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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
Liset Oriana Hurtado Espinoza
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
Todos os direitos reservados. É proibida a reprodução total ou parcial do trabalho sem autorização da universidade, do autor e do orientador.
Liset Oriana Hurtado Espinoza
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
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.
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.
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
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.
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
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
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
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
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
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
Campo Experimental. 104
Figura 6.8: Corpos de provas com c'=200 kPa após os ensaios no solo do
Campo Experimental. 104
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
Figura 6.12: Curvas (a) d x a, (b) u (base) x a e (c) u (meio) x a para
'c=20 kPa no solo do Quitite. 110
Figura 6.13: Corpos de provas com c'=70 kPa após os ensaios no solo do
Quitite. 111
Figura 6.14: Curvas (a) d x a, (b) u (base) x a e (c) u (meio) x a para
'c=70 kPa no solo do Quitite. 112
Figura 6.15: Corpos de provas com c'=200 kPa após os ensaios no solo do
Quitite. 113
Figura 6.16: Curvas (a) d x a, (b) u (base) x a e (c) u (meio) x a para
'c=200 kPa no solo do Quitite. 114
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
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
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
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
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
tf Tempo final
Vmax Velocidade máxima de cisalhamento
Wo Umidade inicial
Wf Umidade final
W Umidade no Ensaio CRD
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
σ’vo Tensão efetiva no adensamento
θ Ângulo de difração
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).
22
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.
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.
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
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
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)
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,
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
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
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
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).
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
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”).
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).
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.
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
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).
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.
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.
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).
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:
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
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
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.
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.
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
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).
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)
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
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).
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).
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
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.
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
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
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).
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
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.
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.
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.
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
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
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
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.
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.
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
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.
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
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).
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
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).
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)
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.
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.
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
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
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).
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:
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
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.
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
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
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
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
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.
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
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
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.
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.
Figu
Deve
levad
Cam
200k
para
comp
ensai
tal té
dos c
dos d
solo
esper
resul
solos
seria
most
alto,
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Resultad
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do até uma
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kPa.
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um gradient
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à pressão de
ios com a te
e CE E-2.
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aio QUI E-3
0 kPa. Nos
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apresentados
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m grau de d
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o do Quitite
a 6.1). Dif
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re em lamas
timo caso, a
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cia de pelo
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ensão efetiv
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6.2b e 6.2c)
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formação)
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contrada em
90
tras CE E-
Figura 6.2.
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c
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índices de
Fig
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(a),
b
ompressão
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compressã
gura 6.2: V
m a tensão e
, QUI E-4 (b
virgem a
a Tabela 6.
ão, Cc, mo
Variação do
efetiva das
b) e QUI E-
91
partir dos
2. A partir
ostrados na
o índice de
amostras Q
-5 (c).
vazios
QUI E-3
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.
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.
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
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.
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
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.
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
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.
Figura 6.4: Corpos de provas com c'=20 kPa após os ensaios no solo do
Campo Experimental
E-3 E-2 E-1
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.
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
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.
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
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
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.
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
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.
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
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
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
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.
Figura 6.13: Corpos de provas com c'=70 kPa após os ensaios no solo do
Quitite.
E-18 E-17 E-16
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
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.
Figura 6.15: Corpos de provas com c'=200 kPa após os ensaios no solo do
Quitite.
E-24 E-23 E-22 E-21 E-20 E-19
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
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.
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
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
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
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
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)
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%
),
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
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
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
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)
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
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
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
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
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
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
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
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
Zona instávelensaios lentos
Zona instávelensaios ràpidos
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
Zona instávelensaios ràpidos
Zona instávelensaios lentos
'c (kPa):70
'c (kPa):200
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
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.
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
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.
139
Desenvolver uma metodologia experimental para avaliar o comportamento viscoso
destes colúvios quando saturados.
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