribuição dos elementos de terreno na área urbana de
Ilha Solteira (OLIVEIRA, 2002).
Considerando a pequena representação espacial dos elementos de terreno A.1.2 e B.3.1 e o fato dos mesmos se localizarem em áreas na ocupadas, para fins de análise do comportamento colapsível dos solos, foram considerados apenas os
elementos A.2.1 e A.2.2.
Os dados das investigações de campo e de laboratório
indicaram que as duas classes de solos que ocorrem na área
apresentam, salvo ligeiras variações nos índices de potencial
de colapso e coeficiente de colapso, comportamento colapsível
ao longo do perfil até profundidades mínimas de oito metros
(LOLLO & RODRIGUES, 2004a e 2004b).
Considerando este fato e a realidade local, onde os projetos de fundação raramente têm elementos de fundação apoiados em cotas inferiores à quatro metros de profundidade, o
230
SOLOS COLAPSÍVEIS
solo de toda a área urbana de Ilha Solteira foi classificado como colapsível (OLIVEIRA, 2002 e RODRIGUES, 2003).
Com base nisso foi possível afirmar que, do ponto de
vista do comportamento mecânico dos solos, toda a área estudada apresentava alta susceptibilidade, denominando-se tal
susceptibilidade por “susceptibilidade natural”, e passou-se a
considerar que outros fatores seriam responsáveis pelos diferentes graus de ocorrência do fenômeno na área.
Com este objetivo foi efetuado um levantamento de
campo abrangendo toda a área urbana e visando identificar as
ocorrências de colapso passíveis de informação pelos moradores, proprietários ou usuários dos imóveis da área.
Este levantamento foi pela aplicação de um questionário
de levantamento de dados elaborado especialmente para esta
finalidade, o qual era composto de questões que tinham por
objetivo identificar: se o processo ocorreu, como tinha se dado, se a causa havia sido determinada, se haviam sido feitas
obras de correção e recuperação, e se houve recorrência dos
danos provocados por colapso.
Assim, tal atividade possibilitou identificar qual teria sido o provável mecanismo desencadeador do processo de colapso, tendo sido listados, entre os mais comuns, pela ordem:
rupturas nas redes de água e esgoto da edificação, rupturas nas
redes públicas de água e esgoto, e rupturas na rede pública de
drenagem pluvial.
Caracterizada a importância das rupturas em redes de
utilidade (públicas e privadas) no processo, o passo seguinte foi
definir, com base nos dados levantados, nos projetos hidrossanitários das edificações, e nos projetos das redes públicas de
água, esgoto e drenagem pluvial, de outra classe de susceptibilidade denominada “induzida”, a qual se mostrava muito mais
significativa para o desencadeamento do processo de colapso
na área que o comportamento mecânico dos solos.
A análise dos projetos tinha por objetivo determinar os
pontos mais vulneráveis ao desencadeamento do processo de
colapso de solos, considerando o material que compunha a
rede (visto que em muito locais a mesma era composta por
AVALIAÇÃO DE RISCOS EM SOLOS COLAPSÍVEIS
231
peças de cerâmica vermelha e fibrocimento) e os pontos de
maior pressão (conexões) de tais redes.
Definidas as classes de suscetibilidade de ocorrência dos
danos relacionados a processos de colapso de solos na área, a
etapa seguinte na análise de riscos consistiu da definição das
conseqüências decorrentes de tais processos, de forma a se
utilizar a modalidade de análise de riscos que combina probabilidade e custos.
Os tipos de danos e obras necessárias à sua recuperação
e prevenção de sua ocorrência futura foram estabelecidos em
função do levantamento de dados junto aos ocupantes das edificações, e o custo de tais serviços foi definido a partir da aplicação de um questionário junto aos profissionais de engenharia
responsáveis pelos trabalhos de reparos e recuperações.
Em função da diversidade de situações possíveis, foi elaborada uma classificação da susceptibilidade induzida em três
classes, assim definidas: baixa – presença de danos em apenas
um cômodo da edificação; média – presença de danos em dois
cômodos da edificação; e alta – ocorrência de danos em mais
de dois cômodos da edificação.
A definição das classes de danos se baseou preliminarmente no tipo dos serviços ou obras de recuperação das edificações, considerando quatro grupos: (1) recuperação da alvenaria (tratamento das trincas com telas elásticas, execução de
juntas de dilatação, preenchimento das trincas); (2) recuperação da rede (substituição das tubulações de água e/ou esgoto
com problema); (3) reforço estrutural (execução de cinta de
amarração, vigas, pilares); e (4) reforço da fundação (construção ou substituição de elementos de fundação).
Diante da dificuldade de se apresentar as várias possibilidades de custo que estão relacionadas com diferentes situações possíveis, os custos foram hierarquizados qualitativamente considerando os seguintes graus: baixo (situação em que o
custo está relacionado apenas a obras de recuperação de alvenaria ou a obras de recuperação de rede de água e/ou esgoto);
médio (além dos custos com as obras já mencionadas, existem
custos relacionados a obras de reforço estrutural); alto (situa-
232
SOLOS COLAPSÍVEIS
ção em que, além dos custos da classe anterior, existem custos
relacionados a obras de reforço de fundação).
Às classes de susceptibilidade induzida e de custos foram atribuídos pesos, segundo a seguinte classificação: classe
baixa (de susceptibilidade ou de dano) – peso 1; classe média –
peso 2, classe alta – peso 3.
Tais pesos foram combinados, para cada um dos imóveis
onde haviam sido identificados danos por colapso, resultando
classes de risco, conforme ilustra a Figura 96.
Figura 96 – Esquema para avaliação de risco de colapso de solos
(OLIVEIRA, 2002).
É importante destacar que a situação de risco iminente
não foi considerada nesta análise porque para se caracterizar
AVALIAÇÃO DE RISCOS EM SOLOS COLAPSÍVEIS
233
a iminência do colapso seria necessária a monitoração do
solo nas condições reais do início do processo em cada edificação, situação para a qual ainda não existe metodologia
desenvolvida.
Representação Cartográfica
Neste caso a representação cartográfica dos riscos considerou dois tipos de documentos, de acordo com a forma de
representação: (1) Mapa de Cadastramento de Risco, e (2) Mapa de Zoneamento de Risco.
No Mapa de Cadastramento de Riscos foram representadas as edificações para as quais se teve registros de danos em
decorrência de processos de colapso, as quais foram representadas segundo os graus baixo, médio e alto risco, conforme
esquema proposto. Tal carta é apresentada na Figura 97.
Figura 97 – Mapa de Cadastramento de Riscos para a área urbana de
Ilha Solteira-SP (modificado de OLIVEIRA, 2002).
234
SOLOS COLAPSÍVEIS
Com os resultados do cadastramento de risco de colapso
de solos foi possível definir zonas homogêneas em relação ao
grau de risco.
As zonas definidas correspondem a grupos de edificações da área estudada que satisfazem as seguintes condições:
(1) estão localizadas num mesmo quadrante da área estudada;
(2) localizadas num mesmo elemento de terreno e (3) possuem
tipos construtivos semelhantes.
Os tipos construtivos semelhantes foram considerados
em dois grupos denominados: Grupo 3-4 (edificações do tipo 3
e do tipo 4) e Grupo 5-6 (edificações do tipo 5 e do tipo 6),
uma vez que as edificações dos tipos 1 e 2 que haviam na área
tinham sido demolidas por época da elaboração do trabalho.
A Figura 98 ilustra a localização das 12 (doze) zonas delimitadas na área e a Tabela 31 contém a descrição dos requisitos de classificação de cada uma delas para as três condições
anteriormente descritas.
Figura 98 – Zonas delimitadas para classificação dos graus de risco
(OLIVEIRA, 2002).
AVALIAÇÃO DE RISCOS EM SOLOS COLAPSÍVEIS
235
Tabela 31 – Características das zonas delimitadas para avaliação do
risco de colapso de solos.
Região
1º
Quadrante
2º
Quadrante
3º
Quadrante
4º
Quadrante
Zona
Características
1
Conjunto de edificações do grupo 3-4, localizadas
no elemento de terreno A.2.2.
2
Conjunto de edificações do grupo 3-4, localizadas
no elemento de terreno A.2.1.
3
Conjunto de edificações do grupo 5-6, localizadas
no elemento de terreno A.2.1.
4
Conjunto de edificações do grupo 3-4, localizadas
no elemento de terreno A.2.1.
5
Conjunto de edificações do grupo 5-6, localizadas
no elemento de terreno A.2.2.
6
Conjunto de edificações do grupo 3-4, localizadas
no elemento de terreno A.2.2.
7
Conjunto de edificações do grupo 3-4, localizadas
no elemento de terreno A.2.2.
8
Conjunto de edificações do grupo 5-6, localizadas
no elemento de terreno A.2.2.
9
Conjunto de edificações do grupo 3-4, localizadas
no elemento de terreno A.2.1.
10
Conjunto de edificações do grupo 5-6, localizadas
no elemento de terreno A.2.1.
11
Conjunto de edificações do grupo 3-4, localizadas
no elemento de terreno A.2.2.
12
Conjunto de edificações do grupo 3-4, localizadas
no elemento de terreno A.2.1.
Para cada grupo de edificações (Grupo 3-4 e Grupo 5-6)
foram somados os pesos de baixo, médio e alto grau de risco
das edificações cadastradas e calculadas as suas percentagens
de ocorrência no grupo.
Depois, para cada zona delimitada, seguiu-se o mesmo
raciocínio obtendo-se as porcentagens de ocorrência de cada
grau na zona. Finalmente, para cada grau de risco calculou-se
a relação: % de ocorrência do grau de risco na zona / % de
ocorrência do grau de risco no grupo.
236
SOLOS COLAPSÍVEIS
Cada zona então recebeu a classificação segundo o grau
de risco com maior valor numérico resultante da relação acima. Tal resultado foi representado na base cartográfica da área
com o mesmo esquema de cores usado para o cadastramento
de risco, resultando no Mapa de Zoneamento de Risco de Colapso apresentada na Figura 99.
Figura 99 – Mapa de Zoneamento de Riscos para a área urbana de
Ilha Solteira-SP (modificado de OLIVEIRA, 2002).
Gerenciamento de Riscos
O aspecto fundamental com relação aos processos de colapso de solos na área é a uniformidade em termos de susceptibilidade natural, ou seja, no que depende do fator solo os
processos tem mesma probabilidade de ocorrência em toda
área, fazendo com que não sejam possíveis estratégias de gerenciamento enfocando este componente do risco.
Por essa razão adotou-se o critério da susceptibilidade
induzida, a qual depende das características construtivas das
edificações analisadas e das redes publicas de água, esgoto e
AVALIAÇÃO DE RISCOS EM SOLOS COLAPSÍVEIS
237
drenagem pluvial. Sendo assim, as medidas de gerenciamento
propostas se concentram na redução da probabilidade de ocorrência do colapso em função desta classe de susceptibilidade.
Com relação a projetos de água e esgoto, é fundamental
a adoção de dutos de PVC ao invés de dutos cerâmicos e deve
haver um controle rigoroso na execução das redes pública e
privada de água e esgoto, especialmente no que diz respeito às
suas conexões.
Alternativa interessante no que diz respeito às redes de
utilidade é a escavação de um maior volume de terra e a reposição de parte deste solo com um grau de compactação maior
que o de campo. Estudos em laboratório mostraram que, para
os solos da área, graus de compactação maiores que 90% eliminam a possibilidade de ocorrência de colapso pó umedecimento do solo.
Para as edificações do grupo 3-4 o processo de colapso
de solos pode ser desencadeado por infiltração existente na
canaleta de drenagem pluvial que passa pelo fundo destas edificações. Este problema é de fácil identificação e controle,
uma vez que pode ser solucionado com a simples substituição
das canaletas por tubulações enterradas.
Os resultados mostram uma forte predominância de processos de colapso de solos devidos a rupturas de tubulações
de esgoto tanto da rede pública como da rede privada, indicando a necessidade de cuidados especialmente com as redes
de esgoto.
Quanto a futuros projetos de fundação, seriam viáveis
as seguintes soluções: (1) a adoção de um maior número de
elementos de fundação visando melhor distribuição da carga
nos mesmos; (2) adoção de fundação profunda o suficiente
para atravessar a camada colapsível, ou (3) a adoção de fundações rasas com prévia compactação do fundo da vala destas fundações.
A avaliação do risco de colapso de solos, com base na
possibilidade de ocorrência do processo e nos danos por ele
causados permitiu verificar que a maioria das edificações cadastradas classifica-se com médio grau de risco.
238
SOLOS COLAPSÍVEIS
No entanto a combinação dos índices P (probabilidade
de ocorrência do processo) e C (custos com obras de recuperação), que determina o médio grau de risco, possui características diferentes entre os dois grupos de edificações, uma vez que
para o grupo 3-4 o índice de maior peso é o P, enquanto para o
grupo 5-6 o índice C é mais importante.
As edificações com alto grau de risco predominam no
grupo 5-6, principalmente nos passeios cujas edificações foram construídas sobre aterros mal compactados, nessas áreas
deve haver cuidados especiais com projetos de fundação.
Quanto ao zoneamento de risco de colapso de solos, apesar das zonas 1, 2 e 4 classificarem-se como zonas de alto risco, observa-se que nas zonas 8 e 10 existe maior predominância de ocorrências de alto risco.
A metodologia proposta para o cadastramento e zoneamento de risco de colapso de solos mostrou-se viável para a
área estudada, podendo ser facilmente aplicável à outras comunidades, desde que dividida em módulos, pois um estudo
desta natureza para uma área urbana de uma cidade de maior
porte poderia ser muito caro e demorado.
Em situações assim, recomenda-se que sejam priorizados
setores ou bairros que historicamente mostrem processo mais
intensos ou cujos solos apresentem características que indiquem maior susceptibilidade natural ao colapso.
Diante da realidade da área estudada em relação à ocorrência de processos de colapso de solos, é importante que o
assunto seja amplamente divulgado à população e que seja
desenvolvida uma política de conscientização e treinamento
dos profissionais da área de construção civil.
Estratégias consagradas em Plano Preventivos de Defesa
Civil em áreas sujeitas a movimentos gravitacionais de massa
podem ser adotadas em áreas com solos colapsível especialmente no que diz respeito à cartilhas para a população em geral e manuais técnicos para os profissionais de engenharia.
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Lista de Figuras
Figura 1 – Perfil do solo proveniente da alteração da rocha.........
Figura 2 – Curva de distribuição granulométrica do solo.............
Figura 3 – Curvas granulométricas de solos com diferentes
graduações ....................................................................................
Figura 4 – Estados e limites de consistência do solo....................
Figura 5 – Gráfico de Plasticidade de Casagrande .......................
Figura 6 – Classificação de solos de acordo com o SUCS ...........
Figura 7 – Carta de plasticidade de Casagrande...........................
Figura 8 – Classificação dos solos grossos, segundo
a AASHTO ...................................................................................
Figura 9 – Classificação dos solos finos, segundo
a AASHTO ...................................................................................
Figura 10 – Curvas de compactação para diferentes teores de
umidade do solo............................................................................
Figura 11 – Número de golpes aplicados versus variação na
altura dos corpos-de-prova ...........................................................
Figura 12 – Representação da determinação da Perda por
Imersão .........................................................................................
Figura 13 – Gráfico de classificação dos solos segundo os
parâmetros e’ e c’ .........................................................................
Figura 14 – Representação das fases do solo em função de
suas massas e volumes..................................................................
Figura 15 – Representação das fases do solo em função do
índice de vazios ............................................................................
13
22
22
24
26
28
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31
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254
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 16 – Representação das fases do solo em função
da porosidade................................................................................
Figura 17 – Representação do perfil do solo e das tensões
atuantes .........................................................................................
Figura 18 – Envoltória de resistência do solo e critério de
Mohr-Coulomb .............................................................................
Figura 19 – Envoltória de Mohr-Coulomb, pólo, planos
principais e de ruptura ..................................................................
Figura 20 – Representação gráfica do ensaio de cisalhamento
direto: (a) curva tensão deformação (b) envoltória de
resistência .....................................................................................
Figura 21 – Representação de um ensaio triaxial convencional ...
Figura 22 – Ensaio Triaxial: (a) Curva tensão-deformação
(b) Envoltória de Resistência........................................................
Figura 23 – Compressão Simples: (a) Curva tensão-deformação
(b) Círculos de Mohr ....................................................................
Figura 24 – Envoltória de resistência no intervalo
pré-adensado .................................................................................
Figura 25 – Envoltória não-drenada de solos argilosos ................
Figura 26 – Solos colapsíveis estudados no Brasil .......................
Figura 27 – Estruturas metaestáveis sustentadas por pressões
capilares ........................................................................................
Figura 28 – Água de um solo sujeita à capilaridade
e à adsorção ..................................................................................
Figura 29 – Curvas de consolidação em função da sucção...........
Figura 30 – Estruturas metaestáveis sustentadas por forças
eletromagnéticas ...........................................................................
Figura 31 – Grãos maiores do solo cimentados por grãos
menores.........................................................................................
Figura 32 – Visualização da mecânica dos solos
generalizada ..................................................................................
Figura 33 – Relação entre a sucção e a umidade relativa
do ar à 20ºC ..................................................................................
Figura 34 – Sucções matriciais, osmóticas e totais para o solo
“Regina Clay” compactado...........................................................
41
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77
LISTA DE FIGURAS
Figura 35 – Modelo físico para representação da capilaridade ....
Figura 36 – Curva característica típica de um solo siltoso ...........
Figura 37 – Curvas de retenção dos solos e histereses .................
Figura 38 – Curvas de retenção do solo Torre II compactado
na energia mini-proctor normal ....................................................
Figura 39 – Esquema de medição de poro pressão negativa
do solo com o uso de tensiômetro ................................................
Figura 40 – Valores de condutividade hidráulica em função
dos teores de umidade do solo Torre II ........................................
Figura 41 – Perfis de temperatura média sob um gramado,
pela manhã e à tarde .....................................................................
Figura 42 – Perfis de umidade sob um gramado e sob um
pavimento asfáltico, na estiagem..................................................
Figura 43 – Relações entre (a) o mini-CBR e a umidade de
compactação e (b) e sucção ..........................................................
Figura 44 – Envoltória plana de ruptura com o critério
estendido de Mohr-Coulomb ........................................................
Figura 45 – Trajetórias de tensão características
em (ua - uw) x (σ - ua) ....................................................................
Figura 46 – Ensaio edométrico simples........................................
Figura 47 – Ajuste das curvas do ensaio edométrico duplo .........
Figura 48 – Resultados de ensaios edométricos com sucção
controlada .....................................................................................
Figura 49 – Relações entre colapso e sucção de ensaios
edométricos com sucção controlada .............................................
Figura 50 – Aumento da rigidez do solo devido a sua não
saturação .......................................................................................
Figura 51 – Envoltórias de resistência para solos não saturados ....
Figura 52 – Condutividade hidráulica x sucção matricial ............
Figura 53 – Variação da condutividade hidráulica de uma
amostra de esfera de vidro versus sucção e saturação ..................
Figura 54 – Formação típica de trincas por recalques de
fundação .......................................................................................
Figura 55 – Rachadura em alvenaria provocada por recalque
do solo abaixo da edificação.........................................................
255
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121
256
SOLOS COLAPSÍVEIS
Figura 56 – Trinca em parede de alvenaria estrutural com
padrão escalonado.........................................................................
Figura 57 – Trinca em parede de alvenaria de tijolos maciços.....
Figura 58 – Trinca em laje de concreto ........................................
Figura 59 – Trinca em elemento estrutural de pequena
edificação devida a colapso de solo..............................................
Figura 60 – Danos sérios em edificação em decorrência de
colapso de solo..............................................................................
Figura 61 – Deformação em forro como conseqüência de
processo de colapso ......................................................................
Figura 62 – Desabamento de edificação por deformações
induzidas por colapso de solo .......................................................
Figura 63 – Rachadura em piso oriunda de colapso do solo.........
Figura 64 – Trinca em pilar em função de movimentos da
fundação por colapso do solo .......................................................
Figura 65 – Ação da capilaridade na pressão de contato ..............
Figura 66 – Arranjo de grãos de areia com vínculos de silte........
Figura 67 – Partículas dispersas de argila.....................................
Figura 68 – Critério de GIBBS & BARA para Identificação
da Colapsibilidade de solos ..........................................................
Figura 69 – Ajuste das curvas do solo no ensaio edométrico
duplo .............................................................................................
Figura 70 – Curva de compressão confinada do ensaio
edométrico simples .......................................................................
Figura 71 – Curvas de compressão confinada do ensaio
edométrico duplo ..........................................................................
Figura 72 – Curva do ensaio edométrico simples com
inundação a 200 kPa .....................................................................
Figura 73 – Curvas de compressão confinada para os
diferentes fluidos considerados.....................................................
Figura 74 – Curvas dos ensaios edométricos simples para os
diferentes fluidos ..........................................................................
Figura 75 – Potencial de colapso x pH dos fluidos.......................
Figura 76 – Deformação específica x pH dos fluidos...................
Figura 77 – Estrutura original do solo ..........................................
Figura 78 – Diagrama espectral do solo .......................................
122
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LISTA DE FIGURAS
Figura 79 – Estrutura após colapso com água destilada ...............
Figura 80 – Estrutura do solo após colapso com esgoto...............
Figura 81 – Estrutura após colapso com água sanitária................
Figura 82 – Estrutura após colapso com detergente .....................
Figura 83 – Estrutura após colapso com sabão em pó..................
Figura 84 – Estrutura após colapso com óleo...............................
Figura 85 – Curvas de compressão para os diferentes fluidos......
Figura 86 – Curva de tensão versus recalque de uma prova
de carga direta em placa ...............................................................
Figura 87 – Gráfico para a determinação de α .............................
Figura 88 – Tipos de fundações em radier...................................
Figura 89 – Detalhes de um tubulão.............................................
Figura 90 – Abordagem do meio físico na elaboração de
estudos de impacto ambiental.......................................................
Figura 91 – Método da superposição de cartas.............................
Figura 92 – Conjunto de medidas preventivas para acidentes
com solos colapsíveis ...................................................................
Figura 93 – Roteiro para a elaboração de cartas de risco
geológico ......................................................................................
Figura 94 – Medidas de prevenção de acidentes associados a
colapso de solos............................................................................
Figura 95 – Distribuição dos elementos de terreno na área
urbana de Ilha Solteira..................................................................
Figura 96 – Esquema para avaliação de risco de colapso
de solos .........................................................................................
Figura 97 – Mapa de Cadastramento de Riscos para a área
urbana de Ilha Solteira – SP .........................................................
Figura 98 – Zonas delimitadas para classificação dos graus
de risco .........................................................................................
Figura 99 – Mapa de Zoneamento de Riscos para a área
urbana de Ilha Solteira – SP .........................................................
257
168
169
170
170
171
171
173
178
180
184
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206
207
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224
226
229
232
233
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236
Lista de Tabelas
Tabela 1 – Valores de LL e IP para alguns solos típicos
brasileiros .....................................................................................
Tabela 2 – Valores de A e B na classificação da AASHTO.........
Tabela 3 – Fatores que interferem na resistência das areias .........
Tabela 4 – Propriedades índices de alguns solos colapsíveis .......
Tabela 5 – Técnicas de medição de sucção ..................................
Tabela 6 – Extensão do principio das tensões efetivas aos solos
não saturados ................................................................................
Tabela 7 – Alguns solos colapsíveis – local e clima de
ocorrência .....................................................................................
Tabela 8 – Ensaios e critérios para identificação do
comportamento colapsível em laboratório ...................................
Tabela 9 – Ensaios e critérios para quantificação do colapso
em laboratório...............................................................................
Tabela 10 – Ensaios e critérios para quantificação do colapso
em campo .....................................................................................
Tabela 11 – Coeficiente de colapsibilidade ..................................
Tabela 12 – Potencial de Colapso segundo JENNINGS &
KNIGHT.......................................................................................
Tabela 13 – Potencial de Colapso segundo Lutenegger &
Saber.............................................................................................
Tabela 14 – Influência de diferentes fluidos no colapso de
um solo loéssico ...........................................................................
Tabela 15 – Características dos líquidos de inundação ................
Tabela 16 – Características dos líquidos utilizados nos ensaios
edométricos ..................................................................................
26
30
53
65
81
107
130
136
136
137
140
146
147
156
156
158
260
SOLOS COLAPSÍVEIS
Tabela 17 – Características químicas dos líquidos de
inundação......................................................................................
Tabela 18 – Características dos líquidos estudados......................
Tabela 19 – Potencias de colapso para diferentes fluidos.............
Tabela 20 – Índices obtidos a partir dos ensaios edométricos
para os diferentes fluidos ..............................................................
Tabela 21 – Resultados dos ensaios edométricos duplos..............
Tabela 22 – Tipos de fundação .....................................................
Tabela 23 – Tensões básicas segundo a NBR 6122/1994.............
Tabela 24 – Valores de α e K.......................................................
Tabela 25 – Valores do coeficiente K em função do tipo
de solo...........................................................................................
Tabela 26 – Valores do coeficiente α’ em função dos tipos
de estaca e de solo.........................................................................
Tabela 27 – Valores do coeficiente β em função dos tipos
de estaca e de solo.........................................................................
Tabela 28 – Valores de a’ e b’......................................................
Tabela 29 – Síntese das informações acerca de colapsividade
dos solos .......................................................................................
Tabela 30 – Termos usados em análise de risco ...........................
Tabela 31 – Características das zonas delimitadas para
avaliação do risco de colapso de solos..........................................
159
162
163
165
172
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191
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193
193
195
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221
235
Sobre os Autores
José Augusto de Lollo
Engenheiro Geólogo, Doutor em Engenharia Civil – Geotecnia,
Professor Adjunto, Departamento de Engenharia Civil, Faculdade de Engenharia de Ilha Solteira.
Adriano Souza
Engenheiro Civil, Doutor em Engenharia Civil – Geotecnia,
Professor Assistente Doutor, Departamento de Engenharia
Civil, Faculdade de Engenharia de Ilha Solteira.
Antonio Anderson Silva Segantini
Engenheiro Civil, Doutor em Engenharia Agrícola, Professor
Adjunto, Departamento de Engenharia Civil, Faculdade de
Engenharia de Ilha Solteira.
Jair Camacho
Engenheiro Civil, Doutor em Engenharia Civil – Transportes,
Professor Assistente Doutor, Departamento de Engenharia
Civil, Faculdade de Engenharia de Ilha Solteira.
Paulo César Lodi
Engenheiro Civil, Doutor em Engenharia Civil – Geotecnia,
Professor Assistente Doutor, Departamento de Engenharia
Civil, Faculdade de Engenharia de Ilha Solteira.
Cíntia Magda Gabriel de Oliveira
Engenheira Civil, Mestre em Engenharia Civil.
Roger Augusto Rodrigues
Engenheiro Civil, Doutor em Engenharia Civil – Geotecnia.