Liset Oriana Hurtado Espinoza Avaliação do Potencial de … caracterização, passou-se ao estudo...

Liset Oriana Hurtado Espinoza

Avaliação do Potencial de Liquefação de Solos Coluvionares do Rio de Janeiro

Dissertação de Mestrado

Dissertação apresentada ao Programa de Pós- graduação em Engenharia Civil da PUC-Rio como requisito parcial para obtenção do título de Mestre em Engenharia Civil.

Orientador: Tácio Mauro Pereira de Campos

Rio de Janeiro

Setembro de 2010

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PUC-Rio - Certificação Digital Nº 0812405/CB


Avaliação do Potencial de Liquefação de Solos Coluvionares do Rio de Janeiro

Dissertação apresentada como requisito parcial para obtenção do grau de Mestre pelo Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil da PUC-Rio. Aprovada pela Comissão Examinadora abaixo assinada.

Prof. Tácio Mauro Pereira de Campos

Orientador Departamento de Engenharia Civil - PUC-Rio

Profª. Michele Dal Toé Casagrande Departamento de Engenharia Civil - PUC-Rio

Prof. Sergio Tibana Universidade Estadual do Norte Fluminense

Prof. José Eugenio Leal Coordenador Setorial do Centro

Técnico Científico - PUC-Rio

Rio de Janeiro, 24 de setembro de 2010

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Todos os direitos reservados. É proibida a reprodução total ou parcial do trabalho sem autorização da universidade, do autor e do orientador.


Graduou-se em Engenharia Civil pela Universidade Privada de Tacna em 2004 (Perú). Principais áreas de interesse: Mecânica dos Solos, Geotecnia Experimental e Geotecnia Ambiental.

Ficha Catalográfica

Hurtado Espinoza, Liset Oriana Avaliação do potencial de liquefação de solos

coluvionares do Rio de Janeiro / Liset Oriana Hurtado Espinoza ; orientador: Tácio Mauro Pereira de Campos. – 2010.

149 f. : il. (color.) ; 30 cm

Dissertação (mestrado)–Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro, Departamento de Engenharia Civil, 2010.

Inclui bibliografia

1. Engenharia civil – Teses. 2. Resistência ao cisalhamento. 3. Solo coluvionar. 4. Poro-pressões. 5. Velocidade de deslocamento. I. Campos, Tácio Mauro Pereira de. II. Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro. Departamento de Engenharia Civil. III. Título.

CDD: 624

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Àquela que um dia foi minha mãe, e depois se tornou minha melhor amiga, em qualquer lugar deste Universo que esteja ou no que tenha se transformado, envio a minha gratidão.

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Agradecimentos

Agradeço a Deus por ter me concedido a vida, a saúde, a família que tenho, por todas as bendições recebidas e por sua presença em todos os meus dias.

Ao meu orientador, professor Tácio Mauro Pereira de Campos, pela oportunidade, paciência, pelos conhecimentos transmitidos e orientação recebida ao longo da realização deste trabalho.

Ao professor Franklin Antunes, obrigada pela orientação e por todos os ensinamentos. Aos professores do Departamento de Engenharia Civil da PUC-Rio, pelos ensinamentos transmitidos.

Ao Engenheiro William, por ajudar na execução dos ensaios de resistência, e aos demais funcionários do laboratório de Geotecnia e Meio Ambiente da PUC-Rio: Amaury e Josué, por estarem disponíveis sempre que precisei.

Àos funcionarios da Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro Rita, Lenilson e Fátima por me ajudarem sempre que foi necessário.

A minha família, que incessantemente ampara minhas dificultades. Em especial a minha tia Rosa, pelo inesgotável apoio e carinho.

Aos professores Carmen Ortiz Salas e Jorge E. Alva Hurtado, por ter me incentivado a iniciar o curso de Mestrado na PUC-Rio.

Ao grande amigo Ivan Benites, mais uma vez incansável no apoio, na colaboração e no carinho. Ao amigo Julio Bizarreta e a Taíse de Carvalho pelos conselhos. Àos meus amigos: Alejandra, Anapaula, Anita, Claudia, Fernando, Gerardo, Igor, Liliana, Marlene e Roxana que estiveram do meu lado não só nos momentos bons, mas durante toda a execução deste trabalho, pelo incentivo, amizade e ajuda. A todos os amigos que fiz durante o mestrado, pelos momentos de descontração. Aos amigos que estão distante, mais nem por isso menos amados ou esquecidos.

À Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro pela oportunidade de fazer o mestrado. Ao CNPq e à FAPERJ pelo apoio financeiro.

Aos componentes da banca, pelas sugestões e críticas construtivas feitas a este trabalho.

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Resumo

Hurtado Espinoza, Liset; Campos, Tácio Mauro Pereira de (orientador) Avaliação do Potencial de Liquefação de Solos Coluvionares do Rio de Janeiro. Rio de Janeiro, 2010. 146 p. Dissertação de Mestrado - Departamento de Engenharia Civil, Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro.

O fenômeno de liquefação está diretamente relacionado a uma diminuição

acentuada da resistência não drenada em materiais saturados, induzida por uma

redução significativa das tensões efetivas, em decorrência do desenvolvimento de

elevadas poropressões. O mecanismo, em muitos casos, é associado a eventos

sísmicos. Em regiões assísmicas, como no Rio de Janeiro, corridas de detritos

deflagradas por chuvas intensas podem envolver este fenômeno, agora associado a

carregamentos estáticos. Para a investigação da susceptibilidade à liquefação de

solos coluvionares do Rio de Janeiro, foram coletadas amostras indeformadas de

dois locais: Campo Experimental da PUC-Rio e bacia do rio Quitite. Na primeira

fase do programa experimental desenvolvido foram realizados ensaios de

caracterização física, química e mineralógica dos dois materiais. Após a

caracterização, passou-se ao estudo da compressibilidade dos solos, através da

realização de ensaios de velocidade de deslocamento constante (CRD) em corpos

de prova indeformados, obtendo-se a tendência da linha virgem. Em seguida

estudou-se o comportamento tensão-deformação e a resistência dos materiais com

a execução de ensaios triaxiais de compressão, adensados isotropicamente e

cisalhados na condição não drenada, com medida de poro-pressões à meia altura e

na base dos corpos de prova. A influência da velocidade de cisalhamento foi

analisada nesta fase das investigações. Com as análises dos resultados e

entendimento do comportamento tensão-deformação destes materiais em

condições de laboratório, concluiu-se que os mesmos não são susceptíveis à

liquefação.

Palavras – chave:

Resistência ao Cisalhamento, Solo Coluvionar, Poro-Pressões, Velocidade

de Deslocamento

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Abstract

Hurtado Espinoza, Liset; de Campos, Tácio Mauro Pereira (advisor) Evaluation of the Liquefaction Potential of Colluvionar Soils from Rio de Janeiro. Rio de Janeiro, 2010. 146 p. M.Sc. Dissertation - Departamento de Engenharia Civil, Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro.

The liquefaction phenomenon is directly related to a remarkable decrease

of undrained strength of saturated materials, induced by significant reduction of

effective stress due to high pore-pressures development. In most of the cases, the

mechanism is associated to seismic events. In non seismic areas, like Rio de

Janeiro, debris flow triggered by heavy rainfalls may involve this phenomenon,

now associated to static loading. For an investigation of liquefaction susceptibility

of colluvium soils from Rio de Janeiro, undisturbed samples were collected from

two sites: Campo Experimental of PUC-Rio and the basin of the Quitite river. In

the first phase of this developed experimental program, physical characterization,

chemical and mineralogical tests were performed. After characterization, soil

compressibility was evaluated through constant rate of deformation tests (CRD)

performed in undisturbed samples, resulting in definition of virgin line tendencies.

Following that, the stress-strain behavior and strength were studied using triaxial

compression tests, isotropically consolidated and sheared in undrained condition,

with pore-pressure measured both at the middle and at the base of the samples.

The shear rate influence was analyzed in this investigation phase. Based on the

analysis of the obtained results and the understanding of the stress-strain behavior

of the studied materials under laboratory condition, it was concluded that they are

not susceptible to liquefaction.

Keywords:

Shearing strength; colluvium soil; pore-pressures; shearing rate.

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Sumário

1. Introdução 21

1.1. Motivação e objetivos 21

1.2. Estrutura da dissertação 23

2. Revisão Bibliográfica 24

2.1. Colúvios 24

2.1.1. Definição de Colúvios 24

2.1.2. Formação dos Colúvios 25

2.1.3. Instabilidade de Colúvios 28

2.2. Liquefação 29

2.2.1. Critério de Composição de Matéria 30

2.2.2. Tipos de Resposta durante o Carregamento Não Drenado 33

2.2.3. Estado Crítico 35

3. Características da Área de Estudo 40

3.1. Campo Experimental II PUC-Rio 40

3.1.1. Geologia e Geomorfologia 41

3.1.2. Aspectos Climáticos 43

3.1.3. Amostragem do Solo 43

3.2. Bacias do Quitite e Papagaio 45

3.2.1. Geologia e Geomorfologia 49

3.2.2. Aspectos Climáticos 52

3.2.3. Amostragem do Solo 53

4. Ensaios Realizados e Metodologias Empregadas 55

4.1. Ensaios de Caracterização 55

4.1.1. Granulometria 57

4.1.2. Limites de Atterberg 57

4.1.3. Densidade dos Grãos (Gs) 57

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4.2. Caracterização Química 58

4.3. Caracterização Mineralógica 58

4.3.1. Difração por raios-X (DRX) 58

4.4. Ensaios Triaxiais 59

4.4.1. Equipamentos Utilizados 61

4.4.1.1. Prensa Triaxial 61

4.4.1.2. Sistema de Aquisição de pressão 63

4.4.1.3. Transdutores de Força, de Deslocamento e de Pressão 64

4.4.1.4. Medidores de Volume 64

4.4.1.5. Minitransdutor de Poro-Pressão no meio do Corpo de Prova 65

4.4.1.6. Acessórios: Membrana de Látex, Papel Filtro e Pedras Porosas 67

4.4.2. Procedimentos Adotados nos Ensaios 67

4.4.2.1. Confecção dos Corpos de Prova 67

4.4.2.2. Saturação das Linhas do Equipamento Triaxial 68

4.4.2.3. Montagem do Ensaio 68

4.4.2.4. Saturação dos Corpos de Prova 70

4.4.2.5. Adensamento 71

4.4.2.6. Fase de Cisalhamento 73

4.5. Ensaios de Adensamento com Deslocamento Controlado: CRD 75

4.5.1. Equipamentos Utilizados 76

4.5.2. Procedimento Adotado 77

4.5.2.1. Confecção dos Corpos de Prova 77

4.5.2.2. Saturação dos Corpos de Prova: Capilaridade e Sucção 78

4.5.2.3. Montagem do Ensaio 78

5. Caracterização dos Solos 81

5.1. Determinação de Propriedades do Solo 81

5.2. Apresentação e Análise dos Resultados 81 5.2.1. Caracterização Física 81

5.2.1.1. Indices Físicos 81

5.2.1.2. Análise Granulométrica 82

5.2.1.3. Limites de Atterberg 83

5.2.1.4. Classificação dos Solos 83

5.2.2. Característica Mineralógica 84

5.3. Caracterização Química 86

5.3.1. pH e Condutividade Elétrica 86

5.3.2. Capacidade de Troca Catiônica (CTC) 87

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6. Analise de Resultados e Discussão de Ensaios Mecânicos 88

6.1. Ensaios de Adensamento com Velocidade de Deslocamento Controlado 88

6.1.1. Apresentação e Análise dos Resultados 86

6.2. Ensaios Triaxiais de Deformação Controlada 93

6.2.1. Apresentação e Análise dos Resultados 95

6.2.2. Influência da Velocidade nos Ensaios Triaxiais 97

6.2.2.1. Dados na Ruptura 115

6.2.2.2. Módulos de Deformação 121

6.3. Avaliação do Potencial de Liquefação 123

6.3.1. Comportamento σ vs . 124

6.3.1.1.Definição de Mudança de Estrutura (Colapso) 124

6.3.1.2. Definição de Mudança de Fase 126

6.3.1.3. Resumo de Parâmetros Obtidos 128

6.4. Trajetória de Tensões 129

6.5. Avaliação de Liquefação de Acordo com Sandroni & de Campos (1991) 135

7. Conclusões e Sugestões 136

7.1. Conclusões 136

7.1.1. Caracterização Física, Química e Mineralógica 136

7.1.2. Adensamento com Velocidade Controlada 136

7.1.3. Ensaios Triaxiais de Deformação Controlada 137

7.1.4. Liquefação 137

7.2. Sugestões 138

Referências Bibliográficas 140

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Lista de figuras

Figura 1.1: Parte da bacia do rio Quitite, onde podemos observar diversos

escorregamentos próximos ao divisor de drenagem e na parte inferior a corrida

de detritos (Fonte: Fernandes e Amaral, 1996). 22

Figura 2.1: Ilustração do processo de formação de um colúvio (Deere & Patton,

1971). 26

Figura 2.2: Faixas granulométricas (Tsuchida, 1970) 31

Figura 2.3: Indice de plasticidade, Ishihara e Koseki,(1989). 32

Figura 2.4: Respostas típicas de uma areia durante o carregamento não drenado

(modificado de Sriskandakumar, 2004). 33

Figura 2.5: Comportamento de areias fofas e compactas durante o cisalhamento

(modificado de Universidade de Washington, 2008) 35

Figura 2.6: Linha do índice de vazios crítico. 36

Figura 2.7: Estado permanente de deformação obtido de ensaios não drenados

(modificado de Poulos et al., 1985) 38

Figura 3.1: Localização do Campo Experimental II, PUC-Rio (Soares, 2005). 40

Figura 3.2: Perfil morfológico do local de estudo (Daylac, 1994). 42

Figura 3.3: Perfil do local de estudo. 44

Figura 3.4: Mapa de localização da área de estudo. A porção em vermelho no

interior do retângulo representa as bacias dos rios Quitite e Papagaio.. 45

Figura 3.5: Fotografia aérea mostrando a localização da área de estudo

delimitada em vermelho (A), e representação tridimensional das bacias dos rios

Quitite e Papagaio (B).. 47

Figura 3.6: Localização dos estragos causados pelos vários deslizamentos

ocorridos após intensas chuvas em Fevereiro de 1996 ao longo das bacias dos

rios Quitite e Papagaio em que podemos observar o os blocos movimentados na

bacia do rio Quitite (A e B), na bacia do rio Papagaio (F) e finalmente os

depósitos de blocos e lamas na região de baixada atingindo condomínios de alto

padrão (C, D e E). 48

Figura 3.7: Mapa geológico da bacia do rio Quitite, onde podemos observar a

predominância do Gnaisse Archer na área (em verde). Esta predominância

continua também na bacia do rio Papagaio, apesar de não ser mostrado na

figura, conforme o relatório da GEORIO (1996). 51

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Figura 3.8: Localização dos perfis transversais na área de estudo e seus gráficos

correspondentes em que, podemos verificar a simetria das duas bacias no perfil

A-A’. Entretanto, nos perfis da média e baixa encosta verifica-se que a bacia do

Papagaio deixa de ser simétrica, conforme mostra os perfis B-B’ e CC’. 52

Figura 3.9: Perfil do solo aonde foi tirado o bloco, apresentou-se uma casca que

cobria o solo coluvial (A), moldagem do bloco de medidas 40 x 40 x 40 cm (B),

bloco indeformado (C). 54

Figura 4.1: Prensa Triaxial de Deformação Controlada - Wykeham Farrance

WF100072. 61

Figura 4.2: Cámara Triaxial.. 62

Figura 4.3: Sistema de Aquisição de Dados Orion. 63

Figura 4.4: Transdutor (a) e Câmara de acrílico para Saturação do

Transdutor (b). 66

Figura 4.5: Moldagem do corpo de prova na prensa (a), amostrador utilizado na

confecção dos corpos de prova (b). 68

Figura 4.6: Montagem do corpo de prova (a), Montagem final com o

minitransdutor e o látex liquido seco ao redor da borracha (b). 70

Figura 4.7: Exemplo da equalização das poropressões na base e no meio do

corpo de prova, após de 24 horas de adensamento. 72

Figura 4.8: Exemplo de gráfico utilizado no cálculo de t100 (ensaio triaxial CIU

com σ’c igual a 200kPa). 72

Figura 4.9: Amostrador contendo o solo após de ser submetido a sucção e

capilaridade para saturar-lo. 79

Figura 4.10: Equipamento de ensaio de adensamento CRD (a), corpo de prova

colocado no anel (b). 79

Figura 5.1: Curvas Granulométricas. 82

Figura 5.2: Difratograma do Solo do Campo Experimental. 85

Figura 5.3: Difratograma do Solo do Quitite. 85

Figura 6.1: Variação do índice de vazios com a tensão efetiva das amostras CE

E-1 e CE E-2. 90

Figura 6.2: Variação do índice de vazios com a tensão efetiva das amostras QUI

E-3, QUI E-4 e QUI E-5. 91

Figura 6.3: Relação entre: σv’o – Wf (%) e Linha Virgem dos ensaios CRD no

Solo do Campo Experimental. 98

Figura 6.4: Corpos de provas com σc'=20 kPa após os ensaios no solo do

Campo Experimental. 99

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Figura 6.5: Curvas (a) σd x a, (b) u (base) x a e (c) u (meio) x a para

σ'c=20 kPa no solo do Campo Experimental. 101

Figura 6.6: Curvas (a) d x a, (b) u (base) xa e (c) u (meio) x a para 'c=70

kPa no solo do Campo Experimental. 103

Figura 6.7: Corpos de provas com c'=70 kPa após os ensaios no solo do




Figura 6.9: Curvas (a) d x a, (b) u (base) x a e (c) u (meio) x a para

'c=200 kPa no solo do Campo Experimental. 106

Figura 6.10: Relação entre: p’o – Wf (%) e Linha Virgem dos ensaios CRD no

Solo do Quitite. 108

Figura 6.11: Corpos de provas com c'=20 kPa após os ensaios no solo de

Quitite. 109


'c=20 kPa no solo do Quitite. 110


Quitite. 111




Quitite. 113



Figura 6.17: Relação de Su e velocidade no solo do Campo Experimental. 117

Figura 6.18: Relação de Su e velocidade no solo do Quitite. 118

Figura 6.19: Diagrama p’-q dos estados críticos, a) Campo Experimental e b)

Quitite. 120

Figura 6.20: Relação do Modulo Es50% e da Velocidade de Cisalhamento a)

Campo Experimental e b) Quitite. 122

Figura 6.21: L Relação do Modulo Es50% e da Velocidade de Cisalhamento para

os Solos do Campo Experimental e Quitite. 123

Figura 6.22: Envoltórias de Mudança de estrutura para ensaios lentos (a) e

rápidos (b) no solo do Campo Experimental. 125

Figura 6.23: Envoltórias de Mudança de estrutura para ensaios lentos (a) e

rápidos (b) no solo do Quitite. 126

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Figura 6.24: Envoltórias de Mudança de Fase para ensaios lentos (a) e rápidos

(b) do solo do Campo Exprimental. 127

Figura 6.25: Envoltórias de Mudança de Fase para ensaios lentos (a) e rápidos

(b) no solo do Quitite. 128

Figura 6.26: Envoltórias de Mudança de Fase para ensaios lentos para os solos

do Campo Experimental. 130

Figura 6.27: Envoltórias de Mudança de Fase para ensaios rápidos para os solos

do Campo Experimental. 130

Figura 6.28: Envoltórias para ensaios lentos no solo de Quitite. 131

Figura 6.29: Envoltórias para ensaios rápidos no solo de Quitite. 131

Figura 6.30: Envoltórias das Fases de Liquefação para o solo do Campo

Experimental. 132

Figura 6.31: Envoltórias das Fases de Liquefação para o solo do Quitite. 133

Figura 6.32: Envoltórias das Fases de Liquefação para os solos do Campo

Experimental e Quitite. 134

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Lista de tabelas

Tabela 3.1 – Resumo de Blocos Extraídos 44

Tabela 3.2 – Parâmetros do colúvio das encostas das bacias do Quitite e

Papagaio 49

Tabela 3.3 – Quantidade de chuva ocorrida nos dias 13 e 14/02/96

Tabela 4.1 – Tabela resumo das velocidades de cisalhamento utilizadas na

pesquisa 74

Tabela 5.1 – Índices físicos dos solos coluvionares 81

Tabela 5.2 – Resumo da Ánalise Granulometrica 82

Tabela 5.3 – Resumo dos Límites de Atterberg e da Actividade do Solo 83

Tabela 5.4 – Classificação SUCS do solo 84

Tabela 5.5 – Ensaios de difração por raios-X realizados 84

Tabela 5.6 – Valores de pH e condutividade elétrica 85

Tabela 5.7 – Valores de CTC e SB 87

Tabela 6.1 – Características iniciais dos corpos de prova do ensaio CRD

89

Tabela 6.2 – Linhas de Compressão virgem 92

Tabela 6.3 – Parâmetros do ensaio de adensamento 92

Tabela 6.4 – Coeficiente de condutividade hidráulica e coeficiente de

adensamentos dos corpos de prova dos ensaios CRD 93

Tabela 6.5 – Resumo dos Ensaios Triaxiais 94

Tabela 6.6 – Características dos corpos de prova nos Ensaios Triaxiais CIU

96

Tabela 6.7 – Teor de Umidade final x tensão efetiva de adensamento 98

Tabela 6.8 –Teor de Umidade final x tensão efetiva de adensamento - Quitite

107

Tabela 6.9 – Dados Máximos e Normalizados na Ruptura 116

Tabela 6.10 – Valores obtidos no estado crítico 119

Tabela 6.11 – Módulos de Deformação Secante (E50%) 121

Tabela 6.12 – Parâmetros de Resistência 129

Tabela 6.13 – Avaliação de liquefação de acordo com Sandroni & de Campos

(1991) 135

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Lista de Abreviaturas

ABNT Asociação Brasileira de Normas Técnicas

ASTM American Society for Testing and Materials

B Parâmetro de Skempton;

BS Norma Britanica (British Standard)

CE Condutividade Elétrica

CH Argila de Alta Plasticidade

CID Ensaio Triaxial consolidado drenado

CIU Ensaio Triaxial consolidado não drenado

CRD Ensaio de Adensamento de Deslocamnto Constante

CRS Ensaio de Adensamento de Deformação Constante

CTC Capacidade de Troca Catónica

CO Coluvio

DCMM Departamento de Ciência dos Materiais e Metalurgia

DRX Difração por Raios X

EC Estado Crítico

Ia Índice de Atividade

IP Indice de Plasticidade

LL Limite de Liquidez

LP Limite de Plasticidade

LSCDT Extensômetro

MF Mudança de Fase

MH Silte de Alta Plasticidade

MVV Medidor de Variação de Volume

NBR Norma Brasileira

PVC Policloreto de Vinila

SR Solo Residual

SRJ Solo Residual jovem

SUCS Sistema Unificado de Classificação de Solos

TEC Teoria do Estado Crítico

UU Ensaio Triaxial não consolidado não drenado

VDC Voltio de Corrente contínua

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Lista de Símbolos

c’ coesão efetiva

Cc Coeficiente de contração do adensamento primário

Cr Coeficiente de expansão do adensamento primário

Cs Coeficiente de expansão do adensamento secundario

Cα Coeficiente de adensamento Secundario

Cv Coeficiente de adensamento

d Distância interplanar

e Relação de vazios

eo Índice de vazios inicial

ec Índice de vazios inicial para amostra de areia compacta

ecri Índice de vazios crítico;

ef Índice de vazios inicial para amostra de areia fofa

Es50% Modulo de Deformão secante para 50% da tensão desviadora

F Coeficiente que depende das condições de drenagem e do tipo de

ensaio triaxial;

Gs Densidade dos grãos;

ki Relação molecular Silica-Alumina

kr Relação molecular Silica-Sesquióxidos

k Coeficiente de permeabilidade

L Altura do corpo de prova;

Lo Altura do corpo de prova inicial;

n Porosidade;

pH Potencial hidrogênio;

p’ (σ’vo + σ’ho)/2

p’o (σ’vo + σ’ho)/2

q (σ’v - σ’h)/2

S Stauração

t Tempo

tr Tempo mínimo de ruptura

t100 Tempo para o qual ocoreu o 100% do adensamento

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tf Tempo final

Vmax Velocidade máxima de cisalhamento

Wo Umidade inicial

Wf Umidade final

W Umidade no Ensaio CRD

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Gregos

α Ângulo de atrito no diagrama p’-q;

αs Ângulo de atrito de estado permanente no diagrama p’-q;

Δu Incremento de poropressão

Δσc Acréssimo de tensão confinante aplicado

ΔV Variação de volume

Δh Variação de altura

Δtp-s Diferença de chegada entre as onda P e S

ε Deformação

εer Deformação axial estimada na ruptura

εa Deformação axial

cv Ângulo de atrito de volume constante

pt Ângulo de atrito mobilizado na transfonormacao de fase

s Ângulo de atrito de estado permanente

Ângulo de atrito no diagrama de Mohr-Coloumb

γ Peso específico

γd Peso específico seco

γnat Peso específico natural

γs Peso específico dos grãos

γt Peso específico total

λ Comprimento de onda dos raios X incidentes

ub Poropressão na base do corpo de prova no Ensaio Triaxial

σ’3c Tensão confinante efetiva

σ’1 Tensão principal maior efetiva

σ’3, σ’2 Tensões principais intermediarias efetivas

σ’c Pressão confinante

σ’d Tensão desviadora

σ1 Tensão principal maior

σ2, σ3 Tensões principais intermediarias

σ’3o Tensão primcipal menor efetiva

σ’vm Tensão de pré-adensamento

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σ’vo Tensão efetiva no adensamento

θ Ângulo de difração

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1. Introdução

1.1.

Motivação e Objetivos

Em muitos países, extensos depósitos de colúvios existem em conjunção

com materiais residuais, particularmente como leques coluviais nos pés dos

taludes. Costa & Baker (1981) reportaram estimativas de que colúvios cobrem

cerca de 95 % da superfície de solo em área de clima úmido temperado e de 85%

a 90% da superfície de área de clima semiárido montanhoso. No Brasil, cerca de

70% do território é recoberto por depósitos de colúvios quaternários permeáveis

assentes sobre paleosuperfícies de erosão (Penteado, 1978).

Os depósitos coluviais, em função da sua posição geográfica (fundo de

vales e pés de taludes), sofrem com freqüência cortes para abertura de vias de

transporte (Turner, 1996) o que pode levar a problemas de instabilidade. No

Brasil, as instabilidades envolvendo colúvios são, provavelmente, mais

recorrentes do que se tem visto na literatura, já que o clima brasileiro favorece o

intemperismo e, por conseqüência, o surgimento de espessos mantos residuais

que, ao se movimentarem, resultam em numerosas áreas com depósitos de

colúvios (Costa Nunes et al., 1979).

As últimas grandes chuvas, ocorridas em Fevereiro de 1996, foram

responsáveis por centenas de deslizamentos ao longo dos maciços existentes na

zona urbana da cidade, e muitos desses não se encontravam em zonas susceptíveis

à ocorrência de deslizamentos nos mapas de predição. Dentre as diversas áreas

onde ocorreram movimentos de massa, destacam-se as bacias dos rios Quitite e

Papagaio, localizadas na vertente Oeste do Maciço da Tijuca no bairro de

Jacarepaguá, onde ocorreram diversos deslizamentos, tendo conseqüências

catastróficas ocasionadas principalmente pelas corridas de detritos (Figura 1.1).

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Figura 1.1 – Parte da bacia do rio Quitite, onde podemos observar diversos

escorregamentos próximos ao divisor de drenagem e na parte inferior a corrida de

detritos (Fonte: Fernandes e Amaral, 1996).

A avaliação da segurança de estruturas de terra apoiadas sobre materiais

com comportamento tensão-deformação do tipo “strain-softening”, que é o caso

dos solos susceptíveis à liquefação, depende da definição da apropriada resistência

ao cisalhamento destes materiais. As dificuldades na definição desta resistência

estão relacionadas à grande tendência de contração apresentada por estes materiais

durante o cisalhamento, com a consequente geração de poropressões quando a

drenagem é impedida.

Os coluvios escolhidos foram: um solo maduro, argiloso e coluvionar que se

localiza na encosta da PUC-Rio e um solo coluvionar, que foi retirado da bacia do

rio de Quitite, localizada no bairro de Jacarepaguá.

O objetivo desta dissertação é a avaliação do potecial de liquefação

estática, com um destaque especial à ocorrência deste fenômeno associada aos

solos coluviais.

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23

Na pesquisa foi avaliado também a influência da velocidade ao

cisalhamento em ensaios triaxiais de compressão em solos coluviais saturados,

com ênfase na medição da poro-pressão na metade do corpo de prova.

1.2.

Estrutura da dissertação

Este trabalho está estruturado em sete capítulos, incluindo essa introdução

como capítulo 1 e referências bibliográficas.

O capítulo 2 apresenta a revisão bibliográfica que aborda os conceitos

fundamentais da liquefação dos solos, com um enfoque especial na liquefação

estática. Procurou-se revisar a bibliografia internacional e nacional da formação e

do comportamento de solos coluvionares. Além dos itens citados encontra-se

também apresentada no capítulo 2 uma revisão da literatura que abrange os

conceitos fundamentais da Teoria do Estado Crítico.

No Capítulo 3, se faz uma descrição da área de onde foram coletadas as

amostras de solo, além de algumas observações sobre a localização, clima,

geologia e a geomorfologia.

O capítulo 4 apresenta os materiais e métodos utilizados no

desenvolvimento da dissertação.

Constam no capítulo 5 as características físicas, químicas e mineralógicas

dos solos estudados, do campo experimental II da PUC-Rio e da Bacia de Quitite.

No Capítulo 6, são apresentados e analisados todos os resultados dos

ensaios de resistência, bem como o dos ensaios de adensamento de velocidade

controlada (CRD) nos solos coluviais, e as metodologias empregadas para a

avaliação do potencial de liquefação.

O Capítulo 7 reúne as considerações finais e conclusões obtidas a partir das

análises realizadas nesta dissertação, que representam a síntese do conhecimento

adquirido durante a realização do trabalho. Adicionalmente, são apresentadas

algumas sugestões para desenvolvimento de pesquisas futuras. Ao final do

trabalho são apresentadas as referências bibliográficas consultadas e citadas

durante todo o texto.

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2. Revisão Bibliográfica

Este capítulo encontra-se estruturado em quatro itens principais. O

primeiro tem como principal enfoque os colúvios. O segundo aborda a liquefação

como fenômeno gerador de escorregamentos em encostas. O terceiro item

apresenta uma breve abordagem sobre as respostas durante o carregamento não

drenado e a Teoria do Estado Crítico (TEC), a qual é considerada a ferramenta

mais aceita na análise do comportamento geotécnico de solos.

2.1.

Coluvios

2.1.1.

Definição de Coluvios

De acordo com Silva et al. (2002), as áreas relacionadas ao estudo direto

ou indireto do solo, como a geotecnia, geologia, geomorfologia e pedologia, não

apresentam consenso sobre o uso dos termos colúvio ou solo coluvionar. As

definições encontradas na bibliografia referem-se sempre a colúvios ou solos

coluvionares. Ainda segundo os autores, durante a classificação dos colúvios,

muitas vezes há dificuldade na diferenciação entre estes e os solos residuais

maduros. Em uma encosta, pode-se inclusive ter várias camadas de colúvios, com

diferentes idades (Fonseca et al., 2002).

Nogami (1985) afirma que a ocorrência comum de linhas de seixo entre

colúvios indica que os mesmos são mais freqüentes do que se pensa. Fonseca

(2002) ressalta que em uma encosta pode-se ter várias camadas de colúvio, cada

uma com idade diferente. Segundo o autor, nem sempre os colúvios mais

profundos são os mais antigos, pois a massa coluvionar pode, por sua vez, sofrer

escorregamentos posteriores, que alteram a ordem de deposição.

No Brasil, a definição de colúvio mais referenciada é a de Lacerda &

Sandroni (1985) que consideram colúvio um depósito composto por blocos e/ou

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25

grãos de qualquer dimensão, transportados por gravidade e acumulados no sopé

ou à pequena distância de taludes mais íngremes ou escarpas rochosas. Lacerda

(2002) considera que o termo colúvio abrange os tálus, as massas escorregadas, os

detritos de avalanches e, ainda, os produtos de erosões causadas pelo fluxo

superficial da água de chuva (sheet wash) depositado em taludes, também

conhecido como alúvios. Porém, o termo alúvio melhor se aplica ao solo

transportado por água e depositado em corpos hídricos, que apresenta seleção

durante a deposição em função da velocidade de transporte.

O termo colúvio é utilizado para denominar o material resultante de

movimentos de massa ocorrentes em encostas (vertentes), porém também se

aplica a escorregamentos em taludes de rios, de aterros, de mineração e de

barragens, e engloba uma gama de materiais (naturais ou não) de várias origens.

Em resumo, toda a massa de solo que sofre transporte, principalmente por

gravidade, pode ser denominada de colúvio e não há nomenclatura específica. Na

literatura geotécnica, a única tentativa verificada é a separação do tálus de todas as

outras formas de colúvio, em decorrência de sua composição mais grosseira

(Vargas, 1981; Lacerda & Sandroni, 1985; Wolle, 1988; Rodrigues, 1992; Vaz,

1996; Salamuni et al., 1999).

Mais recentemente, Lacerda (2004) propôs a diferenciação de colúvios em

duas classes: (a) colúvio desestruturado, resultante da deposição de material que é

quebrado ou desintegrado e (b) colúvio resultante da formação de uma superfície

de deslizamento no solo residual, apenas discernível através de inclinômetros.

Esta proposta considera e enfatiza os movimentos lentos (rastejos) em

profundidade que podem ocorrer em solo residual, formando colúvios que se

deslocam como um corpo único contínuo.

2.1.2.

Formação dos Coluvios

Os colúvios ou solos coluvionares podem se originar em encostas de

formações geológicas diversas, em diferentes locais do Brasil, especialmente nas

regiões sul e sudeste do país, pois as encostas destes locais estão geralmente

sujeitas à ação intensa do intemperismo. Costa & Baker, (1981) apud Turner

(1996), estimam que os colúvios cobrem mais de 95% da superfície de regiões

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26

tropicais úmidas, e entre 85 e 91% das regiões montanhosas semi-áridas. Já no

Brasil, cerca de 70% das regiões são cobertas por colúvios (Lacerda & Sandroni,

1985).

Segundo Deere & Patton (1971), a formação do solo coluvionar está

associada com seu modo de ruptura. O movimento lento, quase contínuo, da

massa deste solo ao longo da encosta é substituído pelo movimento mais

acelerado após períodos de chuvas intensas e tende a acelerar, quando a infiltração

de água no interior desses taludes causa aumentos significativos de poro-pressão.

Esses movimentos são responsáveis pela acomodação das camadas de solo

coluvionar na encosta; entretanto, quando é rompido o equilíbrio, o movimento

rápido constitui o modo de ruptura do talude. Segundo Schilling (1993) o

processo de formação dos colúvios tem ação intensa das águas superficiais e

subterrâneas que escoam ao longo da encosta e contribuem para a ocorrência da

erosão e dos escorregamentos. A Figura 2.1, proposta por Deere & Patton (1971),

ilustra o processo de formação desse tipo de solo, por vários escorregamentos que

se sucederam ao longo do tempo. Devido a este fato, Turner (1996) comenta que

um colúvio com espessura uniforme é de difícil ocorrência.

Figura 2.1: Ilustração do processo de formação de um colúvio (Deere & Patton, 1971)

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27

Deere & Patton (1971) afirmam em seu trabalho que a origem de muitos

solos coluvionares parece ser ocasionada por rupturas de massas de solo que

ocorreram em cotas elevadas de um talude. Por isso, o conceito de solos

coluvionares abrange escorregamento de solo e fragmentos de rocha, assim como

depósitos pluviais de um talude. Segundo os autores, os perfis típicos de solos

coluvionares podem ser resumidos em dois casos: (a) camada simples de solo

coluvionar; (b) uma série de camadas de solos coluvionares. Taludes com camada

única sobre um perfil normal de intemperismo são frequentemente encontrados a

jusante de taludes íngremes e em encostas acima de uma topografia costeira

afogada. Múltiplas camadas de colúvio são conseqüência de sucessivas

ocorrências de corridas de detritos (debris flow) sendo que, com o tempo, há a

dissecação e a consolidação das camadas inferiores pelo peso das camadas que se

acumulam na parte superior. Essas camadas estão geralmente sobre um perfil de

intemperismo natural, o que ocasiona o clássico exemplo de aqüífero artesiano

inclinado na base do talude.

Segundo Deere & Patton (1971), quando o colúvio é formado por

sucessivas ocorrências de corridas de detritos, o topo de cada camada de colúvio

fica retrabalhado e zonas mais permeáveis se desenvolvem nessas posições ou

dentro de uma camada individual. O tamanho das partículas dos materiais e a

condutividade hidráulica do colúvio tendem a diminuir à medida que se desce a

encosta. As camadas superiores do colúvio não são somente mais permeáveis para

o fluxo horizontal, mas também são muito permeáveis na direção vertical, a qual

permite uma rápida infiltração do escoamento superficial. Os autores afirmam que

a camada de solo coluvionar é freqüentemente mais permeável do que os

horizontes A e B do solo residual quase sempre existente abaixo. Portanto, é

comum se encontrar nessa camada níveis de água elevados e isolados. Esta água

ajuda a reduzir a resistência ao cisalhamento dos materiais das camadas inferiores

e a formação de percolações adversas no solo coluvionar.

Nogami (1985) salienta que muitos solos tropicais são produtos diretos do

intemperismo químico da rocha in situ (solos residuais), mas podem também ser

originados do intemperismo químico de solos transportados, incluindo solos

coluvionares. Solos tropicais formados por intemperismo de rochas sedimentares

consistem usualmente de misturas de argilo-minerais de forma lamelar,

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28

particularmente caulinita e montmorilonita, e de partículas granulares grosseiras

não degradáveis, principalmente quartzo.

2.1.3.

Instabilidades de colúvios

Quando comparadas às instabilidades em taludes naturais ocorridas em

outras regiões, como na Califórnia, nos EUA (Lee et al., 1988 apud Junaideen,

2005 e Fleming et al., 1989), na Itália (Campus et al. 2001 apud Junaideen, 2005)

e Japão (Wang et al., 2002) não são encontradas características únicas. Pode-se

notar nestas ocorrências que, quase sempre, as instabilidades de taludes se deram

em profundidades rasas de colúvios ou solos residuais, durante ou após chuvas

torrenciais. É importante salientar que em solos naturais soltos (colúvios), durante

elevação de poro-pressão, pode ocorrer liquefação do solo, com a consequente

ocorrência de corridas de detritos (Sassa, 1989; Fleming et al., 1989). O

mecanismo de ruptura desses movimentos está intimamente associado ao

comportamento mecânico dos solos e ao fluxo de água sub-superficial que se

estabelece nos mesmos.

Em taludes que apresentam depósitos de solos coluvionares podem ocorrer

diversas formas de instabilidades, como rastejo (creep), escorregamento

translacional do tipo talude infinito, escorregamento rotacional, corridas de

detritos ou várias formas associadas, dependendo da geometria dos colúvios.

Vários autores notaram em seus trabalhos que o início e o tipo do movimento de

colúvios estão relacionados à sua espessura (Ellen & Fleming, 1987; Fleming &

Johnson, 1994). Segundo esses autores, colúvios espessos usualmente estão

associados a escorregamentos rotacionais lentos, que dificilmente se liquefazem

ou se desagregam. Já taludes instáveis de colúvios rasos apresentam inicialmente

um escorregamento translacional, seguido por desagregação e fluidez (corridas de

detritos).

Lacerda & Sandroni (1985) descrevem que o movimento de massas

coluvionares inicia com um escoamento, para na sequência passar a uma situação

de escorregamento translacional com zona de escoamento, para então se

caracterizar francamente como escorregamento translacional. Em planta, os

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29

escorregamentos se apresentam semelhantes a um fluído viscoso, com

deslocamentos maiores na porção central da massa.

De acordo com Lacerda (2002 e 2004), a instabilização ou o aumento dos

movimentos de fluência de taludes coluvionares pode ocorrer de acordo com as

situações: (a) espontaneamente com lençol permanentemente elevado devido à

precipitação contínua – nesse caso as velocidades de fluência aumentam, mas não

há ruptura súbita, pois o solo se deforma plasticamente; (b) escavações, mesmo de

pequena altura, feitas no pé do talude; (c) carregamento na crista do talude; e (d)

por choque (Avelar, 1996 apud Lacerda, 2002) ou carregamento súbito devido a

novo escorregamento a montante.

Segundo Rodrigues (1992), os rastejos de massas coluvionares são

essencialmente visco-plásticos e as velocidades de deformação são aceleradas na

época das chuvas, iniciando um processo de movimentação com velocidade não

constante. Os deslocamentos maiores ocorrem na parte mais central da massa,

sendo que a camada mais superficial tende a se deslocar com maior velocidade. A

zona superficial das massas coluvionares está sujeita a rastejo do tipo sazonal ou

periódico, enquanto a zona inferior está submetida a rastejo constante, conforme

definido por Terzaghi (1950). Na estação seca, estas massas geralmente são mais

estáveis. A movimentação dessas massas, na forma de rastejo, ocorre ao longo de

uma superfície bem nítida caracterizadapela massa coluvionar e pela superfície in

situ do terreno subjacente. Deslocam-se com velocidade não uniforme, às vezes

até mesmo apresentando saltos. Deslocam-se acompanhando a inclinação das

encostas, movidas pela ação da gravidade e acompanhando a topografia mais

favorável ao seu deslocamento, de tal forma que se podem ter inclusive direções

variáveis de deslocamento em partes diferentes de uma massa coluvionar em

processo de rastejo.

2.2.

Liquefação

A liquefação é um processo de “strain-softening” pelo qual os materiais

sofrem uma redução significativa da resistência ao cisalhamento a valores

inferiores àqueles das tensões cisalhantes existentes nos maciços, em condições

não-drenadas, ocasionando em um fluxo de massa de solo até que sejam

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30

estabilizadas as tensões cisalhantes próprias com a ação de tensões cisalhantes

externas (Castro, 1969).

No campo, a ruptura associada a este mecanismo é caracterizada por

deslocamentos rápidos de grande extensão. A massa de solo realmente flui,

espalhando-se até as tensões cisalhantes atuantes tornarem-se tão pequenas quanto

à reduzida resistência ao cisalhamento disponível. Daí surgiu o nome Ruptura em

Fluxo por Liquefação ou “Liquefaction Flow Failure”.

O fenômeno da liquefação vem sendo estudado por diversos autores,

citam-se alguns trabalhos de maior destaque começando por Terzaghi (1925),

Casagrande (1936), Bjerrum et al. (1961), Castro (1969), Casagrande (1975),

Poulos et al. (1985), Sladen et al. (1985), Robertson & Campanella (1985),

Verdugo et al. (1991), Ishihara (1993), Vaid & Sivathayalan (1995), Yamamuro

& Lade (1997), Norris et al. (1997), Bopp & Lade (1997), Tibana et al. (1997),

Toprak & Holzer (2003), Davies et al (2002), Pereira (2001) e Gomes et al.

(2002b). Uma sinopse destes trabalhos é encontrada, discutida e avaliada na

dissertação de mestrado de Pereira (2006). O presente trabalho trata brevemente

alguns termos utilizados para liquefação, os materiais e condições físicas que

promovem a ocorrência deste fenômeno e por último, alguns métodos de

avaliação do potencial de liquefação.

2.2.1.

Critério de composição de material

A liquefação é normalmente associada a depósitos granulares, pois em

solos de granulometria mais fina não se observa a perda completa das tensões

efetivas pela geração de excesso de poro pressão. Mais recentemente, os limites

dos critérios baseados na composição do material foram expandidos, tendo sido

observado que a suscetibilidade à liquefação é influênciada pela distribuição

granulométrica, forma das partículas e índice de plasticidade.

Distribuição granulométrica

Terzaghi et al., (1996) relatam a influência da distribuição granulométrica

na suscetibilidade à liquefação. Solos bem graduados são geralmente menos

suscetíveis porque o preenchimento dos vazios pelas partículas menores resulta

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31

numa menor variação volumétrica, sob condição drenada, e em menores valores

de poro pressão na condição não drenada. Evidências de campo indicam que a

maioria dos casos de ruptura por liquefação ocorre em depósitos de solo com

granulometria uniforme. Tsuchida (1970) apresentou faixas limites de distribuição

granulométricas de solos que desenvolveram ou apresentaram potencial para

desenvolver o fenômeno de liquefação. Estas faixas, apresentadas na Figura 2.2

foram obtidas após a análise da distribuição granulométrica do solo de depósitos

naturais que desenvolveram ou não liquefação.

Figura 2.2: Faixas granulométricas (Tsuchida, 1970)

Ishihara et. al. (1980) definiram uma faixa de distribuição granulométrica

de diversos resíduos siltosos não plásticos utilizados em um extenso estudo que

visava determinar o potencial de liquefação.

Indíce de Plasticidade

Vários estudos de laboratório têm demonstrado uma forte correlação entre

índice de plasticidade e aumento da resistência à liquefação do solo. Ishihara e

Koseki (1989) constataram que, o aumento do índice de plasticidade aumenta a

resistência à liquefação, indicando que as características de plasticidade são mais

influentes do que a distribuição granulométrica, no caso de solos finos (Figura

2.3).

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32

Figura 2.3: Indice de plasticidade, Ishihara e Koseki,(1989)

Polito (1999), em sua dissertação de doutorado, realizou um amplo estudo

sobre o efeito da quantidade de finos plásticos e não plásticos na resistência à

liquefação de solos, analisando estudos anteriormente realizados através de

ensaios de campo (Mogami e Kubo (1953) e Holzer et al., (1989), ensaios de

laboratório (Lee e Seed (1967a), Chang et al., (1982), Koester (1994), Ishihara

and Koseki (1989), Okusa et al., (1980), e Garga e McKay (1984). A conclusão

final da pesquisa de Polito (1999), em acordo a revisão bibliográfica realizada,

mostra que com o aumento da plasticidade aumenta a resistência à liquefação de

solos.

Forma das partículas

Reddy (2008) apresenta um amplo estudo sobre a influência da forma das

partículas e seu impacto na resistência de solos, avaliando em particular como a

forma das partículas pode igualmente influenciar a suscetibilidade à liquefação.

Reddy mostra que solos com partículas arredondadas são mais susceptíveis à

liquefação que aqueles com partículas angulares, porque a contração em solos de

grãos arredondados é devida ao rearranjo das partículas, enquanto que em solos

com grãos angulares esta se dá, parcialmente, pelo esmagamento dos grãos.

Índice Plástico

σdl⁄σo

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33

2.2.2.

Tipos de Resposta durante o Carregamento Não Drenado

Vários pesquisadores têm estudado o comportamento dos solos granulares

durante o cisalhamento não drenado (Castro, 1969; Ishihara et al., 1975; Chern,

1985; Ishihara, 1993; Sivathayalan, 1994; Vaid & Thomas, 1995; entre outros).

Na Figura 2.4 estão apresentadas 3 (três) respostas típicas destes materiais,

quando submetidos a este tipo de carregamento.

Figura 2.4: Respostas típicas de uma areia durante o carregamento não drenado

(modificado de Sriskandakumar, 2004)

No comportamento do tipo 1 (um), o material alcança a resistência ao

cisalhamento de pico e então apresenta uma queda brusca de resistência com a

deformação (“strainsoftening”) até alcançar o estado permanente, representado

pelo ponto a nas Figuras 2.4(a) e (b). Este comportamento foi denominado como

liquefação por Castro (1969), Casagrande (1975) e Seed (1979) e liquefação

verdadeira por Chern (1985). Este tipo de resposta é considerado responsável

pelas rupturas em fluxo observadas no campo (Sriskandakumar, 2004).

Na resposta do tipo 2 (dois), denominada por Castro (1969) como

liquefação limitada, o solo alcança um estado de resistência mínima, denominado

estado quase permanente (ponto b na Figura 2.4), e depois apresenta uma

tendência de dilatação com recuperação da resistência (“strain-hardening”).

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34

No comportamento do tipo 3 (três), o material apresenta um contínuo

aumento da resistência ao cisalhamento durante a deformação. O excesso de

poropressão apresentado inicialmente indica um comportamento contráctil.

Entretanto a posterior redução das poropressões sugere uma forte tendência de

dilatação.

Linha de Mudança de Fase

A linha de mudança de fase indica uma mudança na tendência de alteração

de volume das areias, de contração para dilatação. Os pontos das trajetórias de

tensões efetivas de um ensaio triaxial do tipo CIU, coincidentes com esta linha,

correspondem ao valor máximo do excesso de poropressões induzido durante o

ensaio. Alguns estudos (Chern, 1985; Negussey et al., 1988) indicam que, para

uma dada areia, o ângulo de atrito de volume constante (øcv), é coincidente com o

ângulo de atrito mobilizado na transformação de fase (øpt). (Sriskandakumar,

2004).

Conforme descrito por Stark et al. (1998), a observação crítica de vários

resultados de ensaios de laboratório indica que todas as areias, fofas ou densas,

apresentam uma tendência de contração antes de atingir a linha de mudança de

fase, independente do tipo de carregamento. Este comportamento é confirmado na

Figura 2.4 (b).

Para solos arenosos moderadamente fofos a medianamente densos, que

apresentam comportamento do tipo 2 (dois) (na Figura 2.4), o estado quase

permanente corresponde à mínima resistência ao cisalhamento disponível após o

pico de resistência, e é frequentemente obtido para deformações intermediárias.

Para estes solos, o verdadeiro estado permanente ocorre para maiores deformações

depois de uma tendência de dilatação com aumento de resistência. Tem sido

observado (Vaid & Chern, 1985; Ishihara, 1993, Vaid & Thomas, 1995 e

Yamamuro & Lade, 1998) que, para uma dada areia com comportamento do tipo

2 (dois), o ponto de estado quase permanente é correspondente ao ponto de

mudança de fase, conforme representado pelo ponto b nas Figuras 2.4(a) e (b).

Para os solos arenosos fofos, com comportamento do tipo 1 (um) (na Figura 2.4),

o estado quase permanente e o ponto de transformação de fase não existem e a

tendência de contração continua até ser alcançada a resistência mínima no estado

permanente, que ocorre para grandes deformações (Olson, 2001).

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35

2.2.3.

Estado Crítico

Em janeiro de 1936, Arthur Casagrande publicou, no Jornal da Sociedade

de Engenheiros Civis de Boston, a explicação para a tendência das areias à

mudança de volume durante o cisalhamento. Casagrande concluiu que a

diminuição de volume no caso de areias fofas e o aumento de volume no caso de

areias compactas, durante a deformação cisalhante, resultavam na mesma

“densidade crítica” ou índice de vazios crítico para o qual o solo arenoso poderia

sofrer alguma deformação sem modificação no volume. De acordo com

Casagrande, este índice de vazios crítico poderia ser obtido tanto a partir de areias

fofas como de areias compactas (Castro, 1969).

Figura 2.5: Comportamento de areias fofas e compactas durante o cisalhamento

(modificado de Universidade de Washington, 2008)

A Figura 2.5 mostra os comportamentos tensão-deformação e de mudança

de volume típicos para amostras de areia fofa e compacta, submetidas a

carregamentos drenados. Conforme observado experimentalmente por

Casagrande, o índice de vazios final para as duas amostras seria o mesmo

(Kramer, 1985).

Conforme descrito por Castro (1969), durante o ano de 1937, Casagrande

analisou resultados de ensaios de cisalhamento direto e de ensaios triaxiais

drenados, e obteve as seguintes conclusões:

O ensaio de cisalhamento direto não é adequado para a obtenção do índice

de vazios crítico, devido à limitada deformação possível e a dificuldade na

determinação dos índices de vazios inicial e durante o ensaio.

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36

Nos ensaios triaxiais drenados com amostras compactas, a variação do

índice de vazios medida não é representativa da amostra inteira, pois as

mudanças de volume ocorrem principalmente nas pequenas zonas onde a

ruptura acontece.

Durante ensaios triaxiais drenados com amostras fofas, nenhum plano de

ruptura é desenvolvido. Grandes deformações são necessárias para

alcançar o índice de vazios crítico e a condição de volume e resistência

constantes é apenas aproximadamente obtida.

Os resultados dos ensaios de compressão triaxial drenados realizados por

Castro em amostras compactas, confirmaram a observação de Casagrande, de que

nem mesmo uma estimativa aproximada poderia ser feita do índice de vazios

crítico nesta situação, pois as deformações medidas se concentravam no volume

de areia adjacente ao plano de ruptura e não seriam representativas para a amostra

inteira. Já o ensaio em areias fofas possibilitaria uma estimativa aproximada do

índice de vazios crítico e a determinação da sua relação com a tensão confinante

(Castro, 1969).

Realizando ensaios com várias tensões confinantes, Casagrande concluiu

que o índice de vazios crítico é reduzido com o aumento da tensão confinante. A

linha que relaciona o índice de vazios crítico com o logaritmo da tensão

confinante efetiva foi definida como “linha do estado crítico”. Esta linha,

apresentada na Figura 2.6, separa os solos entre dilatantes e contrácteis (Castro,

1969).

Figura 2.6: Linha do índice de vazios crítico

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37

Os ensaios desenvolvidos por Casagrande, naquela ocasião, foram ensaios

drenados, porque não havia naquela época um equipamento de ensaio que

permitisse a medição das poropressões geradas durante o cisalhamento a volume

constante (Kramer, 1985).

Entretanto, Arthur Casagrande previu que caso a drenagem fosse impedida

a tendência de alteração de volume resultaria em variações das poropressões.

Desta forma, uma areia no estado mais fofo do que o estado crítico experimentaria

um acréscimo das poropressões com a consequente diminuição da resistência ao

cisalhamento, que conforme a magnitude poderia resultar na ocorrência da

liquefação (Castro 1969).

Em meados de 1960, Gonzalo Castro, sobre a orientação de Arthur

Casagrande, realizou uma série de ensaios de compressão triaxial não drenados

com tensão controlada e relacionou em um gráfico a tensão confinante efetiva e o

índice de vazios para grandes deformações. A esta linha, produzida de maneira

similar à linha do estado crítico, Castro se referiu como sendo a linha de estado

permanente (Universidade de Washington, 2008).

Poulos (1981), definiu o estado permanente de deformação como o estado

em que uma massa de partículas está deformando continuamente com volume

constante, tensão efetiva normal constante, tensão cisalhante constante e

velocidade constante.

A Figura 2.7 ilustra o conceito de estado permanente de deformação,

conforme descrito por Poulos et al. (1985).

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38

Figura 2.7: Estado permanente de deformação obtido de ensaios não drenados (modificado de Poulos et al., 1985)

Na Figura 2.7(a) está mostrada a redução da tensão confinante efetiva com

a deformação, devido ao acréscimo das poropressões durante o cisalhamento não

drenado. A Figura 2.7(b) mostra a variação da tensão confinante efetiva após o

adensamento e durante o cisalhamento não drenado, até alcançar a condição de

estado permanente. O comportamento tensão-deformação (“strain-softening”)

está apresentado na Figura 2.7(c) e a trajetória de tensões efetivas correspondente

está mostrada na Figura 2.7(d).

No diagrama p’-q, da Figura 2.7(d), está representado o ângulo αs, que

corresponde ao ângulo de atrito de estado permanente, øs, no diagrama de Mohr-

Coulomb. A transformação entre α e ø pode ser feita por meio de conhecidas

relações trigonométricas.

O ângulo de atrito de estado permanente, também denominado ângulo de

atrito de volume constante (øcv), é mobilizado para grandes deformações, para as

quais o solo começa a deformar sem tendência de alteração de volume. De acordo

com Stark et al.(1998), este ângulo de atrito é cerca de 30°, para a maioria das

areias.

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39

Na Figura 2.7 o ponto C representa a condição imediatamente após o

adensamento do corpo de prova, o ponto P é correspondente à máxima tensão

desviadora e o ponto S indica a condição de estado permanente.

Diversos autores têm discutido a respeito da equivalência entre o estado

crítico e o estado permanente (Casagrande, 1975; Poulos, 1981; Sladen et al.,

1985; Alarcon-Guzman et al., 1988; Cárdenas, 2004). Conforme descrito em

Yamamuro & Lade (1998), a maioria dos pesquisadores que estudam o fenômeno

da liquefação consideram estes dois estados idênticos. Segundo Poulos (2008), a

confusão está na interpretação equivocada do termo “estado crítico”. Para este

pesquisador, a definição clássica de Casagrande para o estado crítico se refere ao

estado alcançado quando todas as tensões permanecem constantes durante o

cisalhamento, sendo, portanto, equivalente à definição do estado permanente.

Ainda nos dias de hoje quase todos os fenômenos relacionados à

liquefação podem ser explicados pelo conceito do estado crítico desenvolvido por

Casagrande, cerca de 80 anos atrás.

DBD


3.

Características das Áreas de Estudo

Para a realização dos ensaios foram escolhidos dois tipos de solos. Um dos

materiais consiste em solo maduro, argiloso e coluvionar que se localiza na

encosta da PUC-Rio. O outro material, um solo coluvionar, que foi retirado das

bacias dos rios Quitite e Papagaio, localizada no bairro de Jacarepaguá.

Estas escolhas basearam-se nos seguintes motivos: os solos são solos

coluvionares (motivo da pesquisa), os locais de onde foram retirados são de fácil

acesso, e a existência de informações sobre os mesmos estão disponíveis na PUC-

Rio.

3.1.

Campo Experimental II da PUC-Rio

O campo experimental II da PUC-Rio situa-se no interior do Campus da

Universidade, na encosta localizada ao lado da estrada Lagoa-Barra. A Figura 3.1

apresenta o esquema do local,

Figura 3.1: Localização do Campo Experimental II, PUC-Rio (Soares, 2005).

DBD


41

Um grande número de informações sobre os materiais desta área está

disponível nos trabalhos de Sertã (1986), Lins (1991), Daylac (1994), Moreira

(1998) e Beneveli (2002).

3.1.1.

Geologia e Geomorfologia

O município do Rio de Janeiro é essencialmente constituído por rochas

gnáissicas e graníticas, de idade pré-cambriana, pertencentes à Serra do Mar.

O embasamento do campo experimental é uma granada-biotita-

plagioclásio gnaisse constituído por quartzo, feldspato e biotita, além de

muscovita e granada como minerais acessórios (Sertã, 1986). O local está inserido

no maciço da Tijuca e se caracteriza por biotita-plagioclásio gnaisse, microlina

gnaisse, leptinito/granito e granodiorito, de idade Proterozóica Inferior (Brito,

1981).

No Campo Experimental II da PUC-Rio não existem afloramentos

rochosos. No entanto, Sertã (1986) relata que o embasamento local é constituído

por um gnaisse cataclástico (rocha metamórfica de alto grau de metamorfismo) do

tipo granada-biotita-plagioclásio-gnaisse. Tal tipo de gnaisse é constituído

principalmente por quartzo, feldspato e biotita, tendo como minerais acessórios a

muscovita e a granada (Sertã, 1986).

Daylac (1994) obteve a partir da inspeção de um poço aberto o seguinte

perfil morfológico do local de estudo:

DBD


42

Figura 3.2: Perfil morfológico do local de estudo (Daylac, 1994).

Observa-se que a parte superior é um colúvio. Os solos coluvionares se

formam por processos geodinâmicos externos. Suas características mineralógicas

e texturais dependem das litologias das áreas fontes, bem como do grau de

maturidade destes detritos (De Mello, 1998).

O solo em estudo é um solo coluvionar maduro argilo-arenoso (Moreira,

1998), de origem possivelmente associada a processos erosivos ocorridos em

tempos pretéritos. Sua tonalidade é vermelha amarelada, possui um aspecto

bastante homogêneo, textura micro-granular e constitui-se basicamente por

argilominerais (caulinita principalmente), quartzo e óxidos de ferro e alumínio,

como produtos do intemperismo dos minerais primários do biotita gnaisse

DBD


43

(Soares, 2005). Como a atividade do solo depende dos argilominerais que o

compõem e a caulinita é o predominante, espera-se que sua atividade seja baixa.

Do ponto de vista pedológico, pode ser classificado como um latossolo

(Benevelli, 2002), ou seja, um solo bastante lixiviado. A fração argila deste

horizonte apresenta na maioria dos casos permeabilidade baixa a moderada,

expansividade nula a moderada, compressibilidade baixa e erodibilidade

moderada a alta (De Mello, 1998).

3.1.2.

Aspectos climáticos

A região do Campus situa-se em uma zona Megatérmica, sob a variedade

de clima úmido (De Mello, 1998). Segundo Brito (1981), no mês mais frio, a

temperatura mínima é de 18°C. No mês mais seco a precipitação mínima é de 60

mm. O excesso hídrico (diferença entre precipitação e evapotranspiração) é de

617 mm durante o ano todo.

A análise climática da região dada por Brito (1981) indica condições para

o desenvolvimento de um solo profundo, com acentuada tendência para acidez

(Sertã, 1986).

3.1.3.

Amostragem do Solo

Foram retirados três blocos de amostras indeformadas do solo coluvial, na

profundidade de 1 metro. Os blocos tinham dimensões de 30 x 30 x 30 cm e

foram devidamente vedados com parafina, após serem envoltos com papel

alumínio. Em seguida, foram acondicionados em caixotes de isopor. A coleta se

deu nos meses de abril e setembro de 2009 e março do 2010, em dias precedidos

de chuva. As amostras foram subseqüentemente armazenadas na câmera úmida do

Laboratório de Geotécnica e Meio Ambiente da PUC-Rio até sua utilização

DBD


44

Um resumo do número de blocos, a época em que foram extraídos, a

profundidade e tamanho dos blocos, bem como a condição do tempo, é

apresentado na tabela 3.1.

Tabela 3.1 – Resumo dos blocos extraídos

Bloco Tamanho Profundidade Tempo

1 20x20x20 1,0 ensolarado

2 30x30x30 1,0 nublado

3 25x25x25 1,5 ensolarado

4 20x20x20 1,0 nublado

Por meio de análise tátil – visual, observou-se que o solo coluvial tratava-

se de um solo vermelho-amarelado, silto-argiloso, com aspecto macroscópico

aparentemente homogêneo, encontrandoe-se raízes no local. Na Figura 3.3

apresenta-se o perfil de onde fora, retirados os blocos.

Figura 3.3 Perfil do local de estudo.

DBD


45

3.2.

Bacias de Quetite e Papagaio

Em 1996 ocorreu, na Cidade do Rio de Janeiro, um dos escorregamentos

de maior extensão (1,5 km). Este movimento, que ficou conhecido como

escorregamento do Quitite, correspondeu a uma corrida de massa, "alimentada"

pela ocorrência de dezenas de deslizamentos menores que mobilizaram materiais

terrosos, rochosos e vegetais. Tais materiais convergiram para os cursos d’água do

Quitite e Papagaio, que se juntam para formar o rio Anil, em Jacarepaguá (Ramos,

2003).A área de estudo compreende as bacias dos rios Quitite e Papagaio, no

bairro de Jacarepaguá, zona oeste do município do Rio de Janeiro (Figuras 3.4 e

3.5).

Estas bacias drenam a porção oeste do maciço da Tijuca, com área de

aproximadamente 5,4 km².

A escolha destas bacias para a execução dos ensaios deve-se aos seguintes

fatores:

Estas bacias foram palco de dezenas de deslizamentos e corrida de detritos

durante intensas chuvas que ocorreram em Fevereiro de 1996, cerca de

250mm/48horas (Vieira et al. 1997). A Figura 3.6 mostra as conseqüências da

movimentação de massa ocorrida após as intensas chuvas de fevereiro de

1996, cerca de 250mm/48horas (GEORIO, 1996), em que podemos observar o

tamanho dos blocos movimentados na bacia do rio Quitite (Figura 3.6 A e B),

na bacia do rio Papagaio (Figura 3.6F) e finalmente os depósitos de blocos e

lamas na região de baixada atingindo condomínios de classe média (Figura 3.6

C, D e E).

Grande número de escorregamentos translacionais rasos de contato solo rocha.

Segundo Coelho (1997), nas encostas do Vale do rio Quitite, a espessura de

solo varia em torno de 2 metros, compatível com as características preditivas

do modelo Shalstab de Guimarães (2000).

A ocupação da área ainda é muito baixa, limitando-se principalmente à porção

inferior das bacias e onde os deslizamentos se concentram essa ocupação é

desprezível. Esse aspecto é de fundamental importância porque o modelo não

incorpora os efeitos da atividade antrópica.

DBD


46

Figgura 3.4 – Mapa de localização da área de estudo. A porção em vermelho no interior do retângulo representa as bacias dos rios Quitite e

Papagaio

DBD


47

Figura 3.5 – Fotografia aérea

mostrando a localização da

área de estudo delimitada em

vermelho (A), e representação

tridimensional das bacias dos

rios Quitite e Papagaio (B).

DBD


48

Figura 3.6 – Localização dos estragos causados pelos vários deslizamentos ocorridos após intensas chuvas em Fevereiro de 1996 ao longo das bacias dos rios Quitite e Papagaio em que podemos observar o os blocos movimentados na bacia do rio Quitite (A e B), na bacia do rio Papagaio (F) e finalmente os depósitos de blocos e lamas na região de baixada atingindo condomínios de alto padrão (C, D e E)

DBD


49

3.2.1.

Geologia e Geomorfologia

Nas encostas das bacias do Quitite e do Papagaio (item 3.2.34), em região

montanhosa, foram identificados colúvios gerados nos movimentos de massa

ocorridos em 1996 e colúvios de movimentos anteriores de idade desconhecida.

Os parâmetros dos colúvios gerados no evento de 1966 estão descritos na Tabela

3.2

Tabela 3.2 – Parâmetros do colúvio das encostas das bacias do Quitite e Papagaio,

(Rodriguez, 2005)

A geologia é bastante diversificada, conforme destacado por Coelho

(1997), que identificou as seguintes unidades litológicas: Kinzigito, Biotita

Gnaisse, Biotita Granito, Quartzo Diorito e Gnaisse Archer, sendo que, esta última

unidade, de acordo com o relatório da GEORIO (1996), é a de maior ocorrência

na área. Esta unidade corresponde a tipos gnáissicos semifacoidais com

bandeamento metamórfico notável, com coloração rosa avermelhado a branco,

dependendo da quantidade de máficos (GEORIO, 1996). Essa unidade litológica é

composta por quartzo, biotita, K-feldspato e plagioclásio, tendo como minerais

acessórios o zircão, a allanita e os minerais opacos (Coelho, 1997). Um

mapeamento geológico-geotécnico foi realizado por Coelho (1997), de algumas

DBD


50

partes das bacias, do qual concluiu que os perfis de alteração da área mapeada têm

grande influência na detonação dos escorregamentos. Moreira (1999)

elaborou um mapa geológico para toda a bacia do rio Quitite na escala de

1:10.000, utilizando este produto, juntamente com outros mapas temáticos da

bacia, para produzir um mapa de áreas de riscos de deslizamentos e

desmoronamentos. Foram identificadas sete unidades geológicas, concluindo

também que o Gnaisse Archer é o predominante (Figura 3.7).

DBD


51

Figura 3.7 – Mapa geológico da bacia do rio Quitite, onde podemos observar a predominância do Gnaisse Archer na área (em verde). Esta

predominância continua também na bacia do rio Papagaio, apesar de não ser mostrado na figura, conforme o relatório da GEORIO (1996).

DBD


52

Com relação à geomorfologia da área de estudo, na parte superior, as duas

bacias apresentam uma forte simetria entre suas vertentes (Figura 3.8). Na porção

média, a bacia do rio Quitite continua com essa característica geomorfológica,

porém, a bacia do rio Papagaio apresenta um acréscimo no número de canais de

drenagem, perdendo completamente a sua simetria (Figura 3.8) o que, segundo

Vieira et al. (1997), influenciou nas diferentes magnitudes das corridas de massa

ocorridas nas duas bacias.

Nas porções inferiores para ambas as bacias, o relevo é bastante suave,

onde ocorre a confluência dos rios. O relevo varia de 20 a 950 m, com declividade

suave na porção inferior, e encostas íngremes nas cotas mais elevadas.

Figura 3.8 – Localização dos perfis transversais na área de estudo e seus gráficos

correspondentes em que, podemos verificar a simetria das duas bacias no perfil A-

A’. Entretanto, nos perfis da média e baixa encosta verifica-se que a bacia do

Papagaio deixa de ser simétrica, conforme mostra os perfis B-B’ e CC’.

3.2.2.

Aspectos climáticos

A vertente do maciço da Tijuca, onde se localiza a área de estudo, está

voltada para o oceano, funcionando como um obstáculo à propagação de massas

de ar frio dali provenientes, e por este motivo produzindo índices pluviométricos

quase sempre acima da média do município. O clima desta área é classificado

como Cf, isto é, Sub-Equatorial definido como Hipo-Térmico (Vieira et. al.,

1998). Os deslizamentos estão associados com as fortes chuvas ocorridas em

DBD


53

Fevereiro de 1996, e as suas magnitudes em alguns bairros da cidade, são

mostradas na Tabela 3.3 as quantidades de chuva ocorrida nos dias 13 e 14/02/96,

medidas em 5 estações pluviométricas. (Fonte: Fundação GEORIO, 1996)

Tabela 3.3 – Quantidade de chuva ocorrida nos dias 13 e 14/02/96

Estação

Pluviométrica

Dia

13/02/96(mm)

Dia

14/02/96(mm)

Total/48

horas(mm)

Alto da Boa Vista 190,6 202,5 393,1

Bangu 37,1 151,6 188,7

Jacarepaguá 110,6 135,3 245,9

Jardim Botâncio 199,8 97,0 296,8

3.2.3.

Amostragem do Solo

Foram retirados dois blocos de amostras indeformadas de solo coluvial, a

uma profundidade de 1 metro. Os blocos tinham dimensões de 40 x 40 x 40 cm e

foram devidamente vedados com parafina após serem envoltos com papel

alumínio. Em seguida, foram acondicionados em caixotes de isopor. A coleta se

deu mês de fevereiro do 2010 em dias precedidos de chuva. As amostras foram

subseqüentemente armazenadas na câmera úmida do Laboratório de Geotecnia e

Meio Ambiente da PUC-Rio até a sua utilização.

Por meio de análise tátil – visual, observou-se que o solo tratava-se de um

solo coluvial amarelado, silto-argiloso, com aspecto aparentemente homogêneo.

Na Figura 3.9 há a indicação do perfil aonde foram tirados os blocos.

DBD


54

Figura 3.9: Perfil do solo aonde foi tirado o bloco, apresentou-se uma cascara que

cobria o solo coluvial (a), moldagem do bloco de medidas 40 x 40 x 40 cm (b),

bloco indeformado (c).

a

b

c

DBD


4.

Ensaios Realizados e Metodologias Empregadas

O presente capítulo apresenta os procedimentos utilizados nas amostragens

de solo, as técnicas experimentais de execução dos ensaios de laboratório e os

equipamentos utilizados para a realização dos mesmos. O programa experimental

da presente tese compreendeu: (a) a caracterização geotécnica dos solos

estudados, (b) a realização de ensaios de compressão triaxial CIU com medida de

poropressão à meia do altura do corpo de prova e (c) ensaios de adensamento

CRD.

As propriedades (características particulares) são dados qualitativos ou

quantitativos utilizados para diferenciar materiais ou grupo de materiais

(propriedades de “natureza”) ou para indicar um possível comportamento, em

determinado estado, em relação a certo fenômeno (propriedades de “estado”). As

propriedades de “natureza” são entendidas como propriedades de constituição e

são independentes da estrutura; já as propriedades de “estado” dependem da

estrutura (Vargas, 1982; Cruz, 1996). Por propriedades de “natureza” entende-se a

determinação da composição física, propriedades plásticas, composição

mineralógica e composição química. Como propriedades de “estado” considera-se

a compressibilidade, a permeabilidade e a resistência ao cisalhamento (Mitchell,

1993).

4.1.

Ensaios de Caracterização

A propriedade física comumente utilizada para identificar um solo,

propriedade de “natureza”, é a composição física (ou textura) que pode ser

identificada qualitativamente, através da denominada análise tátil-visual, e

quantitativamente, através de análise granulométrica. A análise tátil-visual é, em

geral, utilizada em campo e a análise granulométrica em laboratório

DBD


56

Para a caracterização física dos solos, foram realizados ensaios segundo as

recomendações da Associação Brasileira de Normas Técnicas (ABNT):

• NBR 6457/1986 – Amostra de Solos – Preparação de compactação e

Caracterização;

• NBR 6457/1986 – Teor de Umidade Natural;

• NBR 6508/1984 – Massa específica Real dos Grãos;

• NBR 6459/1984 – Solo – Determinação do Limite de Liquidez;

• NBR 7180/1984 – Solo – Determinação do Limite de Plasticidade;

• NBR 7181/1984 – Solo – Análise Granulométrica.

As amostras foram separadas de acordo com o procedimento de secagem

prévia (NBR 6457/84).

A partir dos ensaios de limites de consistência e distribuição

granulométrica, foram também determinados, os seguintes índices físicos:

Índice de plasticidade (IP), obtido pela diferença entre o limite de liquidez

(LL) e o limite de plasticidade (LP); Índice de atividade das argilas (Ia),

determinado segundo proposta de Skempton, como:

m %

(IP) dePlasticida de ÍndiceIAµ 2<

=

Classificação segundo a fração argila presente no solo:

• Ia < 0,75 → inativas

• 1,25 > Ia > 0,75 → atividade normal

• Ia > 1,25 → ativa

Com as amostras não amolgadas, obteve-se o peso específico dos grãos γs,

peso específico natural γnat, peso específico seco γd, índice de vazios (e),

porosidade (n) e grau de saturação (S).

DBD


57

4.1.1.

Granulometria

Os solos provenientes de cada local de amostragem tiveram suas curvas

granulométricas determinadas com secagem prévia do solo. Os ensaios de

granulometria seguiram as prescrições da norma NBR 7181/84, com algumas

adaptações. A ABNT recomenda a realização de ensaios de sedimentação com

material passante na peneira de 2 mm (#10), e os realizados foram feitos com o

material passante na peneira de 0,42 mm (#40). O ensaio de sedimentação foi

realizado com o defloculante que a ABNT recomenda (hexametafosfato de sódio).

Em linhas gerais, os ensaios de sedimentação consistiram em colocar 50

gramas de solo destorroado, seco ao ar, passante na peneira # 40 em 125 ml de

defloculante (hexametafosfato) e deixar em repouso por um período de 24 horas.

Só então se procedia à dispersão mecânica e colocava-se a mistura em uma

proveta de 1000 ml cujo volume era completado com água destilada.

A lavagem do material (suspensão) proveniente do ensaio de sedimentação

na peneira de abertura 0,075 mm (peneira no 200) foi realizada com água potável a

baixa pressão, com movimentos circulares de peneiramento e sem o auxílio da

mão do operador do ensaio.

4.1.2.

Limites de Atterberg

Os ensaios de limite de liquidez e limite de plasticidade seguiram as

determinações das normas NBR 6459/1984 e NBR 7180/1984, respectivamente.

Todos os ensaios foram realizados com amostras destorroadas, secas ao ar

e passantes na peneira # 40 acrescentando-se o fluido (água).

4.1.3.

Densidade dos grãos (Gs)

Na determinação do peso específico dos grãos, utilizou-se 25 gramas de

solo passante na peneira # 40. A deaeração foi promovida pela aplicação de vácuo

durante 15 minutos ou até a detecção de ausência total de bolhas de ar. O

DBD


58

procedimento adotado está de acordo com a norma NBR 6508/1984. Foram

determinados os Gs apenas dos solos naturais.

4.2.

Caracterização química

As propriedades químicas podem ser igualmente consideradas propriedade

de “natureza”, apesar de não serem usualmente avaliadas em geotecnia. A

composição química pode ser avaliada pelos índices químicos, dos quais os mais

encontrados em trabalhos geotécnicos são o pH, condutividade elétrica,

aquecimento e as relações moleculares sílica-alumina (ki) e sílica-sesquióxidos

(kr).

4.3.

Caracterização mineralógica

A composição mineralógica é importante para a explicação do

comportamento de muitos solos tropicais. Por exemplo, a existência de esmectita,

que apresenta propriedade de aumento da dupla camada em presença de água,

pode conferir ao solo um comportamento expansivo.

A caracterização mineralógica das amostras foi obtida por meio de ensaios

de difração por raios-X (DRX).

4.3.1.

Difração por raios-X (DRX)

Os ensaios de difração por raios-X foram executados no Departamento de

Ciência dos Materiais e Metalurgia (DCMM) da PUC-Rio, utilizando um

difratômetro Siemens D5000, com irradiações realizadas no intervalo de 0 a 30o.

A velocidade de varredura da amostra no difratômetro foi de 0,02o

Na caracterização da fração areia fina, utilizou-se material passante na

peneira # 40 e a análise foi feita pelo método do pó. Já para caracterizar as frações

por segundo.

DBD


59

silte e argila fabricou-se lâminas delgadas pelo método do gotejamento com

material passante na peneira # 200.

Difração de Raio-X

A identificação dos argilo-minerais constituintes dos solos é de extrema

importância para o entendimento de seu comportamento. Um dos ensaios que

auxilia a identificação da composição mineralógica da fração silte/argila é a

Difração de Raio-X. Isto é possível porque na maior parte dos sólidos (i.e.

cristais), os átomos se ordenam em planos cristalinos separados entre si por

distâncias da mesma ordem de grandeza dos comprimentos de onda dos Raios-X.

Ao incidir um feixe de Raios-X em um cristal, o mesmo interage com os

átomos presentes, originando o fenômeno de difração. A difração de Raios-X

ocorre segundo a Lei de Bragg a qual estabelece a relação entre o ângulo de

difração e a distância entre os planos que a originam (característicos para cada

fase cristalina) conforme a seguinte equação.

nλ = 2dsenθ

Onde:

n: Número inteiro

λ: Comprimento de ondas dos Raios-X incidentes

d: Distância interplanar

θ : Ângulo de Difração

Cada argilo-mineral gera um conjunto característico de reflexões segundo

ângulos θ, que podem ser convertidos nas distâncias interplanares formadas pelas

estruturas cristalinas.

4.4.

Ensaios triaxiais

Todos os ensaios triaxiais foram executados no Laboratório de Geotecnia e

Meio Ambiente da PUC-Rio.

DBD


60

Ensaios de compressão triaxial são ensaios muito utilizados para análise do

comportamento mecânico e obtenção de parâmetros de resistência ao

cisalhamento e deformabilidade de solos. Nestes ensaios um corpo de prova

cilíndrico de solo (usualmente com 5 cm de diâmetro e 10 cm de altura) é

envolvido por uma membrana de látex e ensaiado em uma câmara triaxial que

possibilita a aplicação de pressão de água deairada ao corpo de prova, denominada

pressão confinante (σ’c). Após a aplicação da pressão confinante, um

carregamento axial de compressão é dado pelo movimento da câmara triaxial

relativo a um pistão fixo acoplado ao topo do corpo de prova através da utilização

de um cabeçote, gerando uma tensão denominada tensão axial (σ’d). Sob estas

condições, a tensão axial no corpo de prova constitui a tensão principal maior

(σ1), e as tensões principais intermediária (σ 2) e menor (σ 3) são iguais à pressão

de confinamento, então, tem-se: σ’2=σ’3=σc e σ’1=σd + σ’c. Tubos especiais para

drenagem conectados ao topo e à base do corpo de prova permitem o fluxo de

água deairada tanto para dentro como para fora do mesmo. Através dos tubos de

drenagem são realizadas a aplicação de contra-pressões para saturação da amostra,

a medição de poropressões durante ensaios não drenados e a medição de variações

volumétricas durante ensaios drenados.

No decorrer de um ensaio de compressão triaxial são feitas leituras da

carga axial aplicada ao corpo de prova, da deformação axial, da variação

volumétrica e/ou da poropressão. A aplicação da pressão de confinamento e da

tensão desviadora constitui dois estágios distintos do ensaio de compressão

triaxial. As condições de drenagem durante o estágio de cisalhamento

caracterizam o tipo de ensaio que, comumente, pode ser: (a) ensaios não

adensados e não drenados (UU); (b) ensaios adensados isotropicamente e não

drenados (CIU) e (c) ensaios adensados isotropicamente e drenados (CID).

Descrições detalhadas dos equipamentos utilizados nos ensaios triaxiais e

procedimentos de ensaio relativos aos diversos tipos são descritos por Head,

(1986). Algumas referências importantes a respeito do estado da arte relativo aos

ensaios de compressão triaxial são os trabalhos de La Rochelle et al. (1988),

Germaine & Ladd (1988), Baldi et al. (1988) e Lacasse & Berre (1988). Estas

referências encontram-se apresentadas no simpósio promovido pela ASTM no ano

de 1986, denominado Advanced Triaxial Testing of Soil and Rock.

DBD


61

Descreve-se a seguir, os equipamentos utilizados neste tipo de ensaio, bem

como as metodologias empregadas, dando-se maior ênfase a equipamentos e

procedimentos desenvolvidos no presente trabalho.

4.4.1.

Equipamentos utilizados

4.4.1.1.

Prensa triaxial

Este equipamento pode ser dividido basicamente em uma célula triaxial

equipada por instrumentos ligados a um sistema de aquisição de dados e de uma

prensa mecânica com velocidade constante na qual as tensões dos ensaios são

impostas. Uma visão geral do equipamento é mostrada na Figura 4.1.

Figura 4.1: Prensa Triaxial de Deformação Controlada - Wykeham Farrance

WF100072.

O objetivo da célula é garantir a aplicação das tensões principais e de

poropressão no corpo de prova. De preferência, ela ainda deve permitir a medição

Sistema de

Aplicação de Volumen

Sistema de

Aplicação de pressão

Sistema de Aplicação de Volumen

Sistema de Aplicação de pressão

Câmara Triaxial

DBD


62

interna da variação de altura e diâmetro da amostra, além de seu volume. A célula

utilizada no presente trabalho tem paredes em acrílico (o que possibilita a

visualização do corpo de prova durante o ensaio), com dimensões de 380 mm de

altura, diâmetro de 270 mm e capacidade de pressão interna de até 900 kPa. O

diâmetro dos corpos de prova foi de 1,5” e, sua altura, de cerca de 3”. (Ver Figura

4.2).

Figura 4.2: Câmara Triaxial.

A utilização desta câmara maior teve como motivação a necessidade de se

possuir um espaço maior entre o corpo de prova e a parede de acrílico, para que

fosse possível a instalação do minitransdutor de poropressão.

A vedação da câmara é garantida por uma série de anéis O’rings que estão

dispostos tanto no orifício de passagem da haste da célula de carga, quanto na

ligação da base com a câmara.

A outra parte do equipamento trata-se de uma prensa triaxial da Wykeham

Farrance modelo WF10074 com capacidade de 10.000 kg. A taxa de

deslocamento máxima é de 50 a 0.05 mm por minuto na faixa de utilização rápida

e de 0.5 mm a 0.0005 mm por minuto na faixa lenta.

A prensa utilizada não possui sistema servo controlado sendo necessária a

iteração do laboratorista no âmbito de controlar as pressões durante o ensaio.

Minitransdutor

DBD


63

A aquisição de dados é realizada pelo sistema Orion, o qual registra as

leituras dos instrumentos em função do tempo transcorrido. Posteriormente é

necessária a transformação das leituras realizadas da unidade básica de Vdc para

unidades de engenharia. Esta conversão é efetuada através de uma pré-calibração

dos instrumentos a qual fornece equações que podem ser facilmente programadas,

por exemplo, no Excel.

Figura 4.3: Sistema de Aquisição de Dados Orion.

4.4.1.2.

Sistema de aplicação de pressão

Na aplicação da pressão confinante e da contrapressão, utilizou-se um

sistema de ar comprimido controlado por um painel de válvulas reguladoras de

pressão (ver Figura 4.1). No caso da contrapressão o ar comprimido era aplicado

no medidor de variação de volume (MVV) que transmitia pressão para o fluido

(água).

No caso da pressão confinante, a interface ar/água foi responsável pela

aplicação à própria célula triaxial onde, através do não preenchimento total de

água na câmara, forma-se uma interface. Este procedimento foi adotado visando à

integridade da célula de carga, pois ocorreram danos em células anteriormente

DBD


64

utilizadas. Tais danos foram causados pela entrada de água nas mesmas, apesar

destas serem apresentadas pelo fabricante como submersíveis.

Seu funcionamento consiste na aplicação de pressão de ar na parte superior

da câmara triaxial, na parte não preenchida por água. Sendo assim esta pressão é

diretamente transmitida à água de confinamento e ao corpo de prova.

4.4.1.3.

Transdutores de força, de deslocamento e de pressão

As células de carga utilizadas são do fabricante Wykeham-Ferrance, com

capacidade máxima de 5 kN e exatidão de 0,01 N. Para obtenção dos

deslocamentos foram utilizados transdutores elétricos tipo LSCDT, com cursor de

50 mm e resolução de 10 μm.

Os transdutores empregados na medida das pressões na câmera e

poropressões também são da Wykeham-Farrance, com resolução de 1 kPa e

capacidade máxima de 1000 kPa. Todos os transdutores foram calibrados e

testados antes da campanha de ensaios.

4.4.1.4.

Medidores de volume

As variações de volume são obtidas através de medidores de variação

volumétrica (MVV), tipo Imperial College (de Campos, 1984), fabricados na

PUC-Rio, com resolução de 0,01cm3 (Figura 4.1).

Seu funcionamento, é simples: consiste na aplicação de ar na câmara

inferior formada por uma membrana Bellofram, a qual empurra o cilindro de PVC

para cima comprimindo assim a água contida na câmara superior. Todo e qualquer

deslocamento do cilindro de PVC é medido através de um LSCDT, o que

possibilita posteriormente calcular a variação de volume, visto que através do

deslocamento e do conhecimento da área da base do recipiente cilíndrico pode-se

encontrar o volume tanto de saída de água quanto de entrada no sistema.

A capacidade da câmara que contém água é de 300 ml, podendo suportar

pressões de ar de 9 Bar e com precisão de 0.01 ml.

DBD


65

Para o correto funcionamento a câmara superior que contém a água deve

estar completamente preenchida sem haver a existência de bolhas de ar. O sistema

deve ser estanque e pode ser calibrado com o auxílio de uma bureta graduada.

4.4.1.5.

Mini Transdutor de Poropressão no Meio do Corpo de Prova

O minitransdutor de poropressão instalado a meia altura do corpo de prova

foi o instrumento mais importante para o desemvolvimento desta pesquisa. Foi

utilizado um instrumento da Druck, modelo PDCR-81, com pedra porosa aderida

ao corpo do aparelho. Esse transdutor foi escolhido por apresentar grande precisão

e confiabilidade e por ser compatível com uma alimentação de 5V DC com

capacidade de 150 psi (≈1020 KPa).

Consiste de uma espessura de 0.09 mm, cristal único, diafragma de

silicone com um “strain gauge” ativo como ponte dentro da superfície. A pedra

porosa, com alta entrada de ar, é colocada na ponta do transdutor, coberto pelo

diafragma. Um dos lados do diafragma é exposto para a atmosfera via um fio

enquanto o outro lado é exposto para a pedra porosa. A deformação do diafragma

causa uma mudança na voltagem, medida através do strain gage, que é igualada à

pressão. Tradicionalmente, o PDCR-81 é usado só para a medição de poro-

pressões positivas em solos saturados (Kanthasamy et al. 1999). O pequeno

tamanho do PDCR-81 permite que o transdutor seja inserido facilmente dentro da

câmara triaxial e aderido ao corpo de provas, ocasionando mínima interferência

nos procedimentos usuais de montagem do ensaio. O transdutor apresenta um

tempo de resposta rápido (ordem de segundos) e tem sido usado para

monitoramento em tempo real das poro-pressões durante ensaio rápdios, incluindo

eventos dinâmicos (de Campos, 1984).

Antes de usar o PDCR81 para a medição das poropressões, deve-se saturar

a pedra porosa de alta entrada de ar com água deairada. Para calibração do

transdutor foi necessária a confecção de uma câmera especial de acrílico, bem

como a montagem de uma árvore de calibração. O equipamento é mostrado na

Figura 4.4.

DBD


66

Figura 4.4 – Transdutor (a) e Câmara de acrílico para Saturação do

Transdutor (b).

A seguir, usou-se um equipamento de calibração à base de peso morto

fabricada pela Bundenberg, número de serie 115431280 D, faixa 1 a 10 bar, classe

0,025% de precisão. O transdutor foi calibrado usando-se as seguintes etapas:

1. Instalação do transdutor na árvore de calibração, após deixá-lo mergulhado em

água deairada por cerca de 48h;

2. Acoplamento da árvore de calibração na linha de conexão do equipamento de

calibração Bundenberg;

3. Aplicação de uma carga no prato do Bundenberg e leitura da voltagem pelo

sistema de aquisição de dados;

4. Aumento da carga no equipamento de calibração, gradativamente, até uma

pressão de 8 bar;

Este procedimento foi repetido 3 vezes, tendo todos os resultados das

calibrações apresentado excelente repetibilidade (coeficiente de ajuste linear de

1,0000) e histerese desprezível. Uma vez saturado e calibrado, o transdutor pode

ser aderido à amostra de solo e as poropressoes podem ser determinadas.

a b

DBD


67

4.4.1.6.

Acessórios: membrana de látex, papel filtro e pedras porosas

Foram utilizadas membranas de látex importadas, fornecidas pela

Wykeham Farrance. As membranas utilizadas eram novas, não tendo ocorrido

perda de ensaios por furo na membrana.

O papel filtro empregado foi o da marca Whatman no 54, sendo

previamente cortado antes de cada ensaio. Foi utilizado papel filtro na base e no

topo dos corpos de prova. As pedras porosas eram previamente saturadas e

mantidas em água destilada até a montagem do ensaio.

4.4.2.

Procedimentos adotados nos ensaios

Os procedimentos adotados seguiram recomendações dadas por Bishop e

Henkel (1962) e Head (1986).

4.4.2.1.

Confecção dos corpos de prova

Os corpos de prova foram obtidos a partir de amostras indeformadas. Para

tanto, extraia-se um paralelepípedo dos blocos e, com o auxílio de um extrator de

amostras Shelby, moldava-se o corpo de prova com o auxílio de um moldador

bipartido, com dimensões aproximadas de 8.0 cm de altura e 3,75 cm de diâmetro.

(Ver Figura 4.5). Após a moldagem, as dimensões do corpo de prova foram

verificadas com um paquímetro de resolução de 0,01 mm e seu peso foi medido

em uma balança com exatidão de 0,01 g. Massa, volume e teor de umidade

também foram medidos visando à determinação de índices físicos.

DBD


68

Figura 4.5: Moldagem do corpo de prova na prensa (a), amostrador bipartido

utilizado na confecção dos corpos de prova (b).

4.4.2.2.

Saturação das linhas do Equipamento Triaxial

• Todas as linhas da base da célula e a do “top cap” eram testadas em

relação a entupimentos e em seguida saturadas com água destilada para a

eliminação de bolhas. Este processo consistia em percolar água através das

tubulações do equipamento triaxial.

• Verificava-se se o medidor de variação de volume continha água suficiente

para a fase de saturação do corpo de prova.

4.4.2.3.

Montagem do ensaio

Separavam-se todos os itens necessários à montagem. As membranas eram

devidamente testadas;

• O primeiro passo da montagem era posicionar uma pedra porosa e um

papel filtro circular (mesmo diâmetro do corpo de prova) saturados sobre o

pedestal;

a b

DBD


69

• Colocava-se o corpo de prova sobre o papel filtro. No topo do corpo de

prova, acrescentava-se novamente a combinação papel filtro e pedra

porosa saturados;

• Com os corpos de prova devidamente posicionados e já envoltos pela

membrana de látex de espessura de 0,03 mm, diâmetro de 50 mm e

comprimento de 180 mm, presa por anéis de vedação (o-rings) era

colocado o minitransdutor de poropressão.

• Especial cuidado se teve na instalação do minitransdutor de poropressão.

Com a ajuda de uma furadeira foi feito um furo no meio da membrana, no

qual foi inserida um bico de borracha e, depois colocado o minitransdutor;

• Para assegurar um íntimo contato entre o corpo de prova e o

minitransdutor, colocava-se uma fina camada de caulim na pedra porosa

antes da instalação. De acordo com de Campos (1984), o tempo de

resposta do transdutor não é afetado devido à alta permeabilidade deste

tipo de argila;

• Depois de inserir o minitransdutor dentro do bico de borracha,

empurrando-o para garantir o contato entre a pedra porosa e o corpo de

prova, mas evitando uma penetração nesta, colocava-se dois anéis O’rings

ao redor do bico para evitar algum vazamento.

• Finalmente, colocava-se três camadas de látex líquido cobrindo a borracha

até o início do fio do minitransdutor. O processo de secagem do látex

durou um mínimo de duas horas;

• O restante da montagem seguiu a rotina convencional sugerida por Head

(1986).

DBD


70

Figura 4.6: Montagem do corpo de prova (a), Montagem final com o

minitransdutor e o látex líquido seco ao redor da borracha (b).

4.4.2.4.

Saturação dos corpos de prova

A fase de saturação foi feita por duas técnicas, de contrapressão e

percolação, sendo o processo iniciado por contrapressão.

Esta técnica, além de saturar o corpo de prova, dissolve bolhas de ar que

possam existir entre a amostra e a membrana e nas linhas de contrapressão. Foram

aplicados estágios de pressão simultâneos de 50 kPa, tanto na tensão de

confinamento como na contra-pressão, sendo a tensão efetiva de confinamento

mantida em 10 kPa. A contra-pressão no sistema era aplicada na base e no topo do

corpo de prova sendo a poropressão medida na base do corpo de prova.

Seguia-se então a fase de percolação com a finalidade de saturar o solo

pela retirada de ar do corpo de prova. Tal tinha duração mínima de 4 horas em

cada estágio e era iniciada sob a carga hidráulica de 90 kPa de contra-pressão no

topo e 97 kPa na base, com a aplicação de uma pressão confiante de 100 kPa,

resultando em uma tensão efetiva de confinamento de 10 kPa no topo e de 3 kPa

na base. Este tipo de percolação foi possível devido à rigidez no material. O

sentido de percolação da água nos corpos de prova era de baixo para acima, sendo

Borracha

a b

Borracha coberta

com látex

DBD


71

o gradiente gerado considerado desprezível, insuficiente para causar

desestruturação ou amolgamento no corpo de prova. Esta fase era finalizada

quando era percolado, no mínimo, o volume de água equivalente a duas vezes o

volume de vazios do corpo de prova, conforme recomendado pela Norma BS

1377-90. A fase de percolação também é indicada por Lacasse & Berre (1998) e

Baldi et al. (1998).

Para verificar se o grau de saturação era satisfatório, calculava-se o

parâmetro B de Skempton, sendo:

B=Δu/Δσc Equação 1

Onde:

Δu – Excesso de poropressão gerado

Δσc – Acréscimo de tensão confinante aplicado

O corpo de prova era considerado saturado quando o parâmetro B de

Skempton fosse igual ou superior a 0,95.

As pressões confinantes necessárias para garantir a saturação dos corpos

de prova eram equivalentes a 550 kPa.

4.4.2.5.

Adensamento

Após a saturação, dava-se início à fase de adensamento. Era ajustada a

tensão confinante e a contrapressão para a definição da tensão efetiva de

confinamento do ensaio, mantendo-se a contrapressão mínima de 350 kPa, para

evitar a desaturação dos corpos de prova (de Campos, 1984; Head, 1986).

Todos os adensamentos realizados foram isotrópicos. Adquiriam-se dados

de variação de volume e deformações axiais ao longo de 24 horas. Sendo possível

a geração de gráficos simultaneamente ao ensaio na tela do computador, permitia-

se determinar o final da fase de adensamento primário do ensaio. Entretanto,

mesmo após constatar que não havia mais variação de volume, o ensaio não era

interrompido antes das 24h.

Verificava-se também se as poro-pressões na base e no meio do corpo de

prova (medido com o minitransdutor) haviam equalizado (Figura 4.7).

DBD


72

250

300

350

400

450

500

0,1 1 10 100 1000 10000Ln Tempo (min)

Por

opre

ssõe

s (K

P

Poropressão Base

Poropressão Meio

Figura 4.7: Exemplo da equalização das poropressões na base e no meio do corpo

de prova, após 24 horas de adensamento.

Já com os dados do ensaio, traçava-se a variação volumétrica (cm3) versus

raiz do tempo (min) (∆V x √t),. Confor me recomendações de Head (1986),

prolongava-se o trecho retilíneo inicial até encontrar a horizontal correspondente

ao trecho final (estabilização das variações volumétricas). O ponto de interseção

fornecia a raiz de t100 em minutos (Figura 4.8). O valor de t100

0,00

0,10

0,20

0,30

0,400,0 1,0 2,0 3,0 4,0 5,0 6,0 7,0 8,0

Raiz do Tempo (min)

Varia

ção

Volu

met

ricam

era usado para

definir a velocidade de cisalhamento.

Figura 4.8 – Exemplo de gráfico utilizado no cálculo de t100 (ensaio triaxial CIU

com σ’c igual a 200kPa)

DBD


73

4.4.2.6.

Fase de cisalhamento

Logo após o término do adensamento, iniciava-se a fase de cisalhamento.

Para a fase de cisalhamento, foram várias as velocidades adotadas neste trabalho.

Inicialmente, assumindo uma condição usual onde poro-pressões são

medidas somente na base do corpo de provas, considerou-se as metodologias

propostas por Head (1986) na determinação do tempo de falha tf

A primeira metodologia foi a determinação a partir das curvas de variação

volumétrica (cm3) versus raiz do tempo (min) (∆V x √t), de acordo com as

recomendações da Norma BS 1377 – 90. Segundo esta Norma, através desta curva

determina-se o tempo de adensamento total (t

.

100) e com este valor calcula-se o (tf)

pela seguinte equação 1:

tf=Fxt100 Equação 2

Onde: F é o coeficiente que depende das condições de drenagem e do tipo

de ensaio triaxial.

O tempo requerido para a falha em ensaios não drenados, baseado na

equalização de 95% das poropressões dentro do corpo de prova, foi mostrado por

Blight (1964). Para ensaios sem drenagem radial calcula-se o mesmo pela

seguinte equação:

tf=0.4Xl2 Equação 3

Finalmente foi adotado o cálculo da velocidade de cisalhamento conforme

a equação empírica proposta por Head (1986):

Vmax = εer x L/(100 x tr) Equação 4

Onde:

Vmax – Velocidade máxima de cisalhamento;

L – Altura do corpo de prova em mm;

εer – Deformação axial estimada na ruptura, em %;

tr – Tempo mínimo de ruptura em minutos.

DBD


74

O valor de tr depende das condições de drenagem e do tipo de ensaio

triaxial (CIU ou CID). O valor de tr para ensaios CIU sem drenagem radial é 0.51

vezes o valor de t100

Velocidade (mm/min)

. Head (1986) recomenda adotar um valor mínimo de tr igual

a 120 minutos.

Nos ensaios não drenados, a compressão axial imposta deve ser

suficientemente lenta de forma a permitir a equalização dos excessos de

poropressão gerados ao longo da altura do corpo de prova Todas os valores de tr

obtidos foram menores que 120 minutos, por isso foi adotado tr = 120 minutos.

Admitiu-se também que a ruptura ocorreria para uma deformação axial de 5 %.

Desta forma, a velocidade calculada foi de 0.033 mm/min.

Como um dos objetivos da presente pesquisa era analisar a resistência ao

cisalhamento para diferentes velocidades de cisalhamento, foram realizados

ensaios empregando seis velocidades distintas. Na tabela 4.1 apresenta-se as

características de tempos e deformações axiais esperados nos ensaios. Estas seis

velocidades foram utilizadas para uma tensão confinante de 200 kPa. Para tensões

confinantes de 20 e 70 kPa, utilizou-se as velocidades de 0,0033, 0,0333 e 33,33,

ou seja, todas múltiplas da velocidade base calculada assumindo –se medição de

poro-pressão somente na base do corpo de provas.

Tabela 4.1 – Resumo das velocidades de cisalhamento utilizadas na pesquisa

ε (%)

t (seg)

t (min)

t (horas)

t (dias)

0.0033 18 % 259200.0 4320.0 72.00 3.00

0.0333 18 % 25920.0 432.00 7.20 0.30

0.333 18 % 2592.0 43.20 0.72 0.03

0.667 18 % 1296.0 21.60 0.36 0.02

3.333 18 % 259.2 4.32 0.07 0.00

33.33 18 % 25.92 0.43 0.01 0.00

Para os cálculos dos resultados dos ensaios de compressão triaxial foram

utilizadas as correções de área apresentadas por Germaine & Ladd (1988), sendo

também comparados com aquelas sugeridas anteriormente por Bishop & Henkel

(1962), que serão discutidas no capítulo 6. Não foram aplicadas correções de

tensão devidas à influência da membrana de látex, uma vez que, dada à resistência

ao cisalhamento do solo estudado, o valor a ser corrigido é desprezível.

DBD


75

As leituras e o armazenamento dos dados foram realizados através do

sistema de aquisição Orion. Os dados provenientes do Orion foram, via software

ORIONT, tratados e disponibilizados em formato de arquivo. Este processamento

dos dados tornou possível a manipulação dos dados através de uma planilha

eletrônica do tipo Excel, onde com o auxílio das equações de calibração dos

instrumentos, as leituras foram transformadas de Vdc para unidades de

engenharia.

Após este processo, uma análise foi realizada na leitura dos instrumentos,

para se determinar os valores inicias (L0

4.5.

) em cada etapa do ensaio, possibilitando

assim a correção dos dados (e.g. encosto da célula de carga com a correspondente

desconsideração da deformação axial até este momento).

Logo, construíram-se os gráficos das trajetórias de tensão (p’ x q) de cada

ensaio, a partir dos quais foram determinadas as envoltórias de ruptura e os

parâmetros de resistência ao cisalhamento do solo. Também foram construídos os

gráficos das curvas de tensão desviadora versus deformação axial (σd x εa) e de

acréscimo de poro-pressão versus deformação axial (Δu x εa) para cada ensaio

realizado.

Ensaios de Adensamento com Deslocamento Controlado: CRD

Buscando técnicas mais apuradas e agilidade no processamento dos

ensaios, desenvolveram-se ensaios de curta duração. Um dos ensaios propostos é

o adensamento com velocidade de deslocamento controlada (CRD). A preferência

por este ensaio se dá devido à simplicidade do mecanismo de transmissão de força

ao corpo-de-prova, representado pela prensa mecânica com controle de velocidade

de carregamento e comumente empregada em ensaios triaxiais (Carvalho et al.;

1993).

O ensaio de adensamento CRD foi desenvolvido com objetivo de

contornar as limitações do ensaio convencional de adensamento: obtenção

descontínua da curva de compressibilidade do solo.

No presente trabalho, o objetivo deste ensaio foi de se determinar o valor

da tensão de pré-adensamento (σ’vm) com mais rapidez e precisão; em um ensaio

DBD


76

de CRS são obtidas as curvas tensão versus deformação axial (σ x εa). Os

detalhes do ensaio CRS e a análise empregada na interpretação dos resultados são

descritos em Znidarcic et al. (1986). (Pereira, 2006)

A principal incerteza relativa ao ensaio consiste na definição da velocidade

a ser adotada, de particular influência nos resultados obtidos. A velocidade é um

fator decisivo na qualidade dos resultados e existem inúmeras pesquisas

abordando este tema. Segundo Carvalho et al. (1993), a velocidade teria seu limite

superior determinado pela condição de que não seja violada a suposta distribuição

parabólica para as tensões efetivas ao longo do corpo-de-prova. O limite inferior

da velocidade relaciona-se com a necessidade da existência de um valor mínimo

de pressão hidrostática na base que permita o cálculo de Cv

4.5.1.

e também pelo fato de

que o ensaio não deve se estender por um período igual ou superior ao método

convencional.

Do ensaio CRD são obtidos os parâmetros Cc, Cr e Cs, referentes ao

adensamento primário.

Os índices de compressão, recompressão e descompressão são as

declividades da curva “e x σ’v (esc. log)”, cada qual em um trecho diferente da

curva. O índice de compressão está associado diretamente com a magnitude dos

recalques.

Equipamentos utilizados

A aplicação do carregamento é feita por uma prensa similar à prensa

utilizada em ensaios triaxiais com deformação controlada. Mantém-se, assim, o

conceito do ensaio, que é impor ao corpo de prova uma taxa de deformação

constante ao longo do tempo. Durante o ensaio são medidos os valores da tensão

total aplicada no topo (σv), a poropressão na base (ub) e a variação da altura (∆h)

do corpo de prova.

O equipamento utilizado na realização destes ensaios foi desenvolvido no

Laboratório de Geotecnia da PUC-Rio (Ribeiro, 1992), a partir da adaptação de

uma célula de adensamento convencional instalada em uma prensa de

DBD


77

carregamento axial controlado. Um medidor de poropressão na base e um LSCT

completam a instrumentação.

Hamilton & Crawford (1959) pesquisaram a influência da velocidade de

deformação, concluindo que os parâmetros de compressibilidade, para uma dada

estrutura de solo, variam consideravelmente com o tempo de execução do ensaio.

Smith & Wahls (1969) sugeriram que o valor da razão ub /σv deve ser

sempre inferior a 50%, para garantir a uniformidade de tensão vertical efetiva ao

longo do corpo de prova.

Para determinar a velocidade adequada a ser utilizada no ensaio, devem-se

levar em consideração os seus objetivos, além das limitações teóricas para a

análise dos resultados. Portanto, a velocidade deve atingir um determinado valor

no qual a poropressão gerada na base atinja um valor mínimo para a obtenção de

bons resultados de coeficientes de adensamento, definido pela eficácia das leituras

do transdutor que mede as poropressões, e também um valor máximo no qual a

relação tensão-deformação atinja um limite sem que os resultados possam ser

questionáveis.

Há certa diversidade de critérios para a seleção da velocidade no ensaio

CRS encontrados na literatura, como os propostos por: Smith & Wahls (1969),

Wissa et al. (1971), Gorman et al. (1978) e Armour & Drnevich (1986).

Verifica-se que a maioria deles prescreve diretamente a velocidade com a

razão ub/σv, entre a poropressão e a tensão vertical total, ou então associam essas

duas condições.

4.5.2.

Procedimento adotado

4.5.2.1.

Confecção dos corpos de prova

Os corpos de prova foram obtidos a partir de amostras indeformadas,

utilizando um procedimento similar ao do triaxial, ou seja, via moldagem por

cravação lenta de um amostrador bipartido. As dimensões aproximadas do corpo

de prova são 8.0 cm de altura e 2.00 cm de diâmetro. (Figura 4.9).

DBD


78

Figura 4.9: Amostrador contendo o solo após de ser submetido a sucção e

capilaridade para saturá-lo.

Após moldados os corpos de prova foram verificados com um paquímetro

de resolução de 0.01 mm. e o peso foi obtido em uma balança com exatidão de

0.01 g. Massa, volume e teor de umidade também foram mensurados visando a

determinação de índices físicos antes da saturação.

4.5.2.2.

Saturação dos Corpos de Prova: Capilaridade e Sucção

Inicialmente, tentou-se saturar os corpos de prova por capilaridade,

colocando-se a base da amostra em contacto com água destilada e deairada dentro

de um dessecador vedado, por 24 horas.

Após, foi feita a aplicação de sucção nos corpos de prova, por 30 minutos,

utilizando uma bomba de vácuo acoplada ao dessecador. Em seqüência a este

procedimento o corpo de prova foi deixado no dessecador por 24 horas.

4.5.2.3.

Montagem do ensaio

Uma vez saturado o corpo de prova no dessecador, leva-se ao anel do

molde, tirando o excesso de solo no topo até ficar do tamanho do molde. Este

procedimento foi feito com cuidado para não amolgar nem desestruturar o corpo

de prova.

A seguir, é esquematizado o procedimento da montagem:

DBD


79

• Inicialmente, satura-se a pedra porosa da base do oedômetro (deixando

percolar água através da mesma) e coloca-se papel filtro para evitar a

colmatação da pedra.

• A célula de adensamento foi montada, com as válvulas de drenagem abertas,

a parte superior da célula contendo o corpo de prova instalada, evitando

assim a formação de bolhas de ar. A célula de adensamento foi então

posicionada na prensa para aplicação de carregamento uniaxial. Não foi

permitida a drenagem da base, sendo nela instalado um transdutor de

pressão.

• Após a conexão do sistema anel superior/pistão/ topo com o anel inferior do

oedômetro, fecha-se o sistema com barras de latão para evitar vazamentos

(deve-se colocar papel filtro sobre a pedra porosa da base do pistão).

• Seleciona-se a velocidade de ensaio desejada e inicia-se o mesmo

A Figura 4.10 mostra uma câmara de adensamento desmontada e outra

montada. Pode-se perceber o anel sobre uma base com a pedra porosa coberta por

papel filtro e duas válvulas de drenagem, uma para acoplar o transdutor e outra

para saturação.

Figura 4.10: Equipamento de ensaio de adensamento CRD (a), corpo de

prova colocado no anel (b).

a b

DBD


80

À medida que o prato da prensa desloca-se para cima, o pistão comprime a

amostra, provocando o seu adensamento.

A aquisição de dados foi feita com 3 instrumentos eletrônicos acoplados

ao sistema do ensaio: um LSCDT (deslocamento vertical), uma célula da carga

(força vertical) e um transdutor de pressão (poropressão na base). Todos os

instrumentos encontravam-se ligados a um sistema de aquisição de dados com

conversão analógica digital de 16 Bits (ORION). Desta forma, foi possível obter

as leituras de maneira automatizada.

Previamente à realização dos ensaios, os instrumentos de medição de

deslocamento (LSCDT), carga (célula de carga) e poropressão (transdutor) foram

calibrados.

DBD


5.

Caracterização do Solo

5.1.

Determinação das Propriedades do solo

Com o intuito de se conhecer o comportamento de engenharia e

caracterizar os solos estudados, foram feitos os ensaios descritos no Capitulo 4.

As suas determinações foram realizadas logo após a abertura do bloco na câmara

úmida.

5.2.

Apresentação e análise dos resultados

5.2.1.

Caracterização física

5.2.1.1.

Índices físicos

Os índices físicos do solo coluvionar do Campo Experimental e Quitite

são apresentados na Tabela 5.1. Estes dados foram obtidos com base nas

características dos corpos de prova dos ensaios de resistência, com exceção da Gs.

Foram determinadas as densidades dos grãos apenas dos solos em seus

estados naturais,

Tabela 5.1 – Índices físicos dos solos coluvionares

Local Gs Teor de

Umidade

Índice de

Vazios S% t (kN/m³)

Campo

Experimental 2,749 25.32 0,90 76,37 18,10

Quitite 2,664 19.11 0,69 81,90 19,12

DBD


82

De acordo com os valores da Tabela 5.2, o solo coluvionar do Campo

Experimental apresenta menor peso específico e maior índice de vazios que o solo

coluvionar de Quitite, os solos encontram-se não saturados.

A metodologia seguida para obter a densidade dos grãos foi a mesma para

todos os materiais, o valor de Gs foi obtido através da média aritmética das quatro

determinações, tendo uma variação máxima dos valores de 1,5% .

5.2.1.2.

Análise Granulométrica

A análise granulométrica consistiu na realização de ensaios de

granulometria tanto por peneiramento como por sedimentação. A Tabela 5.2

resume as porcentagens das frações de solo encontradas e a Figura 5.1 apresenta

as curvas granulométricas.

Tabela 5.2 – Resumo da Análise Granulométrica

Local

Granulometria (%)

Pedregulho Areia

Silte Argila Areia Grossa

Areia Média

Areia Fina

Campo Experimental

1,27 7,27 18,91 9,72 3,53 59,30

Quitite 9,60 16,19 13,92 6,62 3,71 49,96

Figura 5.1 Curvas Granulométricas

0

10

20

30

40

Por

cent

agem

ret

ida

50

60

70

80

90

100

0

10

20

30

40

Por

cent

agem

ret

ida

50

60

70

80

90

1000

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0,0001 0,001 0,01 0,1 1 10 100 1000

Diâmetro dos Grãos (mm)

Por

cent

agem

que

pas

sa

DBD


83

O solo do Campo Experimental é constituído por um solo cuja distribuição

granulométrica é basicamente composta de partículas finas, de acordo com as

porcentagens apresentadas para cada fração. O material de Quitite apresentou-se

uma distribuição granulométrica muito similar, porém constituído por partículas

predominantemente finas.

5.2.1.3.

Limites de Atterberg

A tabela 5.3 apresenta os resultados obtidos das determinações dos limites

de liquidez e de plasticidade. São apresentados também o índice de plasticidade e

o índice de atividade de Skempton.

Tabela 5.3 – Resumo dos limites de Atterberg e da atividade do solo

Local LL (%) LP (%) IP (%) IA

Campo Experimental 64,49 34,36 30,12 0,51

Quitite 74,22 34,61 39,60 0,79

De acordo com o Índice de Atividade de Skempton, definido como sendo

%

(IP)asticidadeÍndicedePlIA

m , onde % < 2μm corresponde à fração argila do

solo, os sois tipos de solos são classificado com inativo.

De acordo com Mitchell (1993), quanto maior a atividade do solo, maior

será sua sensibilidade a fatores como tipo de cátion adsorvido e composição

química do fluido dos poros.

5.2.1.4.

Classificação dos Solos

Através da caracterização física do solo, podemos classificá-lo, no sistema

unificado de classificação de solo (SUCS), que leva em consideração tanto as

porcentagens obtidas pela análise granulométrica, quanto a plasticidade do solo,

representada pelo índice de plasticidade (IP) e o limite de liquidez (LL). Desse

DBD


84

modo, de acordo com o SUCS, os solos foram classificados conforme a Tabela

5.4.

Tabela 5.4 – Classificação SUCS do solo

Local SUCS

Campo Experimental Silte de alta plasticidade (MH)

Quitite Argila de alta plasticidade (CH)

5.2.2.

Caracterização mineralógica

A identificação dos minerais, da parte fina dos solos, foi realizada por

difrações de raios-X.

Difração por raios-X (DRX)

A maioria dos solos é constituída por diferentes minerais, por isso, a

identificação dos constituintes por apenas um método torna-se difícil, sendo

comum empregar mais de um tipo de ensaio para determinar a composição

mineralógica com maior precisão.

O uso da difração por raios-X permite a determinação dos minerais que

constituem o solo. No entanto, às vezes, é necessário tratar de maneira

diferenciada a amostra

Os métodos utilizados foram os métodos do pó e do gotejamento. Na

Tabela 5.5 são apresentados os ensaios realizados em cada local.

Tabela 5.5 – Ensaios de difração por raios-X realizados

Local Método do Pó

Método do Pó aquecido

Gotejamento Natural

Gotejamento Glicolado

Campo Experimental

- x x -

Quitite x x x x

Para o método do Pó, foi utilizado material passante pela peneira # 40,

previamente seco, logo se aqueceu-se a 950’C para identificação dos minerais

DBD


85

primários, alem disso, um segundo método foi empregado, do gotejamento, foi

usado para a determinação da fração argila (material passante pela peneira # 400.

Para o local de Quitite também se ensaiou uma lamina glicolada, para avaliar a

presença de argilominerais expansivos, estas foram incubadas em um dessecador

com vácuo durante pelo menos 24 horas. Em seguida foram levadas

imediatamente para análise por difratometria de raio X.

Através da Figura 5.2 observa-se que para o solo natural do Campo

Experimental há uma predominância de caulinita, estando este resultado de acordo

com o encontrado por Moreira (1998), Beneveli (2002) e Duarte (2004). Alem

disso, observou-se presença de quartzo como mineral primário.

Campo Experimental

0

1000

2000

3000

4000

5000

2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30

2 theta

Co

nta

ge

m

Natural Aquecido 950ºC

Caulinita

Caulinita

QuartzoQuartzo

Figura 5.2: Difratograma do Solo do Campo Experimental.

Quitite

0

1000

2000

3000

4000

5000

2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30

2 theta

Co

nta

gem

Natural Natural-Met. Pó Aquecido 950C Aglicolada

Caulinita

Caulinita

Figura 5.3: Difratograma do Solo do Quitite.

DBD


86

Já na Figura 5.3, foram ensaiados mediante os métodos descritos na

Tabela 5.5, pode-se observar novamente a presença de caulinita.

5.3.

Caracterização química

5.3.1.

pH e condutividade elétrica

A condutividade elétrica é a habilidade que um material tem em transmitir

(conduzir) corrente elétrica. De acordo com Nadler e Frenkel (1980), o solo pode

conduzir corrente elétrica através da água intersticial, que contêm eletrólitos

dissolvidos e através de cátions trocáveis, que residem perto da superfície de

partículas de solo carregadas. Eles ainda afirmam que a real condutividade elétrica

do solo depende do teor de água, da composição química da solução do solo e dos

íons trocáveis, da porcentagem de argila no solo e da interação entre os íons não

trocáveis e os trocáveis.

A determinação do pH e da condutividade elétrica foi feita

simultaneamente, no caso do pH numa solução 1 : 1 (solo : água) e no caso da

condutividade elétrica, no filtrado pelo funil dessa suspensão.

As condutividades elétricas encontradas para os solos em seus estados

naturais são consideradas baixas, fazendo com que o solo se comporte como um

material pouco condutor.

Na Tabela 5.6 são apresentados os valores de pH e condutividade elétrica

obtidos para os solos estudados. A condutividade elétrica do solo do Campo

Experimental e do Quitite são considerados baixos

Tabela 5.6: Valores de pH e condutividade elétrica

Local pH T (°C) CE

(uS/cm) T (°C)

Campo Experimental

3,64 20,3 191,43 22,3

Quitite 3,72 20,4 147,53 22,5

DBD


87

Os valores obtidos para pH em água mostram que os solos estudados são

ácidos (pH<7). Pode-se observar que os valores apresentados da condutividade

elétrica são baixos, comportando-se o solo como um material pouco condutor.

5.3.2.

Capacidade de troca catiônica (CTC)

De acordo com Yong (2001), o intercâmbio de cátions em solos acontece

quando íons do fluido intersticial carregados positivamente são atraídos para a

superfície da fração argila do solo. A ocorrência deste processo se deve à

necessidade de satisfazer a eletroneutralidade e a estequiometria. Os quesitos de

eletroneutralidade requerem que os íons trocáveis devem suprir a deficiência de

carga negativa não equilibrada presente naturalmente nas superfícies de materiais

argilosos. Estes íons trocáveis são denominados “cátions trocáveis”. A capacidade

de troca catiônica (CTC) indica a quantidade de cátions trocáveis que um solo

possui, e pode ser expressa em número de miliequivalentes de cátions por 100

gramas de solo (meq/100g) ou por centimol por quilo (cmolc/kg).

A Tabela 5.7 apresenta-se os resultados de CTC (a pH=7) e a soma de

Bases Trocáveis dos solos do Campo Experimenatl e Quitite. Indicando que os

solos são lateríticos e de atividade média.

Tabela 5.7: Valores de CTC e SB

Local

CTC SB

cmolc/dm3

Campo Experimental 5,02 0,38

Quitite 5,64 0,46

DBD


6.

Análise de Resultados e Discussão dos Ensaios Mecânicos

Conforme citado no Capítulo 4 o programa experimental desenvolvido

nesta dissertação foi composto por ensaios de adensamento com velocidade de

deslocamento constante (CRD) e ensaios de compressão triaxial (CIU) para os

locais do Campo Experimental (CE) e Quitite (QUI). Este Capítulo apresenta os

resultados dos ensaios realizados, análise dos mesmos e discussão avaliando o

potencial de liquefação dos dois solos coluvionares investigados.

6.1.

Ensaios de Adensamento com Velocidade de Deslocamento Constante CRD

O objetivo principal da realização do ensaio CRD foi determinar a tensão

de escoamento das amostras indeformadas dos solos coluvionares analisadas.

Alem disso determinou-se os parâmetros de compressibilidade Cc e Cs, que

permitiram comparar a compressibilidade dos locais estudados. Finalmente e de

forma complementar, foram determinados os coeficientes de adensamento (Cv) e

o coeficiente de permeabilidade (k).

6.1.1.

Apresentação e análise dos resultados

Nesta dissertação foram realizados cinco ensaios de adensamento com

velocidade de 0.036 mm/min, sendo dois em amostras do solo do Campo

Experimental e três em amostras do solo do Quititi. A duração desses ensaios

variou de 2 a 3 horas. Os corpos de prova utilizados tinham 2,0 cm de diâmetro e

5,0 cm de altura. As características iniciais dos corpos de prova são listadas na

Tabela 6.1.

DBD


89

Tabela 6.1: Características iniciais dos corpos de prova do ensaio CRD

Local Ensaio

wo (%)

antes da

saturação

wo (%)

após a

saturação

Wf

(%) e S%

(kN/m³)

d

(kN/m³)

Campo

Experimental

CE E-1 26,4 37,5 33,9 1,15 89,5 17,23 12,53

CE E-2 25,3 34,5 32,4 1,16 81,6 16,77 12,46

Quitite

QUI E-3 20,2 25,1 21,1 0,70 95,7 19,24 15,38

QUI E-4 19,8 26,7 23,8 0,72 99,6 19,30 15,23

QUI E-5 17,4 34,0 29,2 0,77 96,7 18,89 14,77

Conforme indicado na Tabela 6.1, os índices de vazios iniciais do solo do

Campo Experimental são maiores que no solo do Quitite, o que indica ser de se

esperar um comportamento mais rígido neste último.

Para os ensaios do solo do Campo Experimental foram empregadas

técnicas de saturação com sucção e capilaridade. O mesmo aconteceu no solo do

Quitite. No entanto o ensaio QUI E-3 foi saturado somente por capilaridade.

Conforme indicado na Tabela 6.1, tal ensaio apresentou o menor grau de

saturação dentre os 3 executados. Tal, entretanto, não é indicativo de que o

emprego da sucção tenha introduzido qualquer melhora na saturação do material.

Pelo contrário, acredita-se que tal técnica tenha prejudicado a obtenção de

resultados confiáveis, conforme discutido adiante.

Na figura 6.1 apresentam-se as relações de e x log σ’ para os ensaios CE

E-1 e CE E-2. Observa-se uma suave mudança no gradiente das curvas. Pode-se

dizer que os comportamentos apresentados nestes ensaios são próximos, sendo

possível definir um único gradiente de uma suposta linha de compressão virgem.

DBD


Figu

Deve

levad

Cam

200k

para

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6.2b e 6.2c)

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90

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Figura 6.2.

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DBD


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virgem a

a Tabela 6.

ão, Cc, mo

Variação do

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b) e QUI E-

91

partir dos

2. A partir

ostrados na

o índice de

amostras Q

-5 (c).

vazios

QUI E-3

DBD


92

Tabela 6.2: Linhas de compressão virgem (LCV)

Local Ensaio ' (kPa) e

Campo

Experimental

CE E-1 45,60 1,01

235,50 0,72

CE E-2 20,00 1,00

200,00 0,64

Quitite

QUI E-3 859,01 0,51

1845,02 0,45

QUI E-4 16,11 0,61

222,33 0,43

QUI E-5 27,73 0,67

211,84 0,43

Tabela 6.3: Parâmetros do ensaio de adensamento

Local Ensaio Cc Cs

Campo Experimental CE E-1 0,411 0,020

CE E-2 0,415 0,018

Quitite

QUI E-3 0,155 0,022

QUI E-4 0,139 0,022

QUI E-5 0,277 0,012

Independentemente da possibilidade da técnica de saturação empregada na

maioria dos ensaios executados (uso de sucção) ter provocado amolgamento dos

corpos de prova, verifica-se, na Tabela 6.3, que a compressibilidade do solo do

Campo Experimental (definida em termos de Cc) é 35% maior que a do solo do

Quitite. Tal é compatível com os menores valores de índice de vazios naturais

observados no solo do Quitide (Tabela 6.1).

Além do parâmetro de compressibilidade Cc, a Tabela 6.3 mostra valores

de Cs (índice de expansão) obtidos das figuras 6.1 e 6.2. É aparente, agora, que os

dois materiais apresentam características de descarregamento / recarregamento

iguais, com um Cs próximo a 0,20. Tal aspecto sugere que a mineralogia de

ambos os solos é similar, confirmando os resultados das análises mineralógicas

efetuadas.

DBD


93

Possivelmente em virtude da ocorrência de um amolgamento das amostras

devido ao uso de sucção no processo de saturação, a tensão de escoamento não foi

passível de ser definida nestes ensaios. Considerando os resultados dos ensaios

triaxiais realizados (item 6.2) estima-se que a mesma varie entre os limites de 50 e

100 kPa para ambos os materiais ensaiados.

A Tabela 6.4 mostra valores dos coeficientes de permeabilidade e de

adensamento definidos a partir da execução dos ensaios CRD nos dois materiais.

Apesar de, quantitativamente, tais informações poderem ser questionáveis (e.g, de

Campos et al, 1998), verifica-se que a ordem de grandeza dessas propriedades é

essencialmente a mesma para ambos os materiais. Assim, pode-se dizer que os

solos do Campo Experimental e o do Quitite apresentam propriedades hidráulicas

similares.

Tabela 6.4: Coeficiente de condutividade hidráulica e coeficiente de

adensamentos dos corpos de prova dos ensaios CRD

Local Ensaio ' (kPa) k (cm/s) Cv (cm²/s)

Campo

Experimental

CE E-1 50 8,4 E-6 2,8E-03

100 1,9 E-6 1,0E-01

CE E-2 50 3,3 E-6 2,2E-02

100 3,2 E-6 8,6E-02

Quitite

QUI E-3 50 1,7 E-6 3,1E-02

100 1,6 E-6 8,1E-02

QUI E-4 50 1,1 E-6 2,4E-02

100 8,1 E-7 3,8E-02

QUI E-5 50 1,9 E-6 4,2E-02

100 1,8 E-6 5,4E-02

6.2.

Ensaios Triaxiais de Deformação Controlada

Foram realizados 24 ensaios triaxiais não drenados, todos em amostras

indeformadas nos solos coluvionares do Campo Experimental e do Quitite. Os

ensaios foram realizados seguindo os procedimentos descritos no Capítulo 4.

DBD


94

Os ensaios foram executados empregando-se três tensões confinantes

efetivas: 20 kPa, 70 kPa e 200 kPa. Estas tensões foram escolhidas por

englobarem uma gama de tensões verticais geostáticas efetivas sob as quais um

potencial problema de liquefação poderia ocorrer em encostas do Rio de Janeiro.

As velocidades de cisalhamento às quais cada corpo de provas foi submetido estão

resumidas na Tabela 6.5. Inicialmente foram empregadas seis velocidades em

ensaios na tensão confinante de 200 kPa. Após, foram escolhidas três velocidades

que permitissem uma avaliação quantitativa da influência da velocidade nas

variações de poro-pressões e resistência. Isto foi feito tanto no local do Campo

Experimental quanto do Quitite.

As velocidades escolhidas foram: 0.0033, 0.0333 e 33.33 mm/min.

Tabela 6.5: Resumo dos Ensaios Triaxiais

Local Ensaios c'

(kPa)

Velocidade

mm/min

Campo

Experimental

E-1 21 0.0033

E-2 20 0.0333

E-3 24 33,33

E-4 71 0,0033

E-5 70 0,0333

E-6 68 33,33

E-7 198 0,0033

E-8 198 0,033

E-9 194 0,333

E-10 198 0,667

E-11 197 3,333

E-12 201 33,33

Quitite

E-13 21 0,0033

E-14 18 0,0333

E-15 17 33,33

E-16 71 0,0033

E-17 71 0,0333

E-18 67 33,33

DBD


95

E-19 199 0,0033

E-20 199 0,0333

E-21 195 0,333

E-22 199 0,667

E-23 197 3,333

E-24 197 33,33

6.2.1

Apresentação dos resultados Triaxiais

Os resultados das características iniciais e finais dos corpos de prova doe

ensaios triaxiais são apresentados na Tabela 6.6. Nas figuras 6.4 a 6.14 são

apresentadas as curvas Tensão Desviadora vs Deformação Axial e Excesso de

Poro-Pressão vs Deformação Axial obtidas. Cabe ressaltar que as medições de

poro-pressão foram feitas à meia altura e na base do corpo de prova.

DBD


96

Tabela 6.6: Características dos corpos de prova nos Ensaios Triaxiais CIU

Antes do Adensamento Após o Adensamento

Ensaio c' (kPa)

Vel. mm/min

Do cm

wo (%) d

(g/cm³) eo S% wf (%) d

(g/cm³)

E-1 21 0,0033 3,75 25,64 1,48 0,86 81,69 40,99 1,32

E-2 20 0,0333 3,75 24,24 1,5 0,84 79,53 32,16 1,41

E-3 24 33,33 3,75 28,57 1,47 0,87 89,84 39,44 1,35

E-4 71 0,0033 3,75 24,9 1,5 0,83 82,31 31,81 1,43

E-5 70 0,0333 3,75 27,59 1,34 1,05 72,17 35,14 1,34

E-6 68 33,33 3,75 26,21 1,37 1,01 71,22 33,02 1,37

E-7 198 0,0033 3,75 22,43 1,46 0,88 70,15 30,6 1,43

E-8 198 0,033 3,75 22,68 1,36 1,02 61,31 32,89 1,35

E-9 194 0,333 3,75 23,37 1,39 0,98 65,8 29,62 1,41

E-10 198 0,667 3,75 22,96 1,5 0,83 76,17 30,01 1,46

E-11 197 3,333 3,75 23,16 1,55 0,78 81,92 31,51 1,49

E-12 201 33,33 3,75 25,95 1,49 0,85 84,39 29,83 1,49

E-13 21 0,0033 3,75 20,72 1,62 0,64 86,31 25,95 1,57

E-14 18 0,0333 3,75 21,01 1,6 0,66 84,31 25,89 1,55

E-15 17 33,33 3,75 21,59 1,6 0,66 86,6 26,94 1,55

E-16 71 0,0033 3,75 19,82 1,6 0,66 79,82 25,64 1,55

E-17 71 0,0333 3,75 20,99 1,54 0,73 77,01 26,81 1,5

E-18 67 33,33 3,75 19,91 1,62 0,64 82,79 26,05 1,58

E-19 199 0,0033 3,75 22,32 1,56 0,71 84,03 26,78 1,57

E-20 199 0,0333 3,75 23,11 1,52 0,75 82,15 23,54 1,59

E-21 195 0,333 3,75 22,63 1,52 0,76 79,71 26,09 1,53

E-22 199 0,667 3,75 21,38 1,57 0,69 82 24,6 1,6

E-23 197 3,333 3,75 18,72 1,6 0,66 75,56 24,26 1,59

E-24 197 33,33 3,75 21,44 1,57 0,69 82,5 25,81 1,58

DBD


97

Durante o adensamento se teve problemas nos dados registrados pelo

medidor de volume, o que prejudicou a definição do índice de vazios final das

amostras. Com o intuito de contornar o problema, o valor do índice de vazios final

foi computado por dois métodos: um, a partir da fórmula Gw=eS, tendo em vista

serem conhecidos os dados de G e w, e considerando os corpos de prova

saturados. A outra metodologia adotada foi considerando a Equação 5:

V/V = (a+2r)/3 Equação 5

assumindo que as deformações radiais, r, são iguais a zero, a variação de volume

fica só por conta da deformação axial, a, que foi medida durante a fase de

adensamento. Após uma avaliação das metodologias descritas, adotou-se fazer as

futuras comparações com a umidade final, por serem mais confiáveis.

Nesta apresentação, serão avalizados os resultados considerando a

variação das velocidades com a tensão confinante efetiva.

6.2.2

Influência da Velocidade nos Ensaios Triaxiais

Campo Experimental

Para um melhor entendimento do comportamento inicial nos ensaios

triaxiais, foram plotadas as linhas de compressão virgem (LCV) dos ensaios CRD

junto com a tensão efetiva de adensamento (p’o) de cada ensaio. Na Tabela 6.7 são

listados os valores de umidade final e p’o, base para a Figura 6.3.

Na Figura 6.3, observa-se que as LCV dos ensaios CE E-1 e E-2 são

paralelas, apresentado um deslocamento entre elas. Este fato pode ser atribuído às

condições iniciais das amostras nos ensaios CRD. Nota-se, na Figura 6.3, que os

dados dos triaxiais se ajustam melhor à LCV do ensaio CE E-1.

DBD


Fig

execu

Tabela 6

Ex

gura 6.3 Re

No que s

utados nas

6.7: Teor de

Local

Campo

xperimental

lação entre:

S

se segue são

velocidade

Umidade f

Campo

Ensaio

E-1

E-2

E-3

E-4

E-5

E-6

E-7

E-8

E-9

E-10

E-11

E-12

: v’o – Wf

Solo do Cam

o apresenta

es indicadas

final x tensã

Experimen

c'

(kPa)

21

20

24

71

70

68

198

198

194

198

197

201

f (%) e Linh

mpo Experim

ados os resu

s na Tabela

ão efetiva de

ntal

wf (%)

40,99

32,16

39,44

31,81

35,14

33,02

30,6

32,89

29,62

30,01

31,51

29,83

ha Virgem d

mental

ultados dos

a 6.5, comp

e adensamen

p'o

(kPa)

22,34

18,14

30,49

71,78

74,91

67,54

202,03

200,16

206,06

201,74

204,04

202,53

dos ensaios

ensaios tria

preendendo

98

nto

CRD no

axiais CIU,

o as curvas

DBD


99

tensão desviadora versus deformação axial (d x a), as curvas de acréscimo de

poro-pressão versus deformação axial (Δu x a) obtidas na base e no meio do

corpo de prova. Finalmente, é apresentada uma comparação das trajetórias de

tensão (p’ x q).

Ensaios E-1 a E-3

Na Figura 6.4 ilustram-se os corpos de prova após o ensaio. Estes

apresentaram forma de barril, não sendo identificado um plano de ruptura.

A figura 6.5 mostra a influência da velocidade de cisalhamento na tensão

desviadora e na poro-pressão de água para uma tensão de confinamento de 20

kPa. Na figura 6.5a, nota-se pouca influência do aumento da velocidade de

cisalhamento para ensaios lentos (menores que 0.033 mm/min); pelo contrário,

para elevadas velocidades (da ordem de 33.33 mm/min), observou-se um efeito

acentuado. A tensão desviadora no estado critico (a =15%) aumentou mais do

que o dobro (de 50 a 120 kPa). O comportamento do material ensaiado

rapidamente (E-3) é completamente diferente dos lentos (E-1 e E-2); o modulo de

deformabilidade inicial é muito maior para o ensaio rápido, nota-se a estabilização

da tensão desviadora a partir do nível de deformação de 1%, mantendo-se

constante até a deformação última.


Campo Experimental

E-3 E-2 E-1

DBD


100

O ensaio rápido apresentou maior desenvolvimento de acréscimo de poro-

pressões positivo em comparação aos ensaios lentos. Contudo, os ensaios lentos

seguem a mesma tendência de comportamento de acréscimos de poro-pressão,

isso é um ligeiro aumento de Δu positivas na etapa inicial de deformações e um

aumento de Δu negativas em deformações últimas, ou seja, apresentou-se

dilatância (Figura 6.5b). Esta tendência de incremento de poro-pressões negativa é

um indicativo de um endurecimento do material, e um afastamento da

possibilidade de liquefação.

Para o ensaio rápido, na base não foram medidos os Δu, já no meio gerou

um severo aumento de poro- pressões positivas (na ordem de 20 kPa) em

pequenas deformações, mantendo-se constante até deformações ultimas; já no

meio, apresenta-se a geração de Δu positivas da ordem de 3,8 kPa para pequenas

deformações e de Δu negativas conforme as deformações aumentam. No entanto,

para os ensaios lentos (E-1), o nível de poro-pressões apresentado na base e no

meio são similares, com desenvolvimento de acréscimo de poro-pressões

negativas para deformações ultimas (na ordem de 10 kPa). O ensaio E-2 (lento),

não apresentou acréscimos de poro pressões na base, já no meio, manteve-se a

tendência do ensaio E-1.

DBD


Figura 6.

(a)

(b)

(c)

5: Curvas (

'c=20 k

(a) d x a,

kPa no solo

(b) u (bas

do Campo

e) x a e (c)

Experimen

) u (meio)

ntal.

101

) x a para

DBD


102

Ensaios E-4 a E-6

Na figura 6.6 apresenta-se a influência da velocidade de cisalhamento com

a tensão de desviadora e com a poro-pressão de água para uma tensão de

confinamento de 70 kPa e cisalhados à velocidades de 0.0033 mm/min, 0.033

mm/min e 33.33 mm/min.

Diferentemente dos ensaios com c'=20 kPa, os resultados apresentados na

figura 6.7, sugerem uma mesma tendência em todos. Para deformações iniciais

existe um leve aumento da tensão desviadora para o ensaio rápido. No entanto,

para deformações maiores observou-se a tensão desviadora para o ensaio lento

ligeiramente maior. Para deformações da ordem de 15%, os três ensaios tendem a

estabilizar-se ao redor de 80 kPa.

Em todos os ensaios foi observado desenvolvimento de poro-pressões

positivas, no nível de 40 kPa, sugerindo um possível estado de instabilidade à

liquefação.

Nota-se nos ensaios lentos, para deformações iniciais menores que 5%,

que os Δu são maiores que no ensaio rápido. Após esta deformação, há uma

variação. Por exemplo, no ensaio E-4 o incremento de poro-pressão decresce

ligeiramente, apresentando-se por abaixo do ensaio rápido. Por outro lado, o

ensaio lento (E-5) manteve-se sempre acima do rápido. Diferentemente dos

ensaios com um confinamento de 20kPa, na figura 6.6c, observa-se que não existe

grandes diferenças entre as poro-pressões na base e no meio.

Os índices de vazios são similares para os ensaios E-5- e E-6. No entanto,

o ensaio E-4 apresenta um índice de vazios 13% menor em relação à amostra E-5,

cisalhada à mesma velocidade lenta. Tal sugere que o índice de vazios inicial afeta

pouco o comportamento tensão-deformação do solo do Campo Experimental.

Na figura 6.7 nota-se que as amostras romperam na forma de barril.

DBD


Figura 6.

(a)

(b)

(c)

6: Curvas (

'c=70 k

(a) d x a,

kPa no solo

(b) u (bas

do Campo

e) x a e (c)

Experimen

) u (meio)

ntal.

103

) x a para

DBD


104

Figura 6.7: Corpos de provas com c'=70 kPa após os ensaios no solo do Campo

Experimental

Ensaios E-7 a E-12

A Figura 6.8 mostra que os corpos de prova adensados à tensão efetiva de

200kPa romperam sem mostrar planos de falha bem definidos.

Figura 6.8: Corpos de provas com c'=200 kPa após os ensaios no solo do Campo

Experimental

E-12 E-11 E-10 E--9 E-8 E-7

E-6 E-5 E-4

DBD


105

Na Figura 6.9 apresenta-se a influência da velocidade de cisalhamento

com a tensão desviadora e acréscimos de poro-pressão de água para a tensão de

confinamento efetiva de 200 kPa.

Note-se que as curvas tensão deformação de todos estes ensaios seguem

uma mesma tendência. O ensaio E-12 (rápido) apresentou maior desenvolvimento

da tensão desviadora que nos ensaios lentos (E-7 ou E-8). No ensaio E-11,

considerado rápido, mostrou-se um nível de tensão desviadora similar aos ensaios

lentos (E-7, E-8 e E-9), apesar de apresentar um menor índice de vazios. Nos

níveis de deformação 15% (estado critico), os ensaios tendem a estabilizar-se ao

redor da faixa de 130 a 160 kPa.

O desenvolvimento de poro-pressões positivas, da ordem de 120 kPa, foi

observado em todos os ensaios. Todo incremento de Δu positivo, como já como

foi visto nos ensaios de tensão confinante de 70 kPa, é um indicativo da

possibilidade de instabilidade do material. A probabilidade de ocorrência a

liquefação vai ser vista mais adiante, mas o primeiro caminho da identificação

seria a ocorrência de aumento da poro-pressão positiva.

De modo similar que os ensaios confinados com 70 kPa de tensão efetiva,

figura 6.9c, observa-se que não existe grandes diferenças entre as poro-pressões

na base e no meio no caso dos ensaios lentos. Menores acréscimo de poro-pressão

são entretanto medidos nos ensaios mais rápidos.

DBD


Figura 6.

(a)

(b)

(c)

9: Curvas (

'c=200

(a) d x a,

kPa no solo

(b) u (bas

o do Campo

e) x a e (c)

o Experimen

) u (meio)

ntal.

106

) x a para

DBD


107

Quitite

Seguindo o esquema apresentado na Figura 6.3, são mostradas, na Figura

6.10, as curvas virgens obtidas nos ensaios CRD executados no solo do Quitite,

junto com a tensão efetiva de adensamento (p'o) de cada ensaio traixial. Na Tabela

6.8 são listados os valores de umidade final com p’o, base para a Figura 6.10.

Tabela 6.8: Teor de Umidade final x tensão efetiva de adensamento -

Quitite

Local Ensaio c'

(kPa)Wf (%)

p'o

(kPa)

Quitite

E-13 21 25,95 21,70

E-14 18 25,89 17,20

E-15 17 26,94 23,40

E-16 71 25,64 72,90

E-17 71 26,81 73,90

E-18 67 26,05 69,90

E-19 199 26,78 204,50

E-20 199 23,54 204,70

E-21 195 26,09 200,99

E-22 195 24,60 200,49

E-23 197 24,26 204,04

E-24 197 25,81 203,10

É aparente, na Figura 6.10, não haver nenhuma relação entre os resultados

dos ensaios CRD e os dados dos ensaios triaxiais. Estes últimos indicam que o

solo do Quitite é muito menos compressível que o sugerido pelos resultados dos

ensaios CRD. Tal sugere que o solo do Quitite foi mais afetado pelo processo de

saturação adotado nos ensaios CRD.

Continuando com o esquema apresentado para o solo do Campo

Experimental, serão apresentados os resultados dos ensaios Triaxiais CIU, curvas

tensão desviadora versus deformação axial (d x a), cisalhados a diferentes

velocidades, conforme a Tabela 6.6.

DBD


Ensa

na co

visua

ensai

confi

mm/m

Tabe

figur

maio

mais

até o

desvi

ensai

Figura 6.

aios E-13 a

A Figura

ondição não

alizar a for

ios do Camp

O comp

finamento d

min e 33.3

ela 6.6), é ap

O efeito

ra 6.12a. Pa

or tensão de

lento (E-13

o estado crit

iadora men

ios, mesmo

10: Relação

E-15

a 6.11 apre

o drenada c

rma de rupt

po Experim

portamento

e 20 kPa e

33 mm/min

presentado n

da velocid

ara deforma

esviadora qu

3) excede li

tico (15%).

nores, da or

apresentan

o entre: p’o –

no Sol

senta três c

om tensão e

tura dos co

mental.

apresentad

carregado

n., represent

na Figura 6

dade no aum

ações menor

ue os ensaio

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ndo índice d

– Wf (%) e

lo do Quitit

corpos de pr

efetiva de c

orpos de pr

do no loc

com veloci

tados nos e

.12.

mento da te

res que 3%

os lentos. A

e ao rápido,

o o ensaio l

metade das

e vazios sim

Linha Virg

e

rovas indef

confinament

rova simila

al do Qui

idades de 0

ensaios E-1

ensão desv

o ensaio rá

Após 3% de

, seguindo u

lento (E- 4)

desenvolvid

milares.

gem dos ens

formados e

to de 20 kP

ar ao aprese

itite, para

.0033 mm/m

13, E-14 e

iadora é m

ápido apres

deformação

uma mesma

) desenvolv

das pelos o

108

saios CRD

cisalhados

Pa. Pode-se

entado nos

níveis de

min, 0.033

E-15 (ver

mostrado na

sentou uma

o, o ensaio

a tendência

veu tensões

outros dois

DBD


109

Na figura 6.12 b e c, avaliam-se os acréscimos de poro-pressão, medidos

na base e no meio do corpo de prova. Estes não apresentaram diferenças

marcantes para os ensaios lentos; no entanto para os ensaios rápidos apresentam-

se maiores Δu positivos na base. Os ensaios lentos mostram acréscimo de poros-

pressão negativos, enquanto os ensaios rápidos mostraram um leve acréscimo de

poro-pressões positivas da ordem de 2 kPa. De maneira similar aos ensaios do

solo no Campo Experimental para a mesma tensão de confinamento, a menor

velocidade gerou maiores acréscimos de poro-pressão negativa. Neste nível de

tensões o material está afastando-se de uma possível liquefação, mostrando um

comportamento dilatante.

Cabe mencionar que o índice de vazios e teor de umidade foram

aproximadamente os mesmos para os três corpos de prova.

Figura 6.11: Corpos de provas com c'=20 kPa após os ensaios no solo de

Quitite.

E-15 E-14 E-13

DBD


Figura 6.1

(a)

(b)

(c)

12: Curvas (

(a) d x a,

'c=20 kPa n

, (b) u (bas

no solo do Q

se) x a e (c

Quitite.

c) u (meio)

110

) x a para

DBD


111

Ensaios E-16 a E-18

A Figura 6.13 mostra o esquema de ruptura observado nos ensaios

adensados com 70 kPa de tensão efetiva. Mais uma vez, não se observou a

formação de planos de falha.

Resultados dos ensaios E-16, E-17 e E-18 são mostrados na figura 6.14.

Nota-se que os índices de vazios iniciais e o teor de umidade apresentaram

diferença de 10% entre o corpos de prova E-16 e E-18 e o E-17. A figura 6.14a

mostra um comportamento tensão-deformação similar para todos os ensaios. Para

deformações maiores que 2% o ensaio mais lento (E-16) desenvolve maiores

tensões desviadoras, seguido pelo outro ensaio lento (E-17), e ao final com

tensões mais baixas, o ensaio rápido (E-18).

Para este nível de tensões de adensamento todos os ensaios desenvolvam

acréscimo de poro-pressões positivo. Para níveis de deformações menores que 3%

os ensaios lentos apresentaram maiores Δu positivo que no ensaio rápido. No

entanto, para niveis de deformações maiores que 3%, a tendência dos ensaios

lentos é a de diminuir Δu, enquanto que o ensaio rápido mantém-se constante, ou

seja, continua desenvolvendo Δu positivo. Ao final das deformações (15%), o

ensaio rápido apresentou maior acréscimo de poro-pressões que nos ensaios

lentos. A diferença entre as poro-pressões na base e no meio é notável para o

ensaio rápido, na base nota-se maiores acréscimos de poro-pressões positivas a

pequenas deformações, já no meio a tendência é ao aumento de Δu com as

deformações. Analisando os ensaios lentos, estes não apresentam diferenças

importantes.


Quitite.

E-18 E-17 E-16

DBD


Figura 6.1

(a)

(b)

(c)

14: Curvas (

(a) d x a,

'c=70 kPa n

, (b) u (bas

no solo do Q

se) x a e (c

Quitite.

c) u (meio)

112

) x a para

DBD


113

Ensaios E-19 a E-24

Resultados dos ensaios E-19, E-20, E-21, E-22, E-23 e E-24, são

mostrados na figura 6.16, os índices de vazios iniciais e o teor de umidade

apresentaram-se próximos, a única diferença é apresentada no ensaio E-23, com

e=0.66 e w=18.7% (Ver Tabela 6.6).

As curvas tensão-deformação dos ensaios com corpos de prova adensados

com tensão confinante efetiva de 200 kPa, apresentaram um mesmo

comportamento, um aumento severo da tensão desviadora para níveis de

deformações menores que 1%, após desta deformação cai para um patamar de

escoamento plástico. No ensaio E-19, de menor velocidade de cisalhamento,

observou-se um maior desenvolvimento da tensão desviadora que qualquer outro,

atingindo ordens de 240 kPa, embora apresentando índice de vazios similares. Já

os outros ensaios mostraram tensões desviadoras menores, na ordem de 100 a 180

kPa, todos com uma tendência similar.

Na figura 6.16 b e c, apresentam-se o desenvolvimento de acréscimos de

poro-pressão positivos, mostrando comportamentos similares. Destaca-se o ensaio

rápido (E-24) que apresentou menores incrementos de poro-pressões positivos

para deformações menores que 5%. Após isso estabilizou-se até chegar ao estado

critico com valores similares aos demais ensaios. Observa-se que, no geral, as

poro-pressões medidas à meia altura da amostra nos dois ensaios mais rápidos são

menores que as medidas na base das amostras.


Quitite.

E-24 E-23 E-22 E-21 E-20 E-19

DBD


Figura 6.1

(a)

(b)

(c)

16: Curvas (

'

(a) d x a,

'c=200 kPa

, (b) u (bas

no solo do

se) x a e (c

Quitite.

c) u (meio)

114

) x a para

DBD


115

6.2.2.1.

Dados na Ruptura

Os valores da tensão desviadora, deformação axial, excesso de poro-pressão

e os valores de p’ e q na ruptura, nos ensaios CIU, são listados na Tabela 6.9.

Foram assumidos dois critérios de valores máximos, devido aos ensaios E-1, E-2 e

E-14 onde se observou que a resistência do solo aumenta com a deformação

(comportamento de enrijecimento do material), logo, este não apresenta um

máximo definido na curva tensão desviadora x deformação. Primeiro, adotou-se

que o máximo ocorreu ao ser atingido à tensão desviadora máxima. O outro

critério foi proposto por de Campos e Delgado (1995), onde os autores assumem

que o solo, com comportamento semelhante a este, rompe quando a curva tensão

desviadora x deformação axial atinge pela primeira vez uma inclinação (α)

aproximadamente constante. Foi também efetuada uma avaliação utilizando a

relação (''); estes dados serão chamados Normalizados.

DBD


116

Tabela 6.9: Dados Máximos e Normalizados na Ruptura

Local

Máximo Normalizados

Ensaio 'c

(kPa)

Vel

mm/min

a

(%)

'd

(KPa)

Su

(kPa)

p'

(kPa)

Δu

(kPa) a (%) '1/'3

d

(KPa)

Su

(kPa)

p'

(kPa)

Δu

(kPa)

Campo

Experimental

E-1 21 0.0033 2,80 19,50 9,75 31,04 -0,52 3,00 1,9 20,34 10,17 33,03 -0,52

E-4 71 0.0033 1,50 64,60 32,30 66,53 36,33 2,27 3,0 65,85 32,93 67,22 37,49

E-7 198 0.0033 1,95 122,70 61,35 128,59 130,40 2,64 2,8 122,54 61,27 128,41 134,90

E-2 20 0.0333 2,10 13,40 6,70 26,14 0,48 5,00 2,1 104,27 9,22 27,52 3,54

E-5 70 0.0333 2,08 61,60 30,80 59,50 41,69 4,80 1,8 62,18 34,37 61,47 39,98

E-8 198 0.0333 2,50 131,30 65,65 118,48 145,25 5,15 1,9 157,15 67,55 116,01 125,36

E-3 24 33.333 1,00 95,70 47,85 69,44 2,60 2,05 4,9 104,27 52,14 79,09 3,54

E-6 68 33.333 0,74 55,20 27,60 92,47 2,68 7,10 3,3 62,18 31,53 58,98 39,98

E-12 201 33.333 0,85 156,00 78,00 246,12 32,42 5,36 3,1 157,15 78,57 155,74 125,36

E-9 194 0.333 1,27 106,90 53,45 152,88 94,52 3,53 3,0 124,55 62,27 123,73 132,50

E-10 198 0.667 1,29 149,60 74,80 162,99 109,69 3,84 3,8 170,75 85,38 146,26 137,00

E-11 197 3.333 0,55 112,60 56,30 194,35 59,15 1,84 2,2 115,21 57,60 151,92 102,89

Quitite

E-13 21 0.0033 3,42 57,40 28,70 62,68 -12,64 3,57 2,7 59,43 29,72 64,35 -12,93

E-16 71 0.0033 2,75 104,10 52,05 97,83 24,34 3,03 3,2 105,37 52,68 100,99 24,58

E-19 199 0.0033 0,67 215,00 107,50 233,30 73,33 6,96 3,5 233,67 116,83 208,79 106,71

E-14 18 0.0333 5,00 20,70 10,35 33,53 -5,50 5,00 1,9 19,69 9,84 32,51 -5,50

E-17 71 0.0333 1,41 87,00 43,50 75,83 38,42 1,70 3,6 93,14 46,57 81,45 39,05

E-20 199 0.0333 0,86 139,60 69,80 171,99 97,18 2,07 2,7 150,09 75,04 160,16 119,55

E-15 17 33.33 1,30 43,70 21,85 59,40 0,85 1,50 3,1 46,67 23,33 45,71 1,03

E-18 67 33.33 0,90 70,00 35,00 127,30 10,04 5,72 3,4 83,13 41,56 76,96 34,55

E-24 197 33.33 0,70 157,60 78,80 352,27 2,36 6,61 2,7 167,19 83,59 181,24 105,44

E-21 195 0.333 1,27 106,90 53,45 144,11 104,44 2,84 2,7 108,62 54,31 119,44 129,97

E-22 195 0.667 1,29 149,60 74,80 162,12 107,68 2,12 3,0 148,23 74,12 149,06 120,06

E-23 197 3.333 0,55 112,60 56,30 194,35 59,15 1,53 2,1 112,90 56,45 155,69 97,96

DBD


117

Da Tabela 6.7, serão geradas comparações da resistência com a velocidade,

como na figura 6.17 e 6.18 que apresentam as variações da resistência não

drenada com a velocidade.

As relações obtidas para o solo do Campo Experimental são expostas na

Figura 6.17. Observa-se que há uma tendência da resistência aumentar com o

crescimento da velocidade na tensão efetiva de adensamento menor (’c=20 kPa).

Para a tensão efetiva de adensamento igual a 70 kPa, percebe-se pouca diferença

com o aumento da velocidade, mantendo-se quase constante, já nos ensaios com

maiores tensões de adensamento (’c=200 kPa) segue uma ligeira tendência ao

incremento na resistência a maior velocidade.

Figura 6.17: Relação de Su e velocidade no solo do Campo Experimental

As relações obtidas para o solo do Quitite são apresentadas na Figura 6.18.

Nota-se que a relação entre a resistência não drenada e a velocidade de

cisalhamento para os ensaios adensados com ’c= 20 e 200 kPa apresenta uma

diminuição da resistência até a velocidade de 0,033mm/min, tendendo a aumentar

para maiores velocidades. Na tensão confinante intermediária (’c=70kPa) há

uma tendência da resistência não drenada diminuir com o aumento da velocidade

de cisalhamento.

Campo Experimental

0

20

40

60

80

100

120

0.001 0.01 0.1 1 10 100

Vel (mm/min)

Su

(K

Pa) σc'= 20 kPa

σc'= 70 kPa

σc'= 200 kPa

σc'= 20 kPa

σc'= 70 kPa

σc'= 200 kPa

PicoPico Normalizado

DBD


118

Figura 6.18: Relação de Su e velocidade no solo do Quitite

Observa-se nas Figuras 6.17 e 6.18 que a obtenção da resistência do solo é

pouco influenciada pelos critérios adotados. Assim, daqui em adiante, para os

gráficos que intervenham a resistência não drenada, será utilizada a denominada

Máxima.

Dados associados ao comportamento no estado crítico (15%) estão listados

na Tabela 6.10. Na Figura 6.19 a e b estão apresentadas as relações no diagrama

p’-q dos solos do Campo Experimental e do Quitite. Pode-se notar que foram

utilizados os ensaios lentos e rápidos, fato este que não interferiu na obtenção da

envoltória. Na figura 6.19a, o ensaio E-11 é o único que se afasta de forma

relevante da tendência geral, ficando à direita da envoltória. Comportamento

similar é observado no solo do Quitite (figura 6.19b)

Quitite

0

20

40

60

80

100

120

0.001 0.01 0.1 1 10 100

Vel (mm/min)

Su

(K

Pa)

σc'= 20 kPa

σc'= 70 kPa

σc'= 200 kPa

σc'= 20 kPa

σc'= 70 kPa

σc'= 200 kPa

PicoPico Normalizado

DBD


119

Tabela 6.10: Valores obtidos no estado crítico

Local Ensaio 'c

(kPa)

Vel

mm/min q (kPa) p' (kPa)

Campo Experiemental

E-1 21 0,0033 22,12 53,26

E-2 20 0,0333 18,32 42,33

E-3 24 33,333 57,78 90,77

E-4 71 0,0033 44,04 84,07

E-5 70 0,0333 33,45 58,86

E-6 68 33,333 34,61 57,16

E-7 198 0,0033 66,11 119,12

E-8 198 0,0333 67,25 116,27

E-9 194 0,333 64,64 118,40

E-10 198 0,667 82,59 141,37

E-11 197 3,333 68,21 172,40

E-12 201 33,333 83,50 158,58

Quitite

E-13 21 0,0033 51,79 105,92

E-14 18 0,0333 19,46 49,94

E-15 17 33,33 44,63 67,11

E-16 71 0,0033 70,07 130,83

E-17 71 0,0333 57,86 103,35

E-18 67 33,33 50,24 81,06

E-19 199 0,0033 110,94 201,76

E-20 199 0,0333 84,43 164,55

E-21 195 0,333 67,67 142,33

E-22 195 0,667 82,73 161,54

E-23 197 3,333 66,47 170,66

E-24 197 33,33 94,68 185,60

DBD


120

Figura 6.19: Diagrama p’-q dos estados críticos, a) Campo Experimental e b)

Quitite

Campo Experimental

0

20

40

60

80

100

0 40 80 120 160 200

p' (kPa)

q (

kPa)

0.00330.03330.3330.6673.33333.33Envoltoria

c'= 0 '= 33,7°

Quitite

0

20

40

60

80

100

120

0 40 80 120 160 200 240

p' (kPa)

q (

kPa)

0.00330.03330.3330.6673.33333.33Envoltoria

c'= 0 '= 31,1°

(a)

(b)

DBD


121

6.2.2.2.

Módulos de deformação

A Tabela 6.11 apresenta o módulo de deformação secante para 50 % da

tensão desviadora máxima (Es50%

) referentes aos ensaios nos solos do Campo

Experimental e do Quitite.

Tabela 6.11: Módulos de Deformação Secante (E50%)

Local Ensaio 'c (kPa)Vel

mm/min

E50%

(MPa)

Campo

Experimental

E-1 21 0,0033 0,65

E-2 20 0,0333 0,43

E-3 24 33,33 13,89

E-4 71 0,0033 8,73

E-5 70 0,0333 6,16

E-6 68 33,33 8,17

E-7 198 0,0033 18,59

E-8 198 0,033 656,50

E-9 194 0,333 40,00

E-10 198 0,667 56,13

E-11 197 3,333 112,60

E-12 201 33,33 82,47

Quitite

E-13 21 0,0033 1,91

E-14 18 0,0333 0,52

E-15 17 33,33 6,33

E-16 71 0,0033 8,46

E-17 71 0,0333 10,88

E-18 67 33,33 21,88

E-19 199 0,0033 1075,00

E-20 199 0,0333 69,80

E-21 195 0,333 38,18

E-22 199 0,667 35,62

E-23 197 3,333 140,75

E-24 197 33,33 131,33

A Figura 6.20 apresenta a variação, com a velocidade de cisalhamento, dos

módulos de deformação secante para 50 % da tensão desviadora máxima (ES50%

),

DBD


122

de acordo com a tensão confinante efetiva, para os solos do Campo Experimental

e do Quitite.

De um modo geral observa-se na Figura 6.20, para os dois materiais, que

para maiores tensões de confinamento apresentaram-se maiores valores de módulos

secantes. Da mesma forma, quanto maior a velocidade do ensaio, maior o valor do

módulo secante não drenado.

Na Figura 6.21 estão plotados, em conjunto, os dados de módulo secante

obtidos para os dois solos. Verifica-se que, de maneira geral, os módulos

referentes aos solos do Campo Experimental e Quitite são similares para as

tensões confinantes de 20 e 70 kPa, já para 200 kPa apresentam uma maior

dispersão destes valores.

Figura 6.20: Relação entre o Modulo Es50%

e a Velocidade de Cisalhamento

a) Campo Experimental e b) Quitite

Campo Experimental

0.0

0.1

1.0

10.0

100.0

1000.0

0.001 0.01 0.1 1 10 100Vel (mm/min)

E50

(M

Pa)

σc'= 20 kPa

σc'= 70 kPa

σc'= 200 kPa

(b

(a)

Quitite

0,0

0,1

1,0

10,0

100,0

1000,0

10000,0

0,001 0,01 0,1 1 10 100Vel (mm/min)

E50

(M

Pa

σc'= 20 kPa

σc'= 70 kPa

σc'= 200 kPa

DBD


123

Figura 6.21: Relação do Modulo Es50%

e da Velocidade de Cisalhamento

para os Solos do Campo Experimental e Quitite

6.3.

Avaliação do Potencial de Liquefação

A susceptibilidade à liquefação de alguns tipos de solos

coluvionares poderia ser considerada alta, quando se apresentam soltos,

com elevados índices de vazios, tensões de confinamento baixas e em

locais de chuvas intensas. O incremento de poro-pressões induzido pelas

intensas chuvas e uma subseqüente ruptura sob condições não drenadas

poderia levar à ocorrência de liquefação. Dois solos coluvionares foram

investigados neste trabalho por meio de ensaios triaxiais não drenados

em amostras indeformadas e adensados isotropicamente.

Neste item será avaliado o comportamento de resistência não

drenada baseando-se nas medições de poro-pressão obtidas à meia

altura do corpo de prova.

Campo Experimental e Quitite

0,0

0,1

1,0

10,0

100,0

1000,0

10000,0

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

Vel (mm/min)

E50 (M

Pa

σc'= 20 kPa

σc'= 70 kPa

σc'= 200 kPa

σc'= 20 kPa

σc'= 70 kPa

σc'= 200 kPa

Campo ExperimentalQuitite

DBD


124

6.3.1.

Comportamento σ vs.

Com o intuito de avaliar a liquefação, consideraram-se as definições

seguidas por Tibana (1997). Assim, na análise dos resultados dos ensaios triaxiais

foram consideradas três fases: mudança de estrutura (Tabela 6.7), mudança de

fase, e estado critico (15% de deformação axial). Baseado nas curvas tensão

desviadora x deformação axial foram determinados os pontos de mudança de

estrutura. Utilizando a curva poro-pressão x deformação axial foi determinado o

ponto de mudança de fase.

6.3.1.1

Definição de Mudança de Estrutura (Colapso)

Nos ensaios de deformação controlada, é caracterizado pela estabilização

ou diminuição temporária da tensão desviadora mobilizada, pois a taxa de

deformação é restringida. A queda ou estabilização da tensão desviadora sugere

que as partículas e grãos do material estão se rearranjando, formando uma nova

configuração da estrutura do corpo de prova (Tibana, 1997).

Nos resultados dos ensaios de deformação controlada apresentados nas

Figuras de comportamento tensão-deformação observou-se a estabilização da

tensão desviadora mobilizada em quase todos os ensaios, não influenciada pela

velocidade de cisalhamento e mantendo-se estável até as deformações últimas.

Assim, adotaram-se dois critérios para determinar a mudança de estrutura dos

ensaios, os quais foram descritos no Item 6.2.2.1. Considerou-se a tensão máxima

a pequenas deformações como a tensão de mudança de estrutura. Foram avaliados

os ensaios lentos e rápidos em separado. Tal é recomendado para diminuir a

influência da velocidade de cisalhamento.

Nos diagramas p´x q mostrados nas Figura 6.22 e 6.23, observa-se que os

pontos correspondentes à resistência máxima não drenada propiciam a geração de

envoltórias de resistência em termos de tensões efetivas diferentes para os ensaios

rápidos e lentos, tanto no caso do campo Experimental (Figura 6.22) quanto no

caso do Quitite (Figura 6.23). Para ambos os solos e gamas de velocidade, as

respectivas envoltórias indicam a ocorrência de coesão efetiva (c´) nula. Por sua

DBD


vez,

ensai

lento

(a)

(b)

para os do

ios rápidos

os.

Figura

ois solos, os

são cerca d

a 6.22: Envo

e rápid

s valores de

de 30% men

oltórias de M

dos (b) no so

e ângulo de

nores do qu

Mudança de

olo do Camp

e atrito (´)

ue os obtido

e estrutura p

po Experim

) obtidos a

os a partir d

para ensaios

mental

125

partir dos

dos ensaios

s lentos (a)

DBD


6.3.1

Defin

de v

efetiv

corre

ensai

(a)

(b)

Figura 6.

1.2

nição de M

A linha d

volume, de

vas de um

espondem a

io.

.23: Envoltó

r

Mudança de

de mudança

contração

m ensaio t

ao valor má

órias de Mu

rápidos (b) n

e Fase

a de fase ind

para dilata

riaxial do

áximo do ex

udança de es

no solo do Q

dica uma m

ação. Os po

tipo CIU,

xcesso de p

strutura par

Quitite

mudança na t

ontos das t

, coinciden

poro-pressõe

a ensaios le

tendência d

trajetórias d

ntes com e

es induzido

126

entos (a) e

de alteração

de tensões

esta linha,

o durante o

DBD


ensai

os p

conc

deter

mesm

difer

(b)

(a)

Na figur

ios lentos e

arâmetros

luindo-se q

rminação de

Figura

No caso

ma tendênc

renças nas e

)

)

ra 6.24 apr

e rápidos, ef

de resistên

que a velo

este estado.

6.24: Envo

rápidos

do solo col

ia apresenta

envoltórias d

resentam-se

fetuados no

cia se ajus

ocidade de

oltórias de M

s (b) do solo

luvionar de

ada no colú

de resistênc

e as envolt

o solo do Ca

stam para a

e cisalhame

Mudança de

o do Campo

Quitite, ob

úvio do Ca

ia.

tórias de m

ampo Expe

ambas as g

ento não a

Fase para e

o Expriment

serva-se na

mpo Exper

mudança de

erimental. N

gamas de v

afeta a ten

ensaios lent

tal

a Figura 6.2

rimental de

127

fase para

Nota-se que

velocidade,

ndência na

tos (a) e

5, repetir a

não haver

DBD


6.3.1

Resu

obtid

estud

ser o

(b

(a

Figura

1.3

umo dos Pa

A tabela

dos a partir

do: mudanç

observado,

b)

a)

6.25: Envo

r

arâmetros O

a 6.12 apres

das trajetór

ça de estrutu

para ambo

oltórias de M

rápidos (b) n

Obtidos

enta um res

rias de tensõ

ura, mudan

os os solos

Mudança de

no solo do Q

sumo dos p

ões efetivas

nça de fase

s e, indepe

Fase para e

Quitite

parâmetros e

consideran

e estado cr

endentemen

ensaios lent

efetivos de

ndo-se as trê

rítico. Conf

nte da velo

128

tos (a) e

resistência

ês fases em

forme pode

ocidade de

DBD


129

cisalhamento, pode-se definir uma única envoltória correspondente à mudança de

fase e estado crítico, dada por c´= 0 e ´= 33,6o no caso do solo do campo

Experimental, e c´= 0 e ´= 31,1o no caso do solo do Quitite.

Tabela 6.12: Parâmetros de Resistência

Fases para Avaliação da

Liquefação

Velocidade

de Cisalhamento

Campo

Experimental Quitite

Mudança de Estrutura (ME) Lentos 24,54 27,16 24,09 26,57

Rápidos 17,22 18,06 18,28 19,29

Mudança de Fase (MF) Lentos e Rápidos

28,98 33,63 27,37 31,17

Estado Critico (EC) - 15% 29,02 33,69 27,34 31,14

6.4.

Trajetória de Tensões

Com o intuito de identificar as zonas instáveis de liquefação potencial,

desenhou-se nos gráficos p’-q para os ensaios lentos e rápidos por separado,

indicando a zona instável, definida após a mudança de estrutura. Algumas

amostras tendem ao incremento de p’ apresentando um comportamento dilatante,

afastando-se da possibilidade de liquefação. Outras tendem a diminuir p’, criando

uma condição de possível liquefação, embora o nível de liquefação seja definido

quando a tensão efetiva seja próxima a zero.

Na figura 6.26 são apresentadas as trajetórias de tensões considerando

somente os ensaios lentos no colúvio do Campo Experimental. Nota-se que as

trajetórias não seguem a mesma tendência, havendo uma mudança ao redor da

tensão de 70kPa, possivelmente representativa da tensão de escoamento deste

solo. Na figura, foram plotadas a envoltória de mudança de estrutura e a

envoltória dos estados críticos.

A zona instável abrange as tensões confinantes maiores que 70 kPa. Nota-

se que o comportamento é de aumento da resistência, não sendo identificado um

potencial de liquefação.

Observa-se na Figura 6.27 as trajetórias de tensões considerando ensaios

rápidos no solo do Campo Experimental. As trajetórias seguem a mesma

DBD


130

tendência dos ensaios lentos, dependentes da tensão de confinamento. Neste caso,

a zona instável abarca uma área maior.

Figura 6.26 Envoltórias de Mudança de Fase para ensaios lentos para os

solos do Campo Experimental

Figura 6.27 Envoltórias de Mudança de Fase para ensaios rápidos para os

solos do Campo Experimental

Considerando o solo do Quitite e cisalhamento com velocidades baixas, na

figura 6.28 pode-se notar que a zona instável é restrita aos solos adensados a

Campo Experimental - Ensaios lentos

0

50

100

150

0 50 100 150 200 250 300p' (kPa)

q (

kP

a)

'c (kPa):20

'c (kPa):70

'c (kPa):200Zona instável

Campo Experimental - Ensaios rápidos

0

50

100

150

0 50 100 150 200 250 300

p' (kPa)

q (

kP

a)

'c (kPa):20

'c (kPa):70

'c (kPa):200

Zona instável

DBD


131

tensões efetivas maiores que 70 kPa. Para tensões baixas e intermediárias o

comportamento é dilatante, similar ao apresentado na Figura 6.26.

Figura 6.28 Envoltórias para ensaios lentos no solo de Quitite

Avaliando os resultados dos ensaios com cisalhamento a velocidades

rápidas, a figura 6.29, indica que condições instáveis ocorrem também a partir da

tensão confinante efetiva de 70 kPa.

Figura 6.29 Envoltórias para ensaios rápidos no solo de Quitite

Quitite - Ensaios lentos

0

50

100

150

0 50 100 150 200 250 300p' (kPa)

q (

kP

a)

'c (kPa):20

'c (kPa):70

'c (kPa):200

Zona instável

Campo Experimental - Ensaios rápidos

0

50

100

150

0 50 100 150 200 250 300

p' (kPa)

q (

kP

a)

'c (kPa):20

'c (kPa):70

'c (kPa):200

Zona instável

DBD


132

Observa-se que para os ensaios rápidos ocorre uma maior zona instável,

com o solo desenvolvendo comportamentos contráteis maiores que nos ensaios

lentos. Em geral, é aparente que as amostras nos ensaios rápidos mostraram ser

mais suscetíveis a liquefação que nos ensaios lentos.

Tanto para o solo coluvionar do Campo Experimental quanto do Quitite

(Figuras 6.30, 6.31 e 6.32), observa-se que as trajetórias de tensões efetivas para

níveis de confinamento baixo (20kPa) são influenciadas pela estrutura

(cimentação) do material natural, permitindo o desenvolvimento de acréscimos de

poro-pressões negativas que não induzem à liquefação (Figuras 6.31 e 6.32). Já

para níveis de confinamento de 70 kPa, a influência da estrutura começa ser

afetada, gerando-se incrementos de poro-pressões positivas, que poderiam

ocasionar liquefação, dependendo do nível de poro-pressões desenvolvido. Nota-

se também que nos ensaios lentos as amostras apresentaram com maior freqüência

uma tendência dilatante, afastando-se da possibilidade de liquefação (zona

instável), enquanto que nos ensaios rápidos ocorreu uma maior tendência à

contração, o que, em comparação com as amostras cisalhadas lentamente, indica

ameaça ao desenvolvimento de liquefação. Ao analisar os ensaios com nível de

adensamento de 200 kPa, houve tendência contráctil, sendo maior a possibilidade

de liquefação, tanto para os ensaios lentos quanto rápidos.

Figura 6.30 Envoltórias das Fases de Liquefação para o solo do Campo

Experimental

Campo Experimental

0

50

100

150

0 50 100 150 200 250 300p' (kPa)

q (

kP

a)

'c (kPa):20

'c (kPa):70

'c (kPa):200

Zona instávelensaios ràpidos

Zona instávelensaios lentos

DBD


133

Figura 6.31 Envoltórias das Fases de Liquefação para o solo do Quitite

QUE

CE

Quitite

0

50

100

150

0 50 100 150 200 250 300p' (kPa)

q (

kP

a)

'c (kPa):20

'c (kPa):70

'c (kPa):200



DBD


134

Figura 6.32 Envoltórias das Fases de Liquefação para os solos do Campo Experimental e Quitite

Campo Experimental e Quetite

0

50

100

150

0 50 100 150 200 250 300

p' (kPa)

q (

kP

a)

'c (kPa):20



'c (kPa):70

'c (kPa):200

DBD


135

6.5.

Avaliação de liquefação de acordo com Sandroni & de Campos (1991)

Sandroni & de Campos (1991) propõem que um processo de liquefação,

independentemente do mesmo decorrer de ações estáticas ou dinâmicas, poderá ser

instalado em um solo (que não apresente resistência à tração) quando a tensão efetiva

menor atuante na massa de solo se igualar à zero. Considerando tal critério, conforme

indicado na Tabela 6.13, independentemente da velocidade de ensaio, tanto o solo do

Campo Experimental quanto o do Quitite não são susceptíveis ao fenômeno de

liquefação.

Tabela 6.13: Avaliação do potencial de liquefação de acordo com Sandroni & de

Campos (1991)

Local Ensaio c'

(kPa)

Vel

mm/min

σ'3o

inicial

(kPa)

∆u

Máximo

(kPa)

σ'3 no ∆u

máximo

(kPa)

Campo

Experimental

E-1 21 0,0033 22,345 1,619 20,726

E-2 20 0,0333 16,841 0,910 15,931

E-3 24 33,33 30.487 3,536 26.951

E-4 71 0,0033 71,783 37,890 33,893

E-5 70 0,0333 74,912 49,715 25,197

E-6 68 33,33 67,542 45,415 22,127

E-7 198 0,0033 19,.641 148,722 48,919

E-8 198 0,033 200,164 153,175 46,988

E-9 194 0,333 206,057 146,678 59,379

E-10 198 0,667 201,745 145,323 56,422

E-11 197 3,333 204,039 109,048 94,992

E-12 201 33,33 202,525 127,781 74,744

Quitite

E-13 21 0,0033 21,703 0,705 20,998

E-14 18 0,0333 17,164 0,000 17,164

E-15 17 33,33 23,403 1,166 22,237

E-16 71 0,0033 72,882 24,929 47,953

E-17 71 0,0333 73,926 38,419 35,508

E-18 67 33,33 69,946 40,591 29,354

E-19 199 0,0033 199,127 108,187 90,940

E-20 199 0,0333 204,660 130,759 73,901

E-21 195 0,333 200,994 134,950 66,045

E-22 199 0,667 200,495 128,159 72,336

E-23 197 3,333 204,039 109,048 94,992

E-24 197 33,33 203,087 113,205 89,883

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7. Conclusões e Sugestões

7.1. Conclusões

7.1.1. Caracterização física, química e mineralógica

Tanto o solo do Campo Experimental quanto o solo do Quitite apresentam uma

distribuição granulométrica do tipo gap-graded, com a fração silte sendo praticamente

inexistente em ambos os materiais.

O material do Quitite apresentou menor índice de vazios, maior índice de

plasticidade e atividade que o colúvio do Campo Experimental. Tais características são

indicativas de que tal material apresenta melhores condições para resistir a efeitos de

um potencial desenvolvimento de liquefação.

Nos ensaios mineralógicos, conclui-se que o argilomineral predominante é a

caulinita, para ambos os solos, notando-se a presença de quartzo como mineral

primário. Pode-se dizer que estes solos são fortemente intemperizados.

7.1.2. Adensamento com Velocidade Controlada

Não foi possível determinar a tensão de escoamento (tensão de pré-adensamento) a

partir dos ensaios CRD executados. Tal, possivelmente, se deveu a que as amostras

ensaiadas sofreram amolgamento durante o processo de saturação utilizado, fato

este indicado pela forma das curvas de compressibilidade (e x log´) obtidas.

O solo de Quitite apresentou menores coeficientes de compressibilidade que o solo

do Campo Experimental. Tal informação deve, entretanto, ser considerada com

cuidado devido ao acima mencionado.

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137

7.1.3. Ensaios Triaxiais de Deformação Controlada

Comportamento Tensão x Deformação Axial

O efeito da estrutura (cimentação) dos materiais coluvionares estudados é

notável para baixos níveis de tensão confinante. Conforme se aumenta os níveis de

tensões confinantes, este efeito se reduz. Este efeito é mais acentuado no material do

Quitite.

Foi notável a diferença na resposta das poro-pressões na base e à meia altura do

corpo de prova, sendo imprescindível a utilização do mini-transdutor de poro-pressões

para uma avaliação realista de poro-pressões em ensaios não drenados executados a

velocidades maiores que as recomendadas na literatura.

Resistência não drenada

A variação da resistência não drenada com a velocidade de cisalhamento

mostrou-se ser caótica, não seguindo o esperado, que seria um aumento da mesma com

o aumento da velocidade de cisalhamento. Tanto no solo do Campo Experimental

quanto no solo do Quitite foram obtidos resultados onde a resistência não drenada foi

menor em ensaios executados a velocidades de cisalhamento rápidas do que em ensaios

executados a velocidades de cisalhamento lentas. Uma possível explicação para tal pode

estar relacionada a efeitos de creep, não investigados no presente trabalho.

Modulo de deformabilidade

Conforme seria de se esperar, o modulo secante apresentou um aumento tanto

com o aumento das tensões efetivas de adensamento quanto com o aumento da

velocidade de cisalhamento para os dois materiais ensaiados.

7.1.4. Liquefação

A partir dos resultados dos ensaios triaxiais foi possível definir envoltórias

efetivas de resistência envolvendo mudança de estrutura, mudança de fase e estado

crítico. Para ambos os solos investigados, as envoltórias referentes à mudança de

estrutura mostraram ser dependentes da velocidade de cisalhamento, sendo os ângulos

de atrito efetivos menores no caso dos ensaios mais rápidos. Em todos os casos, a

DBD


138

coesão efetiva da envoltória de Mohr-Coulomb foi nula. As envoltórias de mudança de

fase e de estado crítico mostraram ser coincidentes e independentes da velocidade de

cisalhamento.

Para tensões confinantes baixas as respostas dos materiais estudados

apresentaram comportamento dilatante, o que afasta a possibilidade de ocorrência de

liquefação.

Após o ponto de mudança de estrutura e até o ponto de mudança de fase, para

velocidades de cisalhamento elevadas, o efeito da estrutura se reduz. Por exemplo, para

o nível de confinamento de 70 kPa, os ensaios lentos mostram comportamento dilatante,

no entanto, no ensaio rápido ocorre um comportamento contrátil.

Os ensaios rápidos tendem a aumentar a área da zona instável, definida pela

linha de mudança de estrutura e a linha de estado critico.

Segundo o critério de Sandroni e de Campos (1991), nenhum corpo de prova

ensaiado, mesmo nas velocidades mais elevadas, apresentou susceptibilidade à

liquefação.

7.2. Sugestões

Executar ensaios triaxiais de adensamento nos dois materiais para procurar definir a

pressão de escoamento ou pressão de pré-adensamento associada aos mesmos;

Executar ensaios drenados nos dois colúvios para melhor avaliar a envoltória de

resistência dos mesmos;

Executar ensaios triaxiais de aumento de poro-pressão para avaliar se tal trajetória

pode introduzir um comportamento de colapso nos dois solos;

Executar ensaios triaxiais não drenados de tensão controlada nos dois colúvios para

avaliar se ocorrem variações no seu comportamento após ruptura;

Realizar ensaios triaxiais CIU com pressões de adensamento próximas a 100kPa

nos dois solos coluvionares no estado natural para melhor definir a pressão de

escoamento;

Executar ensaios CIU nos dois solos reconstituídos para o mesmo índice de vazios

de campo para avaliar melhor a influência da estrutura na resposta destes materiais

a carregamentos a diferentes velocidades.

DBD


139

Desenvolver uma metodologia experimental para avaliar o comportamento viscoso

destes colúvios quando saturados.

DBD


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Liset Oriana Hurtado Espinoza Avaliação do Potencial de … caracterização, passou-se ao estudo...

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