View
210
Download
0
Category
Preview:
Citation preview
i
ESTUDO DA INFLUÊNCIA DAS INTERAÇÕES FÍSICO-QUÍMICAS NO
COMPORTAMENTO MECÂNICO DE DOIS SOLOS TROPICAIS DO MUNICÍPIO
DE OURO PRETO - MG
Adriana Paiva de Souza Martins
TESE SUBMETIDA AO CORPO DOCENTE DA COORDENAÇÃO DOS
PROGRAMAS DE PÓS-GRADUAÇÃO DE ENGENHARIA DA UNIVERSIDADE
FEDERAL DO RIO DE JANEIRO COMO PARTE DOS REQUISITOS
NECESSÁRIOS PARA A OBTENÇÃO DO GRAU DE MESTRE EM CIÊNCIAS EM
ENGENHARIA CIVIL.
Aprovada por:
________________________________________________
Prof. Willy Alvarenga Lacerda, Ph.D.
________________________________________________ Prof. Marcos Massao Futai, D.Sc.
________________________________________________ Prof. Maria Cláudia Barbosa, D.Sc.
________________________________________________ Prof. Franklin dos Santos Antunes, Livre Docência
RIO DE JANEIRO, RJ - BRASIL
JULHO DE 2005
ii
MARTINS, ADRIANA PAIVA DE SOUZA
Estudo da Influência das Interações Físi-
co-Químicas no Comportamento Mecânico De
Dois Solos Tropicais do Município de Ouro
Preto-MG [Rio de Janeiro] 2005
XV, 321 p. 29,7 cm (COPPE/UFRJ, M.Sc.,
Engenharia Civil, 2005)
Tese - Universidade Federal do Rio de
Janeiro, COPPE
1. Interações Físico-Químicas
2. Solo Laterítico
3. Solo Saprolítico
4. Compressibilidade
5. Resistência ao Cisalhamento
I. COPPE/UFRJ II. Título ( série )
iv
Agradecimentos
À Prefeitura Universitária da UFRJ, por ter me propiciado esta grande
oportunidade de capacitação, e ao Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ,
representado pelo seu corpo técnico-administrativo e docente, por ter possibilitado
minha dedicação integral à execução de correções nas etapas finais de elaboração desta
dissertação.
Ao Professor Willy Lacerda, pela amizade, pelo bom humor, pelos
conhecimentos transmitidos, pelo apoio na viabilização dos trabalhos experimentais,
pelo exemplo de vocação ao ensino, pesquisa e prática da Geotecnia.
Ao Professor Marcos Massao Futai, pelo incentivo ao estudo deste tema de
dissertação, pelo intenso envolvimento em todas as etapas do trabalho e pela grande
disponibilidade em relação às atividades de orientação, mesmo estando à distância.
Ao Professor Francisco José Casanova de Oliveira e Castro, pelo seu grande
conhecimento na área de físico-química dos solos, tendo colaborado em diversos
momentos desta dissertação, desde as concepções iniciais até as etapas finais de análise
de resultados.
À Professora Maria Cláudia Barbosa, pela valiosa ajuda nas investigações em
relação ao processo de difusão.
A todos os professores da área de Geotecnia da COPPE/UFRJ, por terem
contribuído para a ampliação dos meus conhecimentos práticos e acadêmicos nesta área.
A todos os funcionários do Laboratório de Geotecnia, em especial ao engenheiro
Sérgio Iório, pela amizade e grande apoio recebido durante a realização dos ensaios
triaxiais, e também por ter disponibilizado um computador para uso na etapa de revisão.
Ao técnico Luiz Carlos, pela participação na coleta de amostras em campo e pela ajuda
nos ensaios de caracterização. Ao França, pelos trabalhos de desenho em AutoCad. À
pesquisadora Maria da Glória Marcondes Rodrigues pela apoio na preparação de
soluções e realização dos ensaios químicos.
A todos os colegas da fase de créditos, pela amizade e convívio, em especial
Vivianne, pelas caronas, pelo compartilhamento de problemas e pela companhia nos
breves intervalos de almoço.
v
À Sílvia Suzuki, pela amizade, pelo incentivo e pela ajuda em diversos
momentos, principalmente no início dos trabalhos experimentais.
Um agradecimento muito grande e especial a Alexandre, Dr. Nelson e Jurema,
que não mediram esforços para permitir a minha dedicação de forma mais integral às
atividades do mestrado, na maioria das vezes alterando suas rotinas e prioridades
individuais em favor das minhas. À Alexandre, também pela ajuda nos registros
fotográficos e em alguns desenhos.
À minha pequena e grande família, nas pessoas de Alexandre e Marina, que
muito se privaram da minha atenção e convívio, sempre “sob protestos”, sem
compreender exatamente a razão de tanto esforço e sacrifício. E às demais pessoas da
minha família, que mesmo distantes, tenho certeza que partilham comigo mais esta
conquista.
A Deus, que sempre me dá forças para superar os obstáculos e prosseguir na
minha caminhada.
vi
Resumo da Tese apresentada à COPPE/UFRJ como parte dos requisitos necessários
para a obtenção do grau de Mestre em Ciências (M.Sc.)
ESTUDO DA INFLUÊNCIA DAS INTERAÇÕES FÍSICO-QUÍMICAS NO
COMPORTAMENTO MECÂNICO DE DOIS SOLOS TROPICAIS
DO MUNICÍPIO DE OURO PRETO - MG
Adriana Paiva de Souza Martins
Julho/2005
Orientadores: Willy Alvarenga Lacerda
Marcos Massao Futai
Programa: Engenharia Civil
A presente dissertação estuda a influência das interações físico-químicas no
comportamento mecânico e hidráulico de dois solos residuais de origem gnáissica, um
laterítico (1m de profundidade) e outro saprolítico (5m de profundidade), do município
de Ouro Preto, MG. Para a consecução deste objetivo, foi desenvolvido um programa
experimental envolvendo a realização de ensaios de caracterização (física, química,
mineralógica e microestrutural), ensaios de adensamento edométrico, ensaios de
permeabilidade de carga variável e ensaios triaxiais CID e CIU. O efeito das interações
foi investigado provocando-se a desestruturação dos solos estudados e comparando-se
os resultados obtidos nesta condição com os resultados correspondentes a solo intacto.
A desestruturação foi induzida através de remoldagem (nas vizinhanças do limite de
liquidez) e através de substituição do fluido intersticial por soluções de hexametafosfato
de sódio (NaPO3)n e carbonato de sódio (Na2CO3) com concentrações e pH pré-
definidos. Os resultados obtidos evidenciaram importantes mudanças na estrutura e no
comportamento dos solos, em relação à condição intacta, em especial o de 1m de
profundidade, por conter maior quantidade de argila.
vii
Abstract of Thesis presented to COPPE/UFRJ as a partial fulfillment of the
requirements for the degree of Master of Science (M.Sc.)
INFLUENCE OF PHYSICO-CHEMICAL INTERACTIONS ON THE
MECHANICAL BEHAVIOR OF TWO RESIDUAL SOILS FROM GNEISS
Adriana Paiva de Souza Martins
July/2005
Advisor: Willy Alvarenga Lacerda
Marcos Massao Futai
Department: Civil Engineering
The influence of physico-chemical interactions on the mechanical and hydraulic
behavior of two residual soils from gneiss is studied. One is lateritic, sampled at 1m
depth, and the other is saprolitic, sampled at a depth of 5m, near the city of Ouro Preto,
MG. In order to attain this objective an experimental program involving characterization
tests (physical, chemical, mineralogic and microstructural), and oedometric,
permeability under variable head, CID and CIU triaxial tests, was made. The effect of
the physico-chemical interactions was investigated through tests performed on the
destructured soil. A comparison between test results for both intact and destructured soil
was made. Destructuration was obtained through remolding near the liquid limit and
through the substitution of the interstitial fluid by solutions of sodium
hexametaphosphate (NaPO3)n and sodium carbonate (Na2CO3) with predefined
concentrations and pH. The results indicated important changes in the structure and
behaviour of the two soils, specially for the lateritic soil, which contains a greater
amount of clay minerals.
viii
Índice
1 – Introdução............................................................................................................1
2 – Revisão Bibliográfica: Solos Tropicais e Algumas
Considerações Sobre Propriedades Físico-Químicas....................4
2.1 – Solos residuais tropicais.......................................................................................4
2.1.1 – Considerações gerais....................................................................................4
2.1.2 – Intemperismo................................................................................................6
2.1.3 – Aspectos peculiares: laterização, heterogeneidade, anisotropia e
estrutura reliquiar........................................................................................6
2.1.4 – Perfil de intemperismo.................................................................................7
2.1.5 – Sistemas de classificação.............................................................................8
2.1.6 – Compressibilidade......................................................................................11
2.1.7 – Permeabilidade...........................................................................................14
2.1.8 – Resistência ao cisalhamento.......................................................................15
2.1.8.1 – Comportamento dos solos estruturados, conforme Leroueil e
Vaughan (1990)..................................................................................17
2.2 – Interações físico-químicas.................................................................................22
2.2.1 – Importância do estudo das interações físico-químicas...............................22
2.2.2. – Conceitos fundamentais............................................................................24
2.2.3 – Interações físico-químicas e limites de Atterberg......................................31
2.2.4 – Interações físico-químicas e compressibilidade.........................................33
2.2.5 – Interações físico-químicas e permeabilidade.............................................37
2.2.6 – Interações físico-químicas e resistência ao cisalhamento..........................39
3 – Apresentação do Local de Estudo, Pesquisas Anteriores e
Amostragem de Campo..............................................................................44
3.1 – Local de estudo..................................................................................................44
3.2 – Algumas pesquisas anteriores relacionadas à área.............................................47
ix
3.2.1 – Bacellar (2000)...........................................................................................47
3.2.2 – Fonseca (2000)...........................................................................................47
3.2.3 – Moraes Silva (2000)...................................................................................49
3.2.4 – Santos (2001).............................................................................................49
3.2.5 – Futai (2001)................................................................................................49
3.2.6 – Futai (2002)................................................................................................49
3.3 – Aspectos gerais da região...................................................................................55
3.4 – Outras características.........................................................................................55
3.5 – Amostragem de campo......................................................................................56
4 – Ensaios de Caracterização Física, Química, Mineralógica e
Microestrutural...............................................................................................61
4.1 – Granulometria e limites de Atterberg................................................................62
4.2 – Índice de atividade (Skempton, 1953)...............................................................64
4.3 – Classificação......................................................................................................65
4.4 – Índices físicos.....................................................................................................67
4.5 – Limites de Atterberg usando soluções...............................................................68
4.6 – Granulometria usando soluções.........................................................................70
4.7 – Caracterização química......................................................................................74
4.7.1 – Capacidade de troca catiônica....................................................................74
4.7.2 – Análise química seletiva por ataque sulfúrico...........................................77
4.7.3 – pH do solo em água, em KCl e em soluções de hexametafosfato de
sódio...........................................................................................................79
4.8 – Caracterização mineralógica..............................................................................80
4.8.1 – Caracterização mineralógica completa dos solos de 1 e 5m de
profundidade (Futai, 2002) ......................................................................81
4.8.2 – Caracterização mineralógica por difração de raios X................................83
4.9 – Caracterização microestrutural..........................................................................87
4.9.1 – Caracterização microestrutural dos solos estudados..................................89
4.9.1.1. – Caracterização microestrutural do solo de 1m de profundidade.......96
4.9.1.1.1 – Solo intacto (Futai, 2002)...........................................................96
4.9.1.1.2 – Solo remoldado – w=51,39% (0,9wL)........................................96
x
4.9.1.1.3 – Solo pré-tratado com solução de hexametafosfato de
sódio 0,1N..................................................................................97
4.9.1.2 - Caracterização microestrutural do solo de 5m de profundidade.........97
4.9.1.2.1 – Solo intacto (Futai, 2002)...........................................................97
4.9.1.2.2 – Solo remoldado – w=41,3% (wL)...............................................98
4.9.1.2.3 – Solo pré-tratado com solução de hexametafosfato de
sódio 0,1N..................................................................................98
5 – Ensaios de Adensamento Edométrico e Permeabilidade...........99
5.1 – Ensaios de adensamento edométrico.................................................................99
5.1.1 – Introdução..................................................................................................99
5.1.2 – Apresentação e análise de resultados, solo de 1m de profundidade.........100
5.1.2.1 - Curvas (e x log ´v) – Figura 5.1-a...................................................103
5.1.2.2 - Curvas ( v x log ´v) – Figura 5.1-b..................................................104
5.1.2.3 – Influência do índice de vazios inicial...............................................105
5.1.3 – Apresentação e análise de resultados, solo de 5m de profundidade.........106
5.1.3.1 - Curvas (e x log ´v) – Figura 5.3-a...................................................109
5.1.3.2 - Curvas ( v x log ´v) – Figura 5.3-b..................................................111
5.1.3.3 – Influência do índice de vazios inicial...............................................113
5.1.3.4 - Expansão livre...................................................................................114
5.1.4 – Parâmetros obtidos...................................................................................116
5.1.4.1 – Parâmetros obtidos para solo de 1m de profundidade......................120
5.1.4.2 – Parâmetros obtidos para solo de 5m de profundidade......................125
5.1.5 – Velocidade de recalque............................................................................130
5.1.6 – Coeficiente de variação volumétrica (mv)................................................132
5.1.7 – Comentários finais...................................................................................135
5.2 – Ensaios de permeabilidade de carga variável..................................................139
5.2.1 – Introdução................................................................................................139
5.2.2 – Apresentação e análise dos resultados, solo de 1m de profundidade.......140
5.2.3 – Apresentação e análise dos resultados, solo de 5m de profundidade.......144
xi
6 – Ensaios Triaxiais..........................................................................................147
6.1 – Introdução........................................................................................................147
6.2 – Materiais e métodos.........................................................................................149
6.3 – Apresentação e análise de resultados...............................................................149
6.3.1 – Ensaios com solo remoldado....................................................................151
6.3.1.1 – Solo remoldado de 1m de profundidade...........................................151
6.3.1.1.1 - Ensaios CID...............................................................................152
6.3.1.1.2 - Ensaios CIU...............................................................................153
6.3.1.2 - Solo remoldado de 5m de profundidade...........................................156
6.3.1.2.1 - Ensaios CID...............................................................................156
6.3.1.2.2 - Ensaios CIU...............................................................................158
6.3.2 – Ensaios com soluções de hexametafosfato de sódio................................161
6.3.2.1 – Soluções 0,001N de hexametafosfato de sódio................................161
6.3.2.1.1 – Ensaios CID..............................................................................161
6.3.2.1.2 - Ensaios CIU...............................................................................164
6.3.2.2 – Soluções 0,1N de hexametafosfato de sódio....................................167
6.3.2.2.1 – Ensaios CID..............................................................................167
6.3.2.2.2 – Ensaios CIU..............................................................................170
6.3.3 – Comparação de resultados – efeitos de estrutura.....................................173
6.3.3.1 – Solo de 1m de profundidade.............................................................174
6.3.3.1.1 – Ensaios CID: comparação de resultados de ensaios com solo
intacto e solo remoldado..........................................................174
6.3.3.1.2 – Ensaios CIU: comparação de resultados de ensaios com solo
intacto e solo remoldado..........................................................180
6.3.3.1.3 – Ensaios CID: comparação de resultados de ensaios com solo
intacto, solo remoldado e solo com soluções de hexametafosfato
de sódio....................................................................................185
6.3.3.1.4 – Ensaios CIU: comparação de resultados de ensaios com solo
intacto, solo remoldado e solo com soluções de hexametafosfato
de sódio....................................................................................192
6.3.3.2 – Solo de 5m de profundidade.............................................................202
6.3.3.2.1 – Ensaios CID: comparação de resultados de ensaios com solo
intacto e solo remoldado..........................................................202
xii
6.3.3.2.2 – Ensaios CIU: comparação de resultados de ensaios com solo
intacto e solo remoldado..........................................................205
6.3.3.3 – Módulos de deformação secante para 50% e 25% da tensão
desviadora máxima (E50% e E25%).....................................................209
7 – Conclusões e Sugestões Para Pesquisas Futuras..........................213
7.1 – Principais conclusões.......................................................................................213
7.2 – Sugestões para pesquisas futuras.....................................................................220
Referências Bibliográficas...............................................................................222
Anexo I – Preparo de Soluções de Hexametafosfato de Sódio e
Preparo de Amostras Para Ensaios de Laboratório......233
Anexo II – Ensaios de Adensamento Edométrico e de
Permeabilidade: Materiais e Métodos e Alguns
Resultados.......................................................................................240
Anexo III – Ensaios Triaxiais: Materiais e Métodos, Índices
Físicos dos Corpos de Prova e Alguns Resultados...262
xiii
Lista de Símbolos e Abreviaturas
A = coeficiente de poropressão
Ar = coeficiente de poropressão na ruptura
a´ = coeficiente linear da linha Kf, valor efetivo
av = coeficiente de compressibilidade (m3/kN)
= coeficiente angular da linha Kf
´ = coeficiente angular da linha Kf, valor efetivo
B = coeficiente de poropressão
CID = ensaio triaxial adensado drenado
CIU = ensaio triaxial adensado não drenado
CW = ensaio triaxial sem saturação do corpo de prova, adensado na umidade natural e
drenado
CP = corpo de prova
c = intercepto de coesão (kPa)
c` = intercepto de coesão efetiva (kPa)
Cc = índice de compressão
Cr = índice de recompressão
Cs = índice de expansão
Cv = coeficiente de adensamento (cm2/s)
nat = peso específico natural (kN/m3)
d = peso específico seco (kN/m3)
d = diâmetro do corpo de prova
u = excesso de poropressão (kPa)
ur = excesso de poropressão na ruptura (kPa)
v = variação volumétrica (cm3)
E25% = módulo de deformação secante para 25% da tensão desviadora máxima
E50% = módulo de deformação secante para 50% da tensão desviadora máxima
e = índice de vazios
eadensto = índice de vazios após o adensamento (ensaios triaxiais)
eo = índice de vazios inicial
xiv
a = deformação específica axial (%)
ar = deformação específica axial estimada na ruptura (%)
v = deformação específica volumétrica (%)
vr = deformação específica volumétrica na ruptura(%)
G = densidade real dos grãos
Ia = índice de atividade
IP = índice de plasticidade (%)
k = coeficiente de permeabilidade (cm/s)
L = altura do corpo de prova (mm)
mv = coeficiente de variação volumétrica (m2/kN)
p = ( 1+ 3)/2
p´= ( ´1+ ´3)/2
q = ( 1- 3)/2
q´= ( ´1- ´3)/2
p´f ou p´r = valor de p´ na ruptura (kPa)
q´f ou q´r = valor de q´ na ruptura (kPa)
S = grau de saturação (%)
So = grau de saturação inicial (%)
Sf = grau de saturação final (%)
= tensão
1 = tensão principal maior total (kPa)
´1 = tensão principal maior efetiva (kPa)
3 = tensão principal menor total (kPa)
´3 = tensão principal menor efetiva (kPa)
´c = tensão confinante efetiva
d = tensão desviadora (kPa)
dr = tensão desviadora na ruptura (kPa)
d max= tensão desviadora máxima (kPa)
´v = tensão vertical efetiva (adensamento edométrico) (kPa)
´vo = tensão vertical efetiva de campo (kPa)
´vy = tensão de escoamento edométrica (kPa)
T = fator tempo para 90% de adensamento
xv
t = tempo
t90 = tempo correspondente a 90% de compressão primária
t100 = tempo correspondente a 100% de compressão primária
tr = tempo mínimo de ruptura (minutos)
U = porcentagem de adensamento (%)
Vmax = velocidade máxima de cisalhamento (mm/min)
diâmetro dos grãos
= ângulo de atrito interno do solo (graus)
´ = ângulo de atrito interno efetivo do solo (graus)
wo = teor de umidade inicial do corpo de prova (%)
wL = limite de liquidez (%)
wnat = teor de umidade natural (%)
wP = limite de plasticidade (%)
# = malha de peneira
1
1 - Introdução
Na engenharia, os solos desempenham papéis variados, ora como materiais de
fundação, nos quais se apóiam as estruturas, ora como materiais de construção
(pavimentos, aterros, barragens, fabricação de tijolos e telhas, barreiras
impermeabilizantes em aterros sanitários, etc). Entretanto, as propriedades requeridas
para uma determinada aplicação nem sempre existem na condição natural, e nestes
casos são feitas intervenções que provocam mudanças nas propriedades físico-químicas
e resultam em características mais adequadas (trabalhabilidade, compressibilidade,
expansão e contração, etc.). Como exemplos, pode-se citar a construção de “liners”
argilosos e a estabilização dos solos (por compactação ou por uso de aditivos químicos)
para utilização em aterros, reforços de fundações, pavimentos, taludes , escavações, etc.
Muitas vezes, as interações físico-químicas provocam efeitos deletérios, tais
como recalques e expansões excessivos, rupturas por entubamento (“piping”) associadas
a argilas dispersivas, contaminação das águas subterrâneas por migração de
contaminantes, etc. Nestes casos, o conhecimento das propriedades físico-químicas
constitui uma ferramenta importante para o diagnóstico e solução dos problemas.
Dentro deste contexto, esta dissertação visa contribuir para um melhor
entendimento da relação entre as propriedades físico-químicas, estrutura e
comportamento mecânico e hidráulico dos solos tropicais lateríticos e saprolíticos. Os
solos tropicais constituem sistemas com propriedades físico-químicas muito peculiares,
decorrente de uma mineralogia bastante diferente daquela apresentada pelos solos de
regiões temperadas. Novas pesquisas precisam ser feitas visando a ampliar o
conhecimento dos mecanismos e condicionantes relacionados aos processos de
interações físico-químicas, e as conseqüências em termos de comportamento
geomecânico. Casanova (1989) ressalta a importância do estudo das propriedades
físico-químicas dos solos tropicais e a necessidade de incorporação destes conceitos no
dia-a dia da Mecânica dos Solos.
Para estudar a influência das propriedades físico-químicas no comportamento
hidráulico e mecânico de dois solos residuais, um laterítico e outro saprolítico, foi
estabelecido um programa experimental, cujos pontos fundamentais foram o escopo dos
2
ensaios a serem realizados, a escolha dos solos para ensaio e a definição do fluido
intersticial.
a) escopo dos ensaios a serem realizados
Foi definida a realização de ensaios de adensamento edométrico, permeabilidade de
carga variável e triaxiais CID e CIU. Como o comportamento mecânico e hidráulico dos
solos depende essencialmente da composição (granulométrica e mineralógica) e da
estrutura (estado particular em que as partículas se encontram na condição intacta), o
programa experimental incluiu, de forma complementar, a caracterização dos solos
estudados sob diversos aspectos (físico, químico, mineralógico e microestrutural) e em
diferentes estados (natural, remoldado e tratado com soluções de hexametafosfato de
sódio).
b) escolha dos solos
Procurou-se usar dois solos que fossem distintos em relação aos índices físicos,
propriedades índices, mineralogia, estrutura, compressibilidade, permeabilidade e
resistência mecânica, para melhor evidenciar as respostas de cada um em cada aspecto
estudado. O requisito exigido é que não fossem predominantemente arenosos.
c) definição do fluido intersticial
Escolheu-se um fluido que, ao interagir com o solo, viesse a provocar modificações
significativas na sua estrutura. Para esta definição, procurou-se seguir as sugestões de
especialista em físico-química dos solos (Casanova, 2003). A proposta de substituição
do fluido dos poros procura simular, em laboratório, situações reais em que o solo é
inundado com produtos químicos variados, como exemplo, situações de derramamentos
acidentais, vazamentos em tubulações e em reservatórios de armazenamento, barreiras
de contenção de rejeitos, etc. Como os efluentes reais apresentam variabilidade de
composição e características físico-químicas, optou-se por trabalhar com soluções de
uso corriqueiro nos laboratórios de solos, com composição química e propriedades
conhecidas. Procurou-se também substâncias que a priori não dissolveriam
argilominerais, como por exemplo hidróxido de sódio (Costa Júnior, 2001) e ácido
acético (Anandarajah e Zhao, 2000). A etapa de percolação, prevista nos ensaios
edométricos, triaxiais e de permeabilidade fez com que houvesse uma preocupação de
se optar por substâncias que fossem miscíveis em água, porque permeiam o solo de
forma mais uniforme, em virtude de suas moléculas poderem deslocar a água da camada
de hidratação dos cátions e assim serem mais facilmente adsorvidas nas superfícies dos
argilominerais (Mariz, 1993). A partir de todas as considerações anteriores, optou-se
3
pelo uso de soluções de hexametafosfato de sódio, nas concentrações de 0,001N, 0,01N,
0,1N e 1N, preparadas conforme procedimentos descritos no Anexo I. Para evitar a
reversão das soluções para ortofosfato de sódio e para acentuar os efeitos dispersantes
associados ao pH, foi adotado valor de pH igual a 10,5 para todas as concentrações
utilizadas. A manutenção de pH constante facilitou as análises paramétricas.
Esta dissertação é constituída por sete capítulos e três anexos. No Capítulo 2 faz-
se uma revisão sobre alguns aspectos relativos aos solos tropicais e ao comportamento
dos solos estruturados, apresentando-se também alguns conceitos fundamentais
relativos às interações físico-químicas. Procura-se demonstrar, através de exemplos da
literatura, a influência destas interações nos limites de consistência e nas características
de compressibilidade, permeabilidade e resistência dos solos.
No Capítulo 3 descreve-se o local de coleta das amostras e o processo de
amostragem, fazendo-se também uma retrospectiva das pesquisas anteriores
relacionados à área, e enfatizando aquelas que tratam das características geomecânicas
(Moraes Silva, 2000; Fonseca, 2000; Futai, 2002).
No Capítulo 4, faz-se a caracterização física, química, mineralógica e
microestrutural dos solos estudados, nos estados natural e tratado com soluções de
hexametafosfato de sódio com concentrações pré-definidas e pH igual a 10,5.
No Capítulo 5 são apresentados os resultados e análises dos ensaios de
adensamento edométrico e permeabilidade, e no Capítulo 6 faz-se o mesmo em relação
aos ensaios triaxiais CID e CIU. As conclusões obtidas e as sugestões propostas para
pesquisas futuras são apresentadas no Capítulo 7.
Os Anexos estão organizados da seguinte forma:
. Anexo I: inclui procedimentos de preparo de soluções de hexametafosfato de sódio e
preparo de amostras para ensaios de laboratório;
. Anexo II: descreve os materiais e métodos utilizados nos ensaios de adensamento
edométrico e permeabilidade, incluindo também alguns resultados referentes a estes
ensaios;
. Anexo III: refere-se aos ensaios triaxiais, abrangendo os materiais e métodos, os
índices físicos dos corpos de prova e alguns resultados.
4
2 – Revisão Bibliográfica: Solos Tropicais e
Algumas Considerações Sobre Propriedades Físico-Químicas
Os solos tropicais recobrem grandes áreas do território brasileiro, em
conseqüência das condições favoráveis de formação e de desenvolvimento (clima
quente, alto índice de pluviosidade e boas condições de drenagem). Desta forma, é
esperado que o estudo deste tipo de solo seja responsabilidade dos países de clima
tropical, fato já sugerido por Terzaghi na década de 40, em seu discurso de abertura da
2ª Conferência Internacional de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações. Estes
solos apresentam composição química e mineralógica bastante diferente dos solos de
regiões frias, e esta característica resulta em comportamento eletroquímico muito
distinto, sendo constituídos predominantemente por minerais de carga superficial
variável (Casanova, 1989). No caso de solos com fração fina expressiva, o
conhecimento das propriedades físico-químicas é requisito essencial para o
entendimento do comportamento geotécnico nas diversas aplicações da Engenharia.
A revisão bibliográfica se subdivide em duas partes distintas: a primeira parte
aborda aspectos relativos aos solos residuais tropicais e a segunda aspectos relativos às
interações físico-químicas nos solos argilosos. Procurou-se enfatizar a importância das
interações físico-químicas no comportamento mecânico e hidráulico dos solos. O
comportamento dos solos estruturados e a influência das ligações interpartículas
também foi destacado.
2.1 – Solos residuais tropicais
2.1.1 – Considerações gerais
Não há uma definição universal para “solo residual” (Brand, 1985). Blight
(1997) define solo residual como sendo o material derivado do intemperismo “in situ” e
decomposição da rocha, o qual não sofreu transporte a partir de seu local de formação.
O conceito de solo, segundo Salomão e Antunes (1998), citando Birkeland
(1974), é todo “material natural consistindo de camadas ou horizontes de compostos
minerais e/ou orgânicos com variadas espessuras, diferindo do material original por
5
propriedades morfológica, física, química e mineralógica, e por características
biológicas. Os horizontes do solo são inconsolidados, mas alguns contêm suficientes
porções de sílica, carbonatos ou óxidos de ferro para cimentá-los”.
De acordo com Sowers (1963), os solos residuais podem ser encontrados em
todos os continentes, principalmente no sul da Ásia, na África, sudeste dos Estados
Unidos, Austrália, Indonésia, ilhas do Caribe e América do Sul. As ocorrências tendem
a ser mais abundantes em regiões quentes e úmidas, que favorecem os processos de
intemperismo químico. As ocorrências de solos residuais no Brasil, agrupadas de acordo
com as rochas subjacentes, podem ser encontradas em Sandroni (1985).
Diferentemente dos solos residuais, os solos sedimentares são resultantes dos
processos de erosão e transporte, seguidos de deposição e adensamento sob a ação do
peso próprio. O solo originado de misturas de fragmentos minerais da rocha subjacente,
enriquecidos por detritos vegetais, blocos de rocha com grãos de qualquer dimensão
transportados principalmente por gravidade das partes mais elevadas constitui um tipo
particular de solo transportado denominado solo coluvionar, colúvio ou solo alóctone.
As argilas moles e os aluviões também se classificam como solos sedimentares.
Não existe uma terminologia universalmente aceita para descrever as várias
classes de solos residuais. Nogami (1985), nos trabalhos do Comitê que abordou este
assunto (Primeira Conferência Internacional sobre Geomecânica de Solos Tropicais),
propõe uma padronização que divide o manto de solo que recobre a rocha em dois
horizontes: a) solos lateríticos nas camadas superficiais; b) solos saprolíticos nas
camadas mais profundas. Os solos serão lateríticos quando pertencerem aos horizontes
pedológicos A e B de perfis drenados desenvolvidos em clima tropical úmido e a fração
argila for constituída por caulinita e óxidos de ferro e alumínio hidratados agrupados em
uma estrutura agregada, porosa e altamente estável. Os solos serão saprolíticos quando
forem solo no sentido geotécnico, exibirem clara característica estrutural da rocha
matriz, forem autenticamente residuais. Esta proposta apresenta algumas falhas, tendo
sido adotada por alguns estudiosos (Cruz, 1996) e recebido críticas por parte de outros
(Vargas, 1988).
Nesta dissertação, será adotada a seguinte terminologia:
. solo residual maduro, solo laterítico ou horizonte B: solo sem traços da rocha matriz,
podendo haver cimentação por óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio.
6
. solo residual jovem, solo saprolítico ou horizonte C residual: solo com alguns traços
reliquiares da rocha matriz.
Tendo em vista que os trabalhos desenvolvidos nesta dissertação incluem alguns
resultados obtidos por Futai (2002), procurou-se adotar uma terminologia semelhante à
utilizada por este autor. Outros autores que trabalharam com solos coletados no mesmo
local de estudo (Fonseca, 2000 e Moraes Silva, 2000) designaram o solo de 1m de
profundidade como “solo coluvionar”, e porisso esta nomenclatura será também
mencionada:
. solo coluvionar estruturado: solo que apresenta cimentação por óxidos e hidróxidos de
ferro e alumínio, sendo muitas vezes confundido com o solo residual maduro, devido
à laterização.
2.1.2 – Intemperismo
O processo de intemperismo consiste na degradação da rocha matriz pela ação
de agentes físicos, químicos e biológicos, atuando isolada ou conjuntamente. A
predominância da ação de um agente sobre outro, assim como a intensidade do processo
de intemperismo, depende da rocha de origem e de fatores ambientais relacionados ao
clima, topografia e condições de drenagem.
O intemperismo físico atua pela desintegração física e mecânica das rochas,
promovendo um aumento da superfície específica das partículas minerais, sem alteração
da composição química.
O intemperismo químico ou decomposição química consiste na alteração da
composição química dos minerais constituintes das rochas. Este tipo de intemperismo é
predominante em regiões de clima tropical, onde as condições de elevadas temperatura
e umidade propiciam o desenvolvimento de espessas camadas de solos residuais (Irfan e
Woods, 1988).
O intemperismo biológico se manifesta através da ação dos organismos vivos,
podendo esta ação ser de natureza química ou física.
2.1.3 – Aspectos peculiares: laterização, heterogeneidade, anisotropia e estrutura
reliquiar
7
A principal característica dos solos superficiais é a laterização, que pode ocorrer
em solos residuais, aluviais e coluviais (Vargas, 1981 e Cruz, 1996).
Mitchell e Sitar (1982) explicam algumas etapas do processo de laterização:
. em condições adequadas (chuvas abundantes, altas temperaturas, boas condições de
drenagem), ocorre lixiviação de sílica e bases (Na2O, K2O, CaO, MgO), rápida quebra
dos feldspatos e ferromagnesianos, acumulação de sesquióxidos de ferro e alumínio
(constituintes menos solúveis), formação de argilominerais do grupo caulinítico e
permanência de minerais mais resistentes como quartzo e mica;
. com o avanço do intemperismo parte da caulinita se transforma em gibsita, e em
estágios subseqüentes os óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio, goetita e gibsita, se
alteram para hematita e boemita (Fe2O3 e Al2O3.H2O, respectivamente).
Os sesquióxidos de ferro e alumínio presentes na fração fina podem existir como
partículas discretas, ou recobrindo grãos de outros minerais, ou como cimentos nos
contatos intergranulares.
Os solos saprolíticos apresentam estruturas herdadas da rocha de origem,
visíveis a olho nu, e designadas como “estruturas reliquiares”. É comum a presença de
planos (descontinuidades), geralmente de espessura milimétrica, orientação variada e
coloração escura, que se originam de fissuras muito antigas, apresentando anisotropia de
resistência (Koo, 1982; Massad e Teixeira, 1985; Irfan e Woods, 1988). A presença
destas descontinuidades (dobras, fraturas, estratificações, xistosidades, etc) facilita a
penetração da água, resultando na aceleração do processo de intemperismo.
Solos lateríticos e saprolíticos podem apresentar heterogeneidade, sendo esta
característica mais acentuada nas formações saprolíticas. Solos derivados de rochas sem
foliação ou acamamento (granitos, basaltos e argilitos) tendem a ser mais uniformes, e
solos derivados de rochas metamórficas (xistos, migmatitos, folhelhos e gnaisses)
podem apresentar heterogeneidade associada à xistosidade, foliação, bandamento
composicional, etc (Cruz, 1996).
Lacerda e Almeida (1995) comentam que os solos residuais podem ou não
apresentar anisotropia em relação à resistência, deformabilidade e permeabilidade,
dependendo do grau de intemperismo.
2.1.4 – Perfil de intemperismo
8
Deere e Patton (1971) definem perfil de intemperismo (também denominado
perfil de alteração ou perfil de solo) como a seqüência de camadas com diferentes
propriedades físicas, formadas “in situ” por processos de alteração física e química, e
que permanecem recobrindo o maciço rochoso.
Ao longo do perfil, podem ser encontrados materiais variando desde a rocha sã
até materiais completamente intemperizados, cuja estrutura torna impossível a
identificação da rocha matriz.
Lacerda e Almeida (1995) apresentaram uma revisão de novas propostas de
classificação de perfil de intemperismo. Na opinião destes autores, assim como Brand
(1985), cada tipo de aplicação geotécnica (estabilidade de taludes, solos compactados,
pavimentos, fundações, etc) deve usar o sistema de classificação de perfil de
intemperismo que seja mais conveniente e adequada ao caso.
Na Figura 2.1 é feita uma comparação de perfis de intemperismo típicos do
Brasil. A classificação de Pastore (1992), mostrada na última coluna, é na opinião do
autor a mais adequada para uso no Brasil, porque inclui no horizonte (2) os solos
tansportados que sofreram laterização.
2.1.5 – Sistemas de classificação
O objetivo principal dos sistemas de classificação, sob o ponto de vista de
engenharia, é poder estimar o provável comportamento do solo e orientar o programa de
investigação necessário nas etapas de análise, planejamento e projeto (Pinto, 2000).
Os solos residuais tropicais apresentam comportamento fortemente influenciado
pela estrutura, cimentação e feições herdadas da rocha de origem, e todas estas
características são afetadas pelo intemperismo, gerando materiais de comportamentos
bastante diferenciados. Em função disto torna-se difícil a elaboração de um sistema de
identificação e classificação geral que contemple todas estas particularidades. Não
existe até o presente momento um sistema de classificação geral em engenharia
geotécnica que considere todas as peculiaridades dos solos residuais tropicais.
A identificação é feita com base na granulometria e limites de consistência
(propriedades-índices), obtidos a partir do solo remoldado. Quando não se dispõe de
recursos laboratoriais, faz-se a identificação táctil-visual.
A classificação consiste em se agrupar os diferentes tipos de solos em classes, de
acordo com o provável comportamento, sob o ponto de vista de engenharia.
9
Figura 2.1 – Comparação entre algumas proposições de perfis de intemperismo típicos
do Brasil (Pastore, 1992)
São consideradas classificações geotécnicas convencionais ou tradicionais
aquelas que se baseiam nos ensaios de granulometria e limites de Atterberg. Dentre as
classificações convencionais, destacam-se o USCS (Unified Soil Classification System),
derivado da classificação de Casagrande (1948) e a classificação HRB (Highway
Research Board), também conhecida como classificação AASHTO (American
Association of State Highway and Transportation Officials), originária do Public Roads
Administration.
10
As classificações geotécnicas não convencionais, segundo Pastore e Fontes
(1998), são aquelas que não utilizam como índices classificatórios a granulometria e os
limites de Atterberg.
As classificações convencionais, quando aplicadas a alguns tipos de solos
residuais, não apresentam sensibilidade para discernir solos de comportamentos
nitidamente diferentes, enquadrando-os no mesmo grupo (Cozzolino e Nogami, 1993;
Nogami e Villibor, 1995). Algumas peculiaridades dos solos residuais tais como
mineralogia, gradação de materiais no perfil, maior influência da estrutura (herdada da
rocha de origem ou desenvolvida pelo intemperismo) não são adequadamente descritas
pelos sistemas convencionais (Wesley e Irfan, 1997).
A secagem prévia do solo ao ar provoca a oxidação dos sesquióxidos de ferro e
alumínio e formação de agregações de partículas finas, assim como perda de água de
constituição no caso de minerais argílicos hidratados (haloisita) (Townsend, 1985 e
Mitchell e Sitar, 1982). A formação de agregações de partículas finas faz com que
partículas do tamanho de argila ( < 2 ) adquiram dimensões de silte ou areia,
diminuindo o teor de finos e a plasticidade. Existe dificuldade em se definir uma
granulometria representativa, uma vez que esta depende do grau de destruição destas
agregações (Nogami e Villibor, 1995).
Os resultados dos ensaios de granulometria de solos tropicais se alteram
substancialmente quando se introduzem variações na metodologia do ensaio em relação
à prescrita pela ABNT (uso ou não de defloculante, execução ou não de dispersão
mecânica), e este fato foi demonstrado por diversos autores (Futai, 1995, Souza Neto,
1998, Moraes Silva, 2000). Castro (1974) demonstrou que a inclusão de agregações de
partículas (passadas na peneira #10 (2 mm)) no ensaio de sedimentação gera
descontinuidade na curva granulométrica na transição entre o peneiramento fino e a
sedimentação.
O sistema de classificação USCS (Unified Soil Classification System) ou
Sistema Unificado foi proposto por Arthur Casagrande, no início da década de 40, para
ser utilizado na escolha de solos para a construção de aeroportos, durante a Segunda
Guerra Mundial. Os solos orgânicos são tratados pela primeira vez como um grupo com
características e comportamento próprio, diferente dos solos grossos e finos. A partir de
1952, outros órgãos americanos adotaram esta classificação, que passou a ser conhecida
como Sistema Unificado, tendo sofrido revisões e mudanças nos anos 80. Os solos
naturais necessitam de índices que possam refletir a mineralogia, a estrutura, os efeitos
11
físico-químicos e os efeitos de sucção, que muitas vezes são determinantes do
comportamento geotécnico, e o Sistema Unificado não incorpora a influência destes
fatores.
Vargas (1982, 1988, 1992) propõe uma adaptação da classificação USCS para os
solos tropicais, no sentido de levar em conta a mineralogia das frações argila e silte.
Para tanto sugere que os critérios relativos à fração grossa sejam mantidos, e que na
classificação dos solos finos o gráfico de plasticidade seja combinado com o gráfico de
atividade de Skempton para identificar a natureza micácea ou caulinítica das frações
argila e silte. A proposta de Vargas (1982, 1988, 1992) não consegue enquadrar
adequadamente alguns tipos de solos tropicais, conforme demonstrado por alguns
pesquisadores (Ferreira, 1995; Souza Neto, 2000; Silva, 2001; Futai, 2002).
Nas regiões tropicais, alguns solos lateríticos apresentam excelente desempenho
para aplicações na área de pavimentos. Entretanto, os sistemas de classificação
convencionais (AASHO-HRB, USCS) não conseguem prever adequadamente o
potencial de aproveitamento dos mesmos. Considerando as limitações apresentadas
pelas classificações convencionais, Nogami e Villibor (1981, 1995) propuseram uma
nova classificação, denominada MCT (Miniatura, Compactado, Tropical), para
determinação das propriedades mecânicas e hidráulicas de solos tropicais compactados
para uso em obras viárias. Esta classificação separa de maneira bastante nítida os solos
de comportamento “laterítico” daqueles de comportamento “não laterítico”, e esta
separação não se baseia em critérios geológicos ou pedológicos, e sim, tecnológicos.
Não são empregados os índices de consistência, mas parâmetros obtidos em ensaios de
compactação com energias diferentes. Dentre as diversas limitações do sistema MCT,
cabe destacar o fato de que a diferenciação dos grupos é feita com base em propriedades
de interesse para a engenharia rodoviária (como por exemplo a capacidade de suporte),
não sendo possível estimar outras propriedades importantes em obras de terra diferentes
de pavimentação.
2.1.6 - Compressibilidade
A compressibilidade dos solos não é um fenômeno estritamente mecânico,
havendo também a influência de fatores físico-químicos. Esta propriedade mecânica
depende da granulometria, da natureza da fração argilosa e do conteúdo iônico dos
sistema solo-fluido intersticial.
12
A compressibilidade dos solos residuais é governada por suas características
mecânicas e físico-químicas e pode ser avaliada por meio de ensaios de laboratório ou
ensaios “in situ”. Os processos de intemperismo “in situ” que conduzem à formação dos
solos residuais provocam perda de massa (diminuição do peso específico natural) e
consequente aumento do índice de vazios. A perda de massa ocorre por lixiviação e
erosão interna de partículas muito finas, associada a “piping” ou processos
geoquímicos.
Quando submetidos a carregamentos verticais com confinamento lateral, os
solos residuais comprimem de forma semelhante às argilas sedimentares, diferindo
entretanto, em relação à tensão correspondente a uma mudança acentuada no gradiente
da curva tensão-deformação. Esta tensão, denominada “tensão de escoamento”, tem um
significado físico diferente, não estando relacionada com a tensão vertical das camadas
de terra sobrejacentes, e sim com a resistência de ligações interpartículas (herdadas da
rocha de origem ou geradas pelo intemperismo e pedogênese). Representa o ponto no
qual ocorre o escoamento do material, a exemplo do que ocorre com o aço. A tensão de
escoamento para solos residuais é conseqüência da história de intemperismo, e resulta
principalmente de dois fatores: índice de vazios e estruturação.
Vargas (1953) enfatiza que a tensão de escoamento pode ser eliminada por
remoldagem e Barksdale e Blight (1997) explicam que esta tensão é uma medida da
resistência das ligações interpartículas, ou das ligações entre os minerais que
permanecem após o intemperismo do material.
Os recalques tendem a ocorrer de forma rápida, tanto nos ensaios de laboratório
quanto nas condições “in situ”. A grande maioria dos solos residuais tem
comportamento reológico semelhante às areias, mesmo quando a quantidade de argila é
elevada. A estrutura é o fator responsável pela rápida dissipação do excesso de
poropressões. Nos ensaios de laboratório, torna-se difícil a aplicação da teoria do
adensamento de Terzaghi&Frolich para ajuste da curva experimental, em virtude do
adensamento primário ocorrer em alguns segundos.
Leroueil e Vaughan (1990) definiram no espaço tensão-índice de vazios uma
região onde somente um material estruturado pode se situar. Esta região, que
corresponde à área hachurada da Figura 2.2, é limitada pelas curvas de compressão do
solo desestruturado no estado mais fofo possível e pela curva de compressão do material
estruturado. O índice de vazios do solo estruturado se mantém maior que o do solo
13
desestruturado, exceto para tensões verticais mais elevadas, quando estes valores se
tornam convergentes.
Vaughan (1992) sugere parâmetros diferentes para descrever a compressão do
solo estruturado e do solo desestruturado. Para o solo estruturado, o gradiente do trecho
virgem é Ccs, que é função do índice de vazios inicial e tensão de escoamento, enquanto
que para o solo desestruturado, o gradiente é Cc, função da granulometria e plasticidade.
A quebra das ligações interpartículas ocorre de forma progressiva. O primeiro
ponto de quebra é o ponto Y da Figura 2.2. Até este ponto, as deformações sofridas pela
estrutura não são suficientes para romper as ligações. A partir do ponto Y, o processo se
desencadeia, exigindo deformações significativas até se alcançar a perda total das
ligações, e a curva de compressão do solo indeformado tende a convergir para a curva
do material remoldado.
Figura 2.2 – Comparação entre compressão estruturada e desestruturada em ensaio
edométrico (Leroueil e Vaughan, 1990)
A desestruturação provoca diminuição da rigidez e da tensão de escoamento do
solo, assim como aumento da compressibilidade e diminuição do índice de compressão.
Para solos sedimentares, a determinação da tensão de “pré-adensamento” é feita
pelos métodos empíricos de Casagrande e Pacheco Silva. Estes métodos se baseiam em
14
construções gráficas a partir dos resultados plotados em gráficos semi-logarítmicos,
com as tensões em escala logarítmica e os índices de vazios ou deformações
volumétricas específicas em escala aritmética. Os métodos convencionais não são
satisfatórios quando empregados para solos residuais, podendo induzir a conclusões
equivocadas a respeito da existência de uma tensão de escoamento (Vaughan, 1985;
Wesley, 1990; Pinto et al., 1993). Só se pode afirmar que houve escoamento se for
constatada uma brusca variação no comportamento tensão-deformação do solo, com
diminuição da rigidez. Vaughan (1985) sugere a utilização de escalas aritmética e
logarítmica em ambos os eixos para demonstrar e quantificar o escoamento.
Leroueil e Vaughan (1990) demonstram, através de inúmeros exemplos, que as
técnicas e operações de amostragem podem provocar perturbações mecânicas, com
danos à estrutura dos solos residuais, que apresentam ligações fracas interpartículas,
susceptíveis de serem rompidas com facilidade. A quebra de ligações por perturbações
mecânicas torna mais difícil e imprecisa a determinação da tensão de escoamento. Estes
efeitos se acentuam no caso dos solos saprolíticos. A perda de estrutura se assemelha ao
problema do amolgamento dos solos sedimentares (Cruz, 1996; Sandroni, 1985).
Medidas corretas das propriedades mecânicas necessitam de amostras de boa
qualidade, técnicas de amostragem apropriadas e amostras suficientemente grandes, de
forma a incluir os efeitos de tamanhos maiores de partículas e de fábrica (Mitchell e
Coutinho, 1991).
2.1.7 – Permeabilidade
Dentre as propriedades dos solos residuais que são importantes no contexto dos
problemas geotécnicos, a permeabilidade é a que exibe a maior amplitude de variação
para um mesmo depósito. No caso de solos finos, é a propriedade mais susceptível de
ser influenciada pela estrutura. Os métodos usados para determinação da
permeabilidade de solos residuais em campo e em laboratório são semelhantes aos
usados para solos sedimentares. Os ensaios de laboratório podem ser feitos através de
permeâmetros convencionais e permeâmetros de parede flexível, ou podem ser
associados aos ensaios edométricos, através de medições de carga variável no final dos
estágios de carregamento.
A determinação da permeabilidade através de ensaios de laboratório utiliza
amostras de pequenas dimensões, apresentando a limitação de não incluir as variações
15
micro e macro estruturais que podem ocorrer no campo, tais como descontinuidades e
outras estruturas reliquiares. Pinto et al. (1993) comentam que, dentre as diversas
propriedades dos solos residuais, a permeabilidade é talvez a de mais difícil
determinação em laboratório, sendo os resultados afetados pelas heterogeneidades das
amostras e por fatores associados à não saturação, ao deslocamento do ar durante a
percolação e à influência da água de percolação.
De forma geral, a permeabilidade sob condições de carregamento diminui pouco
até que a tensão de escoamento seja alcançada, e a partir desta tensão pode exibir
reduções mais acentuadas. A permeabilidade de solos residuais pode ou não depender
da direção do fluxo. Costa Filho e de Campos (1991) e Bernardes et al. (1992) não
constataram anisotropia de permeabilidade em dois solos residuais de gnaisse.
Os solos lateríticos apresentam elevada permeabilidade “in situ” resultante do
desenvolvimento de agregações (granulometria floculada) de partículas argilosas e da
intensa lixiviação associada ao regime de chuvas. Os valores de permeabilidade não
correspondem aos sugeridos pelos limites de Atterberg e granulometria. Tomando-se
como exemplo a caulinita (argilomineral que predomina na composição dos solos
residuais), as agregações de partículas fazem com que as partículas individuais,
dimensões da ordem de 10-5 a 10-6 cm, atinjam dimensões de silte e areia fina (10-4 a
10-2 cm). As agregações são resultantes principalmente de cimentação por óxidos e
hidróxidos de ferro e alumínio e forças elétricas entre as partículas dos argilominerais.
Os solos lateríticos podem exibir valores de permeabilidade da ordem de 10-2 cm/s
(Mitchell e Sitar, 1982) ou entre 10-2 e 10-3 cm/s (GSEGWP, 1990).
As feições estruturais dos solos saprolíticos, herdadas da rocha matriz ou
desenvolvidas durante o intemperismo, interferem nos valores de permeabilidade. Para
cada tipo de estrutura corresponde uma permeabilidade característica, e o coeficiente de
permeabilidade pode variar amplamente, desde valores muito baixos até valores mais
elevados.
A heterogeneidade dificulta a extrapolação dos resultados dos ensaios
laboratoriais. Resultados confiáveis só podem ser obtidos por métodos “in situ”
apropriados. A presença de anisotropias de diversos tipos (laminações, bandamentos,
xistosidades, dobras, etc) faz com que a permeabilidade passe a ter características
vetoriais (Nogami e Villibor, 1995).
2.1.8 – Resistência ao cisalhamento
16
As características de resistência ao cisalhamento de solos residuais podem ser
determinadas em laboratório, através de ensaios de cisalhamento direto e de compressão
triaxial. Normalmente a utilização de envoltórias de resistência de Mohr-Coulomb
consegue representar satisfatoriamente a resistência ao cisalhamento dos solos residuais,
que sofre influência apreciável do processo de intemperismo. Sandroni (1974) e
Vaughan (1992) consideram a envoltória de ruptura curva até próximo da tensão de
escoamento, e acima desta consideram comportamento semelhante ao dos solos
“normalmente adensados”. A curvatura da envoltória é devido principalmente à
presença de cimentações (Sandroni, 1985 e Massey et al., 1989). Grande parte das
ocorrências destes solos corresponde ao estado não saturado, com a parcela de sucção
contribuindo significativamente na resistência.
A resposta dos solos residuais perante as solicitações impostas pelas práticas
correntes de engenharia é fortemente influenciada pela estrutura, cimentação e
características herdadas da rocha matriz, e a magnitude destas influências depende do
grau de intemperismo. O termo estrutura é utilizado para designar os efeitos
combinados de fábrica, composição e forças interpartículas (Mitchell, 1976).
Quando o solo intacto é inundado ou remoldado, as ligações interpartículas
podem não ser totalmente quebradas, e neste caso uma parcela de coesão verdadeira
continua existindo. No caso de inundação, reduz-se também o efeito da sucção. Cruz
(1996) explica que a cimentação é um fato comprovado em solos lateríticos e mesmo
em saprolíticos, sendo alguns cimentos presentes mais ou menos solúveis em água.
Futai (2002) encontrou valores de coesão verdadeira da ordem de 9,5 kPa para um solo
laterítico intacto na condição saturada.
Como fontes principais de coesão verdadeira podem-se citar as ligações
interpartículas de natureza química (agentes cimentantes tais como carbonatos, sílica,
alumínio, óxidos de ferro, compostos orgânicos) e de natureza eletrostática e
eletromagnética (forças de Van Der Waals), enquanto que a coesão aparente decorre da
sucção (Mitchell, 1976).
As propriedades mecânicas dos solos residuais são também influenciadas pela
composição mineralógica, que varia em função do intemperismo. Sandroni (1977)
mostrou a influência da mineralogia da fração areia na resistência ao cisalhamento de
solos residuais de gnaisse, tendo constatado que a resistência aumenta com o aumento
do teor de feldspato e diminuição do teor de mica. Wesley (1990) estudou solos
residuais da Indonésia cujos comportamentos refletiram de forma mais dominante a
17
influência da mineralogia, sendo a influência das cimentações um aspecto menos
relevante. Os solos lateríticos apresentam resistência dependente das ligações por
agentes químicos, podendo haver um considerável aumento de coesão verdadeira. Nos
horizontes subjacentes aos superficiais, a mineralogia da fração grossa comanda a
resistência. Solos com fração grossa composta por minerais de baixa resistência, quando
submetidos a ensaios com baixos níveis de tensão, podem apresentar quebra de grãos
durante o cisalhamento, provocando curvatura da envoltória.
2.1.8.1 – Comportamento dos solos estruturados, conforme Leroueil e Vaughan (1990)
A previsão de comportamento mecânico dos solos é feita com base em modelos
matemáticos e teóricos que visam descrever o real desempenho do material e a
sistematização do conhecimento acumulado.
A Mecânica dos Solos Clássica foi inicialmente desenvolvida para descrever e
prever o comportamento dos solos sedimentares. As argilas sedimentares se formam
com elevados índices de vazios e subseqüentes alterações são governadas pela história
de tensões. Dessa forma, a história de tensões é um fator dominante no comportamento
dos solos sedimentares, conduzindo à divisão destes solos em dois grupos distintos: os
solos normalmente adensados e os solos pré-adensados (ou sobre-adensados). Para estes
solos, a estrutura resultante está relacionada com o processo de deposição, história de
tensões, desenvolvimento de ligações interpartículas e outros efeitos pós-deposicionais
(Bjerrum, 1967).
Os modelos da Mecânica dos Solos Clássica não são satisfatórios para previsão
do comportamento dos solos residuais devido às peculiaridades que estes apresentam
em relação ao processo de formação e aos fatores que governam o comportamento de
engenharia (estrutura, composição mineralógica, forma e tamanho dos grãos). Lacerda
et al. (1985) apontam a heterogeneidade dos solos residuais, em especial os saprolíticos,
como sendo um fator desconsiderado nos modelos convencionais, tornando-os
limitados.
Grande parte dos solos naturais e rochas brandas apresentam componentes de
resistência e rigidez que não podem ser analisados somente em termos de índice de
vazios e história de tensões (Leroueil e Vaughan, 1990). Estas componentes são
representadas por forças de ligação interpartículas. Os efeitos destas ligações, também
denominados “efeitos de estrutura”, influenciam consideravelmente o comportamento
18
de engenharia dos solos, e podem ser descritos de uma maneira simples e geral,
podendo ser incluídos entre os conceitos gerais da Mecânica dos Solos, juntamente com
índice de vazios e história de tensões.
O conceito de escoamento, desenvolvido para descrever o efeito de pré-
adensamento nas argilas moles, tem-se mostrado uma ferramenta poderosa para
descrever os efeitos de estrutura.
Os solos que apresentam ligações interpartículas são ditos “estruturados”. Para
estes solos, as ligações interpartículas conferem um aumento significativo de resistência
e rigidez. Os solos residuais apresentam ligações interpartículas fracas, herdadas da
rocha de origem ou desenvolvidas pelo processo de intemperismo (efeitos de
cristalização, alteração mineral, precipitação de materiais cimentantes, GSEGWP
(1990)). As principais características do comportamento de engenharia destes solos
listados por Vaughan (1985) são: a) a presença de um intercepto de coesão e de uma
tensão de escoamento, os quais não se relacionam com a história de tensões, e sim, com
o processo de intemperismo; b) um comportamento rígido para baixas tensões
(entendendo-se como baixas tensões os valores inferiores à tensão de escoamento) e um
comportamento mais plástico para tensões mais elevadas.
Os solos nos quais estas ligações foram removidas por efeito de deformações
(em determinados níveis) ou remoldagem, ou nos quais estas ligações nunca existiram,
são ditos “desestruturados” (Leroueil e Vaughan, 1990).
O princípio de análise proposto por Vaughan (1985, 1988 e 1990) e Vaughan et
al. (1988) compara o solo intacto com o comportamento do mesmo solo no estado
remoldado, em um estado semi-fluido (teor de umidade superior ao limite de liquidez).
Os efeitos das ligações interpartículas ficam evidentes quando se compara a
curva tensão-deformação do solo estruturado com a curva do solo desestruturado,
conforme se pode observar na Figura 2.3. A desestruturação tem como efeito a
diminuição da rigidez e da resistência de pico do solo, sendo a ruptura alcançada para
maiores deformações axiais. A envoltória de resistência do solo desestruturado é,
portanto, mais baixa que a do solo estruturado. Os exemplos apresentados na Figura 2.3
são relativos a solos sedimentares, porém comportamentos semelhantes ocorrem com os
solos residuais.
19
Figura 2.3 – Relações tensão-deformação de ensaios triaxiais não drenados em argilas
intactas e desestruturadas (Tavenas e Leroueil, 1985)
O padrão de comportamento dos solos estruturados em ensaios triaxiais
(Leroueil e Vaughan, 1990) está representado na Figura 2.4 e pode ser descrito da
seguinte forma:
. para tensão confinante efetiva inferior à tensão de escoamento (obtida na compressão
isotrópica) e para baixos níveis de tensão, o solo exibe uma resistência de pico bem
definida, em seguida perde resistência e tende para o estado crítico. Os pontos de
escoamento e de resistência máxima são praticamente coincidentes. Este
comportamento está representado na Figura 2.4 (a);
. para tensão confinante efetiva inferior à tensão de escoamento (obtida na compressão
isotrópica) e para níveis de tensão mais elevados, o solo exibe um comportamento
inicial rígido até atingir o escoamento, e a partir daí ocorre diminuição de rigidez e um
comportamento mais plástico. Esta situação se prolonga até que, para grandes
deformações, se atinge o estado crítico. Este comportamento está representado na
Figura 2.4 (b);
. para tensão confinante efetiva superior à tensão de escoamento (obtida na compressão
isotrópica), a resistência das ligações interpartículas é quebrada, e o solo se comporta
como normalmente adensado. A previsão de comportamento pode ser feita pela
Mecânica dos Solos Clássica.
20
(a) (b)
Figura 2.4 – Curva tensão-deformação em ensaios com tensão confinante efetiva menor
que a tensão de escoamento no adensamento isotrópico de solos
estruturados (Santos Júnior, 1996)
(a) baixo nível de tensões
(b) nível de tensões mais elevado
Os solos com comportamento tensão-deformação tipo (a) (Figura 2.4),
apresentam excessos de poropressão (ensaios CIU) ou deformações volumétricas
(ensaios CID) de pequena magnitude ou negativos. Os solos com comportamento tipo
(b) desenvolvem excessos de poropressão consideráveis (ensaios CIU) ou deformações
volumétricas de aproximadamente mesma ordem de grandeza (ensaios CID).
O efeito de estrutura pode ser avaliado através da comparação de resultados de
ensaios feitos com amostras no estado intacto (amostras estruturadas) e no estado
desestruturado. Após o escoamento, o comportamento do solo intacto converge para o
comportamento do solo desestruturado. As ligações interpartículas conferem ao solo
intacto um aumento de resistência e rigidez para baixas tensões.
Em ensaios CID, um solo estruturado pode exibir um pico de resistência não
associado à máxima taxa de dilatância. Para baixas tensões confinantes, a resistência de
pico é alcançada enquanto a amostra está ainda se contraindo. A resistência de pico é
controlada pela estrutura e não somente pela dilatância, como ocorre em materiais não
estruturados. Para tensões confinantes mais elevadas, o comportamento do solo
21
estruturado é semelhante ao do solo desestruturado (Maccarini, 1987, Vaughan, 1988,
Vaughan et al., 1988).
A envoltória de resistência de pico do solo estruturado depende da resistência
das ligações interpartículas. A Figura 2.5 apresenta resultados de ensaios para uma
argila tratada com cal. Quanto maior o teor de cal, maior a resistência das ligações, mais
alta se posiciona a envoltória de resistência de pico (Leroueil, 1992).
A expansão volumétrica decorrente do alívio de tensões que ocorre quando uma
amostra é coletada no campo pode provocar danos irreversíveis à estrutura dos solos
residuais, pois apresentam ligações interpartículas fracas, que podem ser quebradas
facilmente. A magnitude do alívio de tensões durante a amostragem vai controlar a
extensão para a qual a estruturação será quebrada. Dentre as técnicas existentes para
amostragem, a mais recomendada é a escavação e moldagem manual de blocos
indeformados (Vaughan, 1985).
Alguns procedimentos utilizados nos ensaios triaxiais também podem
comprometer a estrutura dos solos residuais, dentre os quais a técnica de saturação, a
excentricidade do carregamento e o caminho de tensões adotado para se alcançar a
ruptura (Bressani e Vaughan, 1989).
Figura 2.5 – Argila “Bangkok” tratada com cal (Leroueil, 1992)
A perda das ligações interpartículas causada pelo escoamento dos materiais
estruturados ocorre de forma gradual (processo progressivo) e exige um certo nível de
22
deformação adicional pós-escoamento. Neste aspecto, é diferente do escoamento devido
a pré-adensamento, que ocorre de forma brusca e geralmente não necessita de
deformação adicional pós-escoamento.
2.2 – Interações físico-químicas
2.2.1 – Importância do estudo das interações físico-químicas
O estudo das propriedades físico-químicas é de grande importância para a
previsão de comportamento de solos argilosos, uma vez que estas influenciam
características tais como estrutura, plasticidade, contração e expansão, permeabilidade,
compressibilidade, resistência ao cisalhamento, compactação, colapso, resistência à
erosão, etc (Mitchell, 1976). Os solos tropicais são sistemas compostos
predominantemente por minerais de carga superficial variável, e esta carga pode ser
manipulada de modo a adequar estes solos a aplicações específicas (pavimentos,
barragens de água ou de rejeitos, aterros, indústria, agricultura, perfuração de poços,
etc).
Dentre as principais propriedades dos argilominerais tem-se a superfície
específica, a natureza e porcentagem de íons trocáveis, as capacidades de troca catiônica
e aniônica, a espessura da camada de água adsorvida, a espessura da dupla camada
elétrica, as características do fluido intersticial (constante dielétrica, condutividade
elétrica, pH, concentração e natureza de íons dissolvidos, temperatura, viscosidade, peso
específico), etc.
As argilas apresentam um extenso campo de aplicação na área industrial.
Excluindo as indústrias extrativas e considerando apenas as indústrias químicas de
processo, Santos (1975) enumera cerca de 32 tipos diferentes de usos industriais. Este
autor apresenta como uma das justificativas para tantas possibilidades de aplicação o
fato destes minerais apresentarem propriedades físico-químicas variando numa faixa
ampla de valores, de acordo com a espécie mineralógica. Como exemplo, a capacidade
de troca catiônica pode assumir valores entre 3 e 150 meq/100g e a superfície específica
pode variar entre 5 e 800 m2/g.
Na agropecuária, a capacidade de troca iônica dos argilominerais permite a
fixação dos cátions amônio (NH4+) e potássio (K+) e do ânion fosfato (PO4
3-), presentes
23
nos fertilizantes NPK, assim como a fixação de outros nutrientes (cálcio, magnésio,
ferro, manganês, cobre, zinco, boro, etc) essenciais à vida vegetal.
No âmbito da Geotecnia, podem-se destacar algumas aplicações gerais:
. “liners” argilosos, nos quais as propriedades físico-químicas são controladas de modo
a se obter um melhor desempenho destas barreiras ao longo do tempo, garantindo
características essenciais tais como estanqueidade, durabilidade, resistência química,
resistência mecânica, resistência à erosão, baixa permeabilidade, alta capacidade de
adsorção, valores de expansão e contração adequados (Sivapullaiah e Savitha, 1999;
Graham et al., 2001 e outros);
. pavimentos e fundações sobre formações expansivas podem apresentar problemas ao
longo do tempo, principalmente relacionados a mudanças na composição fluido
intersticial (Barreto et al., 1982; Ignatius e Pinto, 1991; Lew e Soares, 1998; Alawaji,
1999);
. recalques causados por interação solo-substância química decorrente de vazamentos
em tubulações ou reservatórios de armazenamento, assim como transbordamentos
acidentais (Costa Júnior, 2001). Muitas vezes a interação influencia no processo de
colapso, seja por quebra das ligações cimentantes interpartículas (Reginatto e Ferrero,
1973), seja por efeito da camada de solvatação das superfícies minerais e dos cátions
adsorvidos (Mariz, 1993);
. processo de estabilização química dos solos, que se baseia em mudanças nas
interações da dupla camada e nas reações de troca iônica, gerando alterações na
microestrutura e melhora de algumas propriedades, visando aplicações específicas
(pavimentação, reforço de fundações, estabilidade de taludes, etc);
. alguns tipos de solos argilosos podem ser facilmente dispersados por percolação de
água e outras soluções. Pequenas barragens construídas para fins agrícolas na
Austrália (Aitchison e Wood, 1965), romperam por “piping” devido à dispersão da
argila depois da construção, estando o processo relacionado à concentração iônica do
fluido intersticial. Sherard (1972) classifica os solos quanto à dispersabilidade (e
conseqüentemente quanto à erosão por piping) em função da porcentagem de íons
sódio em relação ao total de íons dissolvidos na água intersticial;
. a qualidade da água subterrânea e o transporte de contaminantes no solo são
influenciados pelas propriedades de troca iônica. Neste caso, os efeitos das interações
24
físico-químicas são deletérios, pois a contaminação das águas subterrâneas por
gasolina, óleo, metais pesados, solventes, ácidos e álcalis inorgânicos, etc pode trazer
sérios riscos à saúde humana;
. controle das propriedades e a estabilidade dos fluidos e lamas usados na perfuração de
poços de sondagem de petróleo e de água (artesianos), que depende das reações de
troca iônica;
. Lambe (1958) explica o comportamento das argilas compactadas com base nas
interações físico-químicas. No ramo seco da curva de compactação há uma
concentração eletrolítica alta, com a dupla camada pouco desenvolvida, havendo uma
tendência à floculação das partículas. Com o aumento do teor de umidade, há uma
redução na concentração eletrolítica, uma expansão da dupla camada e as partículas
tendem a uma orientação mais dispersa. As propriedades geotécnicas
(compressibilidade, resistência, permeabilidade, expansibilidade) dependem das
diferenças na estrutura induzidas pelas interações físico-químicas.
2.2.2 - Conceitos fundamentais
O comportamento dos solos argilosos é controlado por forças de superfície,
porque possuem elevada superfície específica, morfologia lamelar ou fibrilar e carga
eletrostática negativa, resultante principalmente de substituições isomórficas. As
interações físico-químicas dependem das forças de superfície, e são responsáveis pelas
interações da dupla camada, hidratação dos íons e das superfícies dos minerais e forças
atrativas interpartículas (Mitchell, 1976).
Os argilominerais são silicatos de alumínio hidratados, podendo conter pequena
quantidade de elementos alcalinos e alcalino terrosos. A maioria possui arranjo atômico
lamelar. São formados a partir da associação de dois agrupamentos básicos: os
tetraedros de sílica e os octaedros de alumina. Estes agrupamentos básicos se ligam
formando folhas hexagonais contínuas. O empilhamento de uma folha tetraédrica com
uma folha octaédrica forma uma camada 1:1, e uma folha octaédrica entre duas folhas
tetraédricas forma uma camada 2:1. A caulinita tem estrutura 1:1, com ligação entre
camadas do tipo hidrogênio e do tipo Van Der Waals. Estas ligações são fortes e não
permitem a penetração de moléculas de água entre as camadas estruturais. Apresenta
baixa atividade coloidal e baixa capacidade de troca catiônica. A ilita tem estrutura 2:1,
25
e as camadas estruturais são ligadas fortemente por íons de potássio, bem encaixados
entre as camadas para neutralizar a carga da estrutura cristalina, não permitindo a
entrada de água ou a substituição do potássio (Mitchell, 1976). Apresenta atividade e
capacidade de troca intermediários entre a caulinita e a montmorilonita.
A teoria da dupla camada elétrica, desenvolvida por Gouy-Chapman (1910-
1913) e mais tarde aperfeiçoada por Stern (1924), descreve os fenômenos físico-
químicos em superfícies dotadas de carga elétrica. As cargas elétricas existentes nas
superfícies das partículas geram campos elétricos na interface. Para se obter a
neutralidade, cargas de sinais opostos se acumulam na fase adjacente, surgindo um
potencial elétrico ( ), que é máximo na superfície e diminui exponencialmente com a
distância, até atingir o seio da solução. A Figura 2.6 ilustra a distribuição de íons na fase
adjacente à superfície do argilomineral, de acordo com o conceito da dupla camada
difusa. A concentração de cátions próximo à superfície das partículas é elevada,
diminuindo à medida que se afasta da superfície em direção à solução de equilíbrio. Os
cátions são atraídos para a superfície das partículas por forças eletrostáticas e também
tendem a se difundir na direção oposta devido ao gradiente de concentração. Os ânions
são repelidos pelos campos de força das partículas.
Figura 2.6 – Distribuição de íons na fase adjacente à superfície do argilomineral, de
acordo com o conceito da dupla camada difusa (Mitchell, 1976)
26
De acordo com a teoria de Gouy-Chapman, a espessura da dupla camada é dada
pela equação que se segue (Mitchell, 1976):
nde:
(2.1) ze n 8
DkTK1 2/1
22 o
o
K1 = espessura da dupla camada
D = constante dielétrica do meio
,38 x 10-16 erg/oK
na solução em equilíbrio (íons/cm3) 0 esu
om base na expressão que define a espessura da dupla camada, pode-se
observ
a abstração do solo real (por considerar que a fase
sólida
superficial variável,
enquan
k = constante de Boltzmann; k = 1
T = temperatura absoluta
no = concentração de íons
e = carga eletrônica unitária; e = 16 x 10-20 coulomb = 4,8 x 10-1
z = valência do contra-íon (do cátion, se a carga superficial é negativa)
C
ar que a espessura é diretamente proporcional à raiz quadrada da constante
dielétrica e da temperatura e inversamente proporcional à valência do contra-íon e à raiz
quadrada da concentração de íons.
O sistema argila-água é um
é constituída somente por partículas coloidais), que permite que os princípios da
dupla camada elétrica (DCE) sejam aplicados para a interpretação e compreensão do
comportamento dos solos (Casanova et al., 1984; Medina, 1989). Nos solos reais
coexistem frações de diferentes granulometrias (argila, silte, areia e pedregulho),
dificultando a evidenciação dos efeitos da dupla camada elétrica.
Nos solos tropicais, predominam os minerais de carga
to que nos solos não tropicais predominam os minerais de carga superficial
constante, e este é um dos aspectos que difere os dois sistemas (Casanova, 1989).
Segundo o autor (op. cit.) um mineral tem carga superficial constante quando sua carga
é resultante de substituições isomórficas, sendo geralmente negativa, fixa, não
manipulável e independente da composição do fluido dos poros. A carga superficial é
variável quando sua magnitude se altera de acordo com o pH do fluido dos poros.
27
Em condições de pH elevado, aumenta-se a tendência de dissociação da
hidroxi
da superfície dos
argilom
Der Waals surgem quando num dado instante
ocorre
o, existirá um
determ
la (OH) exposta nas faces e arestas dos argilominerais. Quanto maior o pH,
maior a tendência do H+ ir para a solução dos poros, maior a carga negativa na partícula,
maior a força de repulsão associada à dupla camada. Em condições de baixo pH, a
alumina exposta nas arestas ioniza positivamente, formando duplas camadas positivas e
promovendo floculação através da interação aresta-face. A sensibilidade à influência do
pH é crescente na seguinte ordem: caulinita, ilita e montmorilonita.
Existe um valor de pH para o qual a carga líquida
inerais reduz-se a zero, e este ponto é denominado ponto de carga zero (PCZ) ou
ponto isoelétrico. Neste ponto, a adsorção de íons H+ e OH- é igual. O valor do ponto de
carga zero pode ser um indicador do grau de alteração geoquímico do solo, de forma
semelhante às relações moleculares Ki e Kr (Casanova, 1989). O método de Uehara
(1984) fornece o valor estimado do ponto de carga zero:
pH = 2 pH (KCl) – pH (H2O)
As forças de ligação de Van
uma maior concentração de elétrons em um dos lados de uma molécula,
provocando sua polarização e induzindo a polarização das moléculas vizinhas. Estas
ligações constituem importante fonte de coesão em solos argilosos (Mitchell, 1976;
Anandarajah e Zhao, 2000), sendo porém de pequena ordem de grandeza.
Quando duas partículas de argila se aproximam em um meio aquos
inado espaçamento para o qual começa a haver interação (superposição) de suas
duplas camadas, surgindo uma força de repulsão cuja magnitude depende diretamente
da espessura da dupla camada de cada partícula. Ocorre repulsão entre as atmosferas de
contra-íons porque a parte externa das duplas camadas tem carga de mesmo sinal
(positiva). Além da força de repulsão, existe uma força de atração, oriunda da ligação de
Van Der Waals. Do balanço líquido entre as forças de repulsão e atração, surgem
tendências de aproximação (floculação) ou afastamento (dispersão) das partículas. A
tendência para floculação aumenta com o aumento da concentração eletrolítica, valência
do íon e temperatura, e com a diminuição da constante dielétrica, tamanho do íon
hidratado, pH e adsorção de ânions (Lambe e Whitman, 1969). A influência de alguns
destes fatores pode ser verificada através da equação 2.1. No caso de massas de solo
mais densas (ao invés de suspensões de partículas argilosas), existe uma força
denominada “força mecânica” ou “força repulsiva de Born”, que resulta da superposição
de nuvens de elétrons, e é suficientemente grande para impedir a interpenetração de
28
matéria (Mitchell, 1976; Anandarajah e Zhao, 2000). As mais importantes forças
interpartículas são a força mecânica, a força atrativa de Van Der Waals e a força
repulsiva da dupla camada (Anandarajah e Zhao, 2000).
As repulsões oriundas da dupla camada e as atrações eletromagnéticas oriundas
das ligações de Van Der Waals se combinam, conforme a Figura 2.7. A energia de
repulsão é sensível a mudanças na concentração eletrolítica, valência do cátion,
constante dielétrica e pH, enquanto que a energia atrativa é sensível apenas a mudanças
na constante dielétrica e temperatura (Mitchell, 1976). Quando a curva de interação
líquida exibe uma barreira de energia repulsiva alta, as partículas em suspensão são
impedidas de aproximação, e a suspensão permanece estável. Quando a barreira de
energia repulsiva não existe, as partículas se aproximam e ocorre floculação,
representada pelos mínimos nas curvas de energia. Neste caso, os flocos (agregações de
partículas) sedimentam a partir da suspensão (Mitchell, 1976).
Figura 2.7 – Curvas de interação entre duplas camadas, para partículas orientadas
Na presente dissertação, será adotado o termo “floculado” quando o efeito
resulta
interpartículas, com tendência de afastamento das partículas (Lambe, 1969).
paralelamente (Mitchell, 1976)
nte das forças interpartículas for de atração, com tendência de aproximação das
partículas do solo, e o termo “disperso” quando predominarem as forças repulsivas
29
Um solo com estrutura floculada apresenta maior resistência, menor
compressibilidade e maior permeabilidade que o mesmo solo, no mesmo índice de
vazios,
nerais. O ânion polifosfato é adsorvido na face
menor
tículas (água livre), adsorvida na superfície dos argilominerais (água
adsorv
moléculas
orienta
pode-s
com estrutura dispersa (Lambe e Whitman, 1969). A predominância de forças
atrativas de Van Der Waals na condição floculada resulta em aproximação das
partículas e aumento dos contatos mecânicos, com conseqüente aumento da coesão
verdadeira e do ângulo de atrito interno.
O tratamento de solos argilosos com polifosfatos de sódio fornece cátions à
dupla camada da face maior dos argilomi
(edge), e o efeito desta adsorção é o de transformar a face menor, de carga
positiva, pela cobertura com uma monocamada de polifosfato, de carga negativa. As
interações face-aresta e aresta-aresta são destruídas, e a estrutura torna-se mais dispersa
(Santos, 1975).
No estado natural, os solos contêm água sob diferentes formas: preenchendo os
vazios entre par
ida) ou fazendo parte da estrutura molecular das partículas sólidas (água de
constituição). A água livre constitui uma fase separada, não é afetada pelas forças de
atração exercidas pelas partículas de argila e segue as leis da hidrodinâmica.
A água adsorvida e imediatamente adjacente à superfície das partículas dos
argilominerais (primeiras camadas de moléculas de água) é constituída por
das, sendo denominada “água rígida” ou “sólida”. Suas propriedades são
diferentes da água líquida (Grim, 1965), pois suas moléculas não têm a mesma
mobilidade e encontram-se sob elevadas pressões de adsorção. A estrutura da camada
de água adsorvida varia com a distância à superfície da partícula e sua espessura e
estabilidade dependem do argilomineral (estrutura cristalina), da natureza dos íons
adsorvidos e do teor de matéria orgânica (Santos, 1975). A natureza da água adsorvida e
os fatores associados à sua formação condicionam importantes propriedades do sistema
argila-água, tais como: plasticidade, viscosidade, tixotropismo, resistência mecânica no
estado úmido, poder ligante, etc. As camadas de água adsorvida contribuem para o
aumento das ligações interpartículas, sendo fonte de coesão verdadeira (Vargas, 1981).
A água pode também penetrar entre as camadas estruturais de alguns
argilominerais, provocando um aumento da distância basal. No caso das esmectitas,
e chegar à completa liberdade das camadas. No caso da caulinita, a ligação entre
as camadas estruturais é do tipo hidrogênio, bastante forte para formar um mineral
estável, não permitindo a penetração de moléculas de água entre as placas.
30
Os argilominerais apresentam a importante propriedade de poder trocar íons
(fixados na superfície, entre as camadas estruturais e dentro dos canais do retículo
cristali
associado à substituição isomórfica, de ligações químicas quebradas nas
arestas
anho do íon (Mitchell, 1976). Quanto
maior
de, maior a
susceti
to
que as
no) por outros íons da solução dos poros, através de reação química, sem
modificação da estrutura cristalina. O tipo e a quantidade de cátions presentes no
sistema argila-água-eletrólito exerce uma grande influência nas interações da dupla
camada, que por sua vez conduzem a mudanças nas propriedades físicas e físico-
químicas.
A capacidade de troca de um argilomineral pode ser resultante do desequilíbrio
de cargas
(edges) das partículas e da substituição de hidrogênio por hidroxilas (Santos,
1975 e Mitchell, 1976). Os argilominerais não têm um valor único para capacidade de
troca, porque esta propriedade depende de fatores de composição e de ambiente. A
capacidade de troca catiônica varia de 3 a 15 meq/100g para a caulinita, de 10 a 40
meq/100g para a ilita ou clorita, de 80 a 150 meq/100g para a montmorilonita e de 100 a
150 meq/100g para a vermiculita. A matéria orgânica contida nas argilas pode ter até
300 meq/100g de capacidade de troca catiônica.
A facilidade de troca catiônica varia principalmente com a valência,
concentração de íons na solução dos poros e tam
a valência do cátion (mantendo-se constante os outros fatores) mais forte é sua
ligação com a superfície dos argilominerais. De forma geral, cátions menores tendem a
deslocar os cátions maiores. A facilidade de troca diminui na seguinte seqüência: Na+,
Li+, K+, Rb+, Cs+, Mg2+, Ca2+, Ba2+, Cu2+, Al3+, Fe3+, Th4+ (Mitchell, 1976).
A influência da fração argila nas propriedades do solo é avaliada indiretamente
através do índice de atividade (Skempton, 1953). Quanto maior a ativida
bilidade de mudança nas propriedades mecânicas e hidráulicas com a mudança
no tipo de cátion trocável e composição do fluido intersticial. Quando aplicado a alguns
tipos de solos tropicais, o índice de atividade de Skempton pode sugerir uma atividade
não compatível com a mineralogia (Polivanov, 1984, Pinto et al., 1993, Futai, 2002).
A velocidade de troca varia com o tipo de argilomineral, concentração da
solução dos poros, temperatura, etc. A caulinita tem reações de troca rápidas enquan
esmectitas precisam de um tempo maior. Em geral, a influência dos cátions nas
propriedades aumenta com o aumento da atividade da argila. Em solos contendo
argilominerais expansivos, o tipo de cátion trocável controla a magnitude da expansão
que ocorre em presença de água. Em solos contendo argilominerais não expansivos, o
31
tipo de cátion adsorvido influencia o comportamento dos materiais em suspensão e a
natureza da fábrica dos sedimentos formados.
2.2.3 – Interações físico-químicas e limites de Atterberg
ossam ser obtidos através de
nsaios bastante simples, e as relações qualitativas entre a composição do solo e suas
proprie
cisalhamento de 2,5 kPa (Casagrande, 1932) ou 2,0 kPa
(Norm
asticidade é o
valor a
de da composição da argila e da composição do
fluido
ação l
Embora os limites de liquidez e plasticidade p
e
dades físicas sejam razoavelmente bem estabelecidas, as interpretações físicas
dos limites e as relações quantitativas entre estes e os fatores de composição são mais
complexas (Mitchell, 1976).
O limite de liquidez pode ser interpretado como sendo o teor de umidade para o
qual o solo tem resistência ao
an, 1958), valores estes muito baixos, indicando a proximidade do estado líquido,
e sendo a maior parte desta resistência devida às forças atrativas entre as partículas, que
por sua vez se relacionam com a atividade superficial dos argilominerais.
A explicação física para o limite de plasticidade não é tão simples como a do
limite de liquidez. Independente das explicações existentes, o limite de pl
cima do qual o solo pode se deformar sem alterar seu volume ou fissurar, sendo
capaz de reter a forma “deformada”.
A espessura da camada de água adsorvida exerce uma grande influência na
propriedade de plasticidade, e depen
dos poros (natureza dos íons e concentração eletrolítica). As propriedades desta
água são semelhantes às de um líquido viscoso, preso aos grãos e imobilizado por
pressões atrativas da ordem de dezenas a milhares de atmosferas. Esta camada constitui
um vínculo importante entre os grãos, sendo fonte de coesão verdadeira (Vargas, 1981).
Para Santos (1975), que cita Grim (1965), a plasticidade dos solos argilosos é
essencialmente resultante das forças de atração entre as partículas de argilominerais e a
ubrificante da água entre as partículas lamelares. Pode-se admitir que a
plasticidade se desenvolve quando a argila tem água suficiente para cobrir toda a
superfície acessível dos argilominerais com uma película de “água rígida”, isto é, não
líquida, mais um pouco de água “líquida”, isto é, não orientada, que age como meio
lubrificante, facilitando o deslizamento das placas umas sobre as outras, quando uma
tensão tangencial for aplicada.
32
Ignatius e Pinto (1991) realizaram ensaios de limites de consistência para uma
argila magra arenosa da região de Sorocaba-SP (contendo 80% de caulinita), utilizando-
se a m
ada no dispersor mecânico (30 minutos) e em seguida secou ao
. s de 5 ml, 10 ml e 50 ml de efluente por litro de solução. O
po ncional (wL=26%) e com
dispers
etodologia convencional (NBR 6459 e NBR 7180) e também introduzindo-se
algumas modificações:
. variação na preparação prévia das amostras: preparou-se uma suspensão com o solo
estudado, que foi agit
ar e à sombra até umidade um pouco acima do limite de liquidez. O limite de liquidez
foi obtido por secamento;
variação no fluido utilizado: substituiu-se a água destilada por soluções de efluente
industrial nas concentraçõe
efluente industrial (pH=13,7) continha principalmente íons de sódio e alumínio (68
g/litro de solução e 36g/litro de solução, respectivamente).
Os resultados dos ensaios realizados estão apresentados na Figura 2.8. Houve
uca diferença nos valores de wL obtidos de forma conve
ão de 30 minutos (wL=30%), significando que as agregações de partículas
argilosas no solo natural apresentam-se pouco resistentes. Quando se comparam os
resultados dos ensaios com água destilada e com soluções de efluente, observou-se
redução de plasticidade, com wL variando de 30 para 16% e wP variando de 17 para
11%, respectivamente.
Figura 2.8 – Variação dos limites de consistência (wL e wP) com a concentração das
soluções (Ignatius e Pinto, 1991)
33
Os limites de consistência de solos contendo argilominerais expansivos são
bastante influenciados pela constante dielétrica do fluido dos poros, ocorrendo aumento
do limite de liquidez com o aumento desta constante. Valores mais elevados de
constante dielétrica provocam expansão da dupla camada elétrica, aumento das forças
repulsivas e dispersão das partículas argilosas. A maior individualização das partículas e
a ocorrência de clivagens basais eleva consideravelmente a superfície específica,
aumentando o teor de umidade para se alcançar o limite de liquidez (Santos, 1975). Na
Figura 2.9 são apresentados resultados de ensaios realizados por Brancucci et al. (2003)
que mostram a variação do limite de liquidez com a constante dielétrica. Os solos
utilizados pelos autores foram: bentonita de Ponza (75% de esmectita), argila de
Bisaccia (30% de esmectita), argila de Frana Marino (10% de esmectita) e caulim
comercial (menos de 5% de esmectita). Com base na Figura 2.9 pode-se observar que o
comportamento dos solos estudados se diferencia muito para valores de constante
dielétrica superiores a 70, e que o solo contendo maior teor de esmectita foi o mais
influenciado pela variação da constante dielétrica.
Figura 2.9 – Variação do limite de liquidez com a constante dielétrica do fluido
.2.4 – Interações físico-químicas e compressibilidade
A compressibilidade dos solos residuais não é um fenômeno estritamente
mecâni
intersticial (Brancucci et al., 2003)
2
co, dependendo também das interações entre o esqueleto sólido e o fluido
intersticial. A influência do fluido intersticial no comportamento dos solos depende da
34
composição mineralógica, da natureza do fluido intersticial, do estado de tensões, do
índice de vazios e da temperatura (Brancucci et al., 2003).
Da interação físico-química entre o esqueleto sólido e o fluido dos poros
resulta
solos dependem de
fatores
ustram a influência do fluido
dos por
10 os resultados de ensaios edométricos
realiza
o aspecto das curvas relativas ao solo
inunda
egundo os autores, o comportamento errático do solo quando inundado com
efluent
rá um comportamento mais rígido do solo (maior tensão de escoamento e maior
índice de compressão), se houver predominância das forças atrativas interpartículas, ou
mais compressível, se houver predominância das forças repulsivas.
A resistência ao cisalhamento e a compressibilidade dos
relacionados ao solo (índice de vazios, estrutura, mineralogia, granulometria,
limites de consistência, superfície específica, natureza e concentração dos cátions
trocáveis, capacidade de troca catiônica, espessura da camada de água adsorvida,
espessura da dupla camada elétrica), ao fluido dos poros (composição, pH, constante
dielétrica, condutividade elétrica, peso específico, viscosidade, temperatura, natureza e
concentração dos íons dissolvidos) e ao estado de tensões.
A seguir, serão apresentados alguns exemplos que il
os na compressibilidade dos solos.
Estão apresentados na Figura 2.
dos por Ignatius e Pinto (1991) em corpos de prova intactos em 3 condições:
umidade natural, inundado com água, inundado com efluente. O solo é uma argila
magra arenosa, porosa, com fração argila predominantemente caulinítica e contendo
também quantidade razoável de vermiculita. A inundação foi feita no início do ensaio.
O líquido inundante é um efluente químico de uma indústria, com pH=13,7, constituído
por uma solução aquosa com íons variados, sendo o sódio e o alumínio os íons de maior
concentração (68 g/l e 36 g/l, respectivamente).
Observa-se uma significativa mudança n
do com efluente quando comparadas com as do solo na condição intacta-umidade
natural. Para maiores tensões verticais, as curvas de compressão do solo intacto-
umidade natural e solo com efluente apresentaram tendência de convergência. O solo
intacto-inundado com água apresentou-se mais compressível que o solo intacto-umidade
natural.
S
e no início do ensaio pode ser devido a mudanças das características estruturais
internas da massa de solo ao longo do tempo. Estas mudanças podem estar relacionadas
à dispersão das partículas e às reações químicas formando precipitados. Os precipitados
35
podem obstruir os caminhos de fluxo. As obstruções podem ser destruídas
subseqüentemente por acréscimos de pressão vertical externa.
Figura 2.10 – Ensaios edométricos realizados por Ignatius e Pinto (1991)
Durante a execução do ensaio, os autores comentam que houve cristalização de
material sólido esbranquiçado nas interfaces onde o efluente entrava em contato por
muito tempo com o ar atmosférico. É possível que a presença deste material tenha
interferido nas leituras efetuadas, gerando o comportamento exibido nas curvas de
adensamento.
Estão apresentados na Figura 2.11 os resultados de ensaios edométricos
realizados com a argila de Grande Baleine (Leroueil e Vaughan, 1990), nas condições
intacta e reconstituída com soluções de NaCl com diferentes concentrações. Apesar de
se tratar de uma argila sedimentar, estes resultados são válidos para demonstrar a
influência das interações físico-químicas. Para solo com soluções de NaCl, pode-se
observar que a curva de compressão correspondente à maior concentração posicionou-se
acima da correspondente à menor concentração, refletindo um arranjo mais floculado da
estrutura, com comportamento mais rígido e menos compressível. Conclui-se então que
para as concentrações utilizadas, quanto menor a concentração mais dispersa fica a
estrutura, mais desestruturado fica o solo. O solo intacto exibe maior rigidez e menor
compressibilidade que o solo reconstituído.
36
Figura 2.11 – Curvas de compressão edométrica, argila de Grande Baleine
(Leroueil e Vaughan, 1990)
A Figura 2.12 mostra os resultados de ensaios edométricos realizados por
Brancucci et al. (2003) utilizando amostra de caulim comercial contendo menos de 5%
de esmectita. As amostras foram preparadas nas seguintes condições: solo seco, solo
reconstituído em solução saturada de NaCl, solo reconstituído em ciclohexano, solo
reconstituído em água destilada. Os valores das constantes dielétricas da água destilada,
da solução saturada de NaCl e do ciclohexano são respectivamente 80, 45 e 1,8. Pode-se
observar que à medida que aumenta a constante dielétrica do fluido utilizado, aumenta o
grau de dispersão da estrutura, ocorrendo diminuição da rigidez do solo, aumento da
compressibilidade, diminuição do índice de compressão.
Figura 2.12 – Curvas de compressão edométrica para caulim comercial nas condições
seca ou reconstituída com fluidos variados (Brancucci et al., 2003)
37
Além do caulim comercial cujas curvas de compressão foram apresentadas na
Figura 2.12, outros solos argilosos contendo diferentes teores de esmectita foram
submetidos à compressão edométrica por Brancucci et al. (2003). Estes solos foram
descritos no item 2.2.3. Foram realizados ensaios com os solos nas condições seca e
reconstituída com diferentes fluidos. Os resultados destes ensaios mostram forte
correlação do índice de compressão (Cc) com a constante dielétrica do fluido intersticial
(Figura 2.13). Estes efeitos se acentuam para constante dielétrica superior a 70 e para
solo com maior teor em esmectita.
Figura 2.13 – Variação do índice de compressão com a constante dielétrica do fluido
intersticial (Brancucci et al., 2003)
2.2.5 – Interações físico-químicas e permeabilidade
A permeabilidade é governada por fatores ligados ao líquido percolante e ao
solo. Dentre os fatores relacionados ao líquido percolante pode-se citar a viscosidade, o
peso específico, a temperatura, a constante dielétrica, o pH, a natureza e a concentração
de íons dissolvidos. Dentre os fatores relacionados ao solo, pode-se citar a natureza dos
cátions trocáveis, a capacidade de troca catiônica, a espessura da camada de água
adsorvida, a espessura da dupla camada , o tamanho, a forma e o arranjo das partículas,
o tamanho e a forma dos vazios, o índice de vazios, a composição mineralógica (para
solos finos), a micro e a macroestrutura, o grau de saturação e o tipo de fluxo. Dentre
todos estes fatores, merece destaque a estrutura.
38
Para amostras de um mesmo solo e com as mesmas condições de índices de
vazios, o arranjo floculado corresponde a uma maior permeabilidade que o arranjo
disperso. No solo floculado, os canais de fluxo existem em menor quantidade e em
maiores dimensões, comparando-se com solo disperso. No arranjo disperso, o tamanho
médio dos poros é menor.
Vargas (1981) demonstrou a importância da estrutura nos valores de
permeabilidade ensaiando um solo residual de gnaisse nas condições intacta, remoldada
no limite de liquidez e compactada na umidade ótima, tendo obtido resultados muito
diferentes daqueles que se poderia esperar com base na granulometria e índice de vazios
do solo. Como exemplo, para índice de vazios igual a 0,88, os valores de
permeabilidade obtidos foram 6,4 x 10-9 cm/s, 4,0 x 10-8 cm/s e 4,0 x 10-7 cm/s para os
solos remoldado, intacto e compactado, respectivamente.
De Brito Galvão et al. (2004) estudaram a influência da adição de cal (2%, 4% e
8%) sobre a permeabilidade de solos lateríticos e saprolíticos coletados em perfis
distintos na região de Belo Horizonte - MG e ensaiados na condição compactada. A
resposta de permeabilidade de cada tipo de solo foi bastante diferenciada. Para o solo
laterítico, a permeabilidade diminuiu com o aumento do teor de cal adicionada, e uma
possível explicação é que os materiais cimentantes formados pela adição de cal tenham
preenchido os vazios existentes no estado não tratado. O solo saprolítico apresentou um
substancial aumento de permeabilidade quando foi tratado com 2% de cal, e
permeabilidades decrescentes para as adições de 4 e 8% de cal. O aumento inicial da
permeabilidade pode ser devido às agregações de partículas do solo por agentes
cimentantes. Aumentos subsequentes no teor de cal geraram materiais cimentantes que
preencheram os vazios existentes dentro das agregações, e isto explica as posteriores
reduções de permeabilidade.
Graham et al. (2001) demonstraram que a percolação de um solo argiloso
expansivo contendo mais de 55% de montmorilonita e ilita e mais de 25% de caulinita
por carbonato de sódio (Na2CO3) provoca reduções na permeabilidade, em
consequência da redução de macroporos, bloqueio de canais de fluxo por partículas
dispersas durante a percolação e a precipitação de compostos insolúveis.
Lambe e Whitman (1969) ressaltam a influência da composição de solos finos e
do tipo de cátion adsorvido sobre a permeabilidade. Como exemplos apresentados por
este autor, o íon sódio é o que confere menores valores de permeabilidade aos solos
argilosos (10-7 cm/s para a montmorilonita sódica); a permeabilidade da caulinita é
39
cerca de cem vezes maior que a da montmorilonita; a permeabilidade da montmorilonita
com cálcio adsorvido é cerca de 300 vezes maior do que com potássio, para um índice
de vazios igual a 7.
2.2.6 – Interações físico-químicas e resistência ao cisalhamento
A resistência ao cisalhamento dos solos depende primordialmente do atrito
mobilizado nos contatos entre os grãos. Quando o solo é constituído por partículas
lamelares, não existe contato mineral com mineral, e a camada de água adsorvida
participa da transmissão de forças. A resistência ao cisalhamento e a compressibilidade
dependem de fatores relacionados ao solo, ao fluido dos poros e ao estado de tensões, e
estes fatores foram relacionados no item 2.2.3. As mudanças provocadas no solo por
fatores tais como cátions trocáveis e características do fluido dos poros dependem da
atividade da fração argila (Mitchell, 1976).
A resistência ao cisalhamento de solos contendo argilominerais ativos é
fortemente influenciada pela constante dielétrica do fluido intersticial. Brancucci et al.
(2003) realizaram ensaios de cisalhamento direto em solos argilosos contendo
quantidades variáveis de esmectita. Estes autores demonstraram que o aumento da
constante dielétrica resulta em aumento da espessura da dupla camada, desenvolvimento
de estrutura mais dispersa, diminuição do atrito entre partículas adjacentes, menor
resistência ao cisalhamento. As amostras foram ensaiadas na condição seca e na
condição reconstituída com fluidos variados (teor de umidade próximo ao do limite de
liquidez). A Tabela 2.1 apresenta parte dos resultados obtidos por estes autores.
Tabela 2.1 – Resultados obtidos por Brancucci et al. (2003) em ensaios de cisalhamento
direto
fluido intersticial constante dielétrica ângulo atrito (graus)
ciclohexano ou ar 0,1 30
etanol 23 24
solução 1M NaCl 70 15
água destilada 80 5
O tratamento de solos com diferentes combinações de tipos de cátions e valores
de pH do fluido intersticial conduzem a diferentes respostas em termos de resistência.
40
Taqieddin et al. (1995) discutem os aspectos físico-químicos da resistência de uma
argila ilítica siltosa, muito compresssível, submetida a ensaios não adensados não
drenados, tratada com três tipos de cátions (sódio, cálcio e potássio), em três condições
de pH (2, 7 e 12). As amostras foram ensaiadas na condição compactada. Os resultados
indicaram que a resistência ao cisalhamento do solo não tratado foi maior que a do solo
tratado. Foi obtida resistência maior para solo tratado com potássio, seguido do solo
tratado com cálcio, seguido do solo tratado com sódio. Mantendo-se o cátion e
variando-se o pH, a resistência na condição ácida foi maior que na condição básica. As
mudanças estruturais tenderam mais uma estrutura mais floculada no caso do tratamento
com potássio e cálcio, e para uma estrutura mais dispersa, no caso do sódio, justificando
assim os resultados obtidos.
Costa Júnior (2001) estudou solos lateríticos do Maranhão em ensaios triaxiais
CID, com o objetivo de investigar o comportamento do solo quando saturado com
soluções de hidróxido de sódio (NaOH) com concentrações e pH variados (20g/l e
pH=13,25; 24 g/l e pH=13,65; 70g/l e pH=13,84; 120 g/l e pH=14,16). O pH=14,16
obtido por este autor provavelmente deve-se a um erro de calibração, pois o valor limite
é 14. O solo estudado por este autor continha pequena porcentagem de argila (8%),
sendo classificado como areia fina siltosa. Em termos de comportamento tensão-
deformação não houve grande variação na resistência do solo, quando comparado com
solo intacto saturado com água. Em termos de variações volumétricas durante o
cisalhamento, o solo intacto saturado com água apresentou comportamento dilatante
para tensões ´c=100, 200 e 400 kPa, enquanto que o solo saturado com as soluções, de
modo geral, apresentou comportamento compressivo. Esta mudança nas variações
volumétricas são atribuídas às interações físico-químicas, que resultam em rearranjo das
partículas, alterações no tamanho e distribuição dos poros, mudanças nas forças
interpartículas e quebra das cimentações por sesquióxidos de ferro e alumínio. Costa
Júnior (2001) conclui que o comportamento geotécnico foi mais influenciado pelo pH
das soluções do que pelas concentrações eletrolíticas.
Anandarajah e Zhao (2000) realizaram uma série de ensaios triaxiais CIU para
investigar a influência do fluido dos poros no comportamento geotécnico de um solo
argiloso, enfatizando o comportamento tensão-deformação e a resistência ao
cisalhamento. O solo estudado foi a caulinita da Geórgia, com superfície específica de
20 m2/g, capacidade de troca catiônica de 4 meq/100 g , tamanho de partículas entre
10 m e 0,1 m e wL=54%. Os fluidos escolhidos foram: água, formamida, etanol, ácido
41
acético, trietilamina e heptano, com constantes dielétricas iguais a 80; 111; 24,3; 6,16;
2,42 e 1,91, respectivamente. As amostras eram preparadas com teor de umidade de
135% (correspondente a 2,5 wL), submetidas a adensamento edométrico e em seguida
submetidas aos ensaios CIU convencionais, com tensões ´c=100, 200 e 400 kPa. A
percolação com o fluido orgânico era feita após a etapa de adensamento isotrópico. Os
corpos de prova utilizados nos ensaios tinham dimensões reduzidas (ø=7,1 cm e
altura=7,6 cm). Foram executados ensaios CIU em amostras não lixiviadas, saturadas
com água, para servir como referência para comparação de resultados. A Figura 2.14
ilustra parte dos resultados obtidos, correspondendo aos ensaios CIU com amostras
lixiviadas com trietilamina e heptano.
Pode-se observar significativas mudanças nas curvas tensão deformação e nos
caminhos de tensões efetivas em relação ao solo não lixiviado. Observando as curvas
tensão-deformação do solo lixiviado mostradas na Figura 2.14 (a), percebe-se que não
foi possível atingir a tensão desviadora máxima por limitação da deformação específica
axial em 10%. No caso de solo lixiviado com trietilamina, os caminhos de tensões
efetivas apresentam-se mais verticalizados e tendendo para a direita, e no caso de
heptano a verticalização se acentua. Em ambos os casos, a lixiviação causa uma espécie
de “pré-adensamento aparente”, apresentando resistências de pico mais elevadas (ver
Tabela 2.2) e gerando excessos de poropressão menores durante o cisalhamento não
drenado, em comparação com o solo não lixiviado.
42
Figura 2.14 – Comportamento não drenado de amostras normalmente adensadas
lixiviadas e não lixiviadas (Anandarajah e Zhao, 2000)
(a) – trietilamina (b) - heptano
Os autores constataram aumento da resistência ao cisalhamento para o solo
lixiviado com fluidos orgânicos, tanto maior quanto menor a constante dielétrica do
fluido, sendo que os ensaios com ácido acético e formamida apresentaram resultados
43
atípicos, conforme a Tabela 2.2. No caso do ácido acético, o comportamento anômalo é
devido à dissolução de argilominerais e sais do solo, tais como CaCO3. Os ensaios
realizados com formamida apresentaram comportamento anômalo devido ao elevado
valor de sua constante dielétrica e ao fato de que os sais do solo não se dissolveram na
formamida, resultando num predomínio de forças de atração, apesar de sua constante
dielétrica ser maior que a da água. A Tabela 2.2 apresenta os valores de tensão
desviadora máxima obtidos nos ensaios.
Os autores explicaram o aumento de resistência do solo lixiviado com base nos
seguintes aspectos:
. aumento dos contatos mecânicos: quando o fluido orgânico provoca diminuição das
forças de repulsão, contatos mecânicos que antes não ocorriam tornam-se possíveis. O
aumento destes contatos induz no solo uma espécie de pré-adensamento;
. aumento da coesão global: quando o fluido orgânico provoca aumento das forças de
atração, torna-se mais difícil afastar as partículas, aumentando a coesão.
Tabela 2.2 – Resistência ao cisalhamento de pico, ensaios CIU, amostras lixiviadas e
não lixiviadas (Anandarajah e Zhao, 2000)
d max (kPa) (*) fluido poros
constante
dielétrica ´c=100 kPa ´c=200 kPa ´c=400 kPa formamida 111 126,8 225,4 - água 80 65,0 107,6 205,8 etanol 24,2 98,8 141,8 227,8 ácido acético 6,1 215,4 262,2 - trietilamina 2,4 160,6 256,6 - heptano 1,9 296,0 372,6 438,8
(*) d max = tensão desviadora máxima
As pesquisas de Anandaraj e Zhao (2000) ilustram a importância das interações
físico-químicas no comportamento tensão-deformação e resistência ao cisalhamento de
alguns solos predominantemente cauliníticos, porém as análises feitas por estes autores
se basearam apenas nos valores de tensão desviadora máxima obtidos para deformação
axial de 10%. As envoltórias de ruptura e os parâmetros efetivos de resistência
(intercepto de coesão e ângulo de atrito) não foram discutidos no referido trabalho.
44
3 - Apresentação do Local de Estudo, Pesquisas Anteriores e
Amostragem de Campo
3.1 – Local de estudo
Os solos estudados na presente dissertação são provenientes do distrito de Santo
Antônio do Leite, pertencente ao município de Ouro Preto, Minas Gerais, e dele
distando cerca de 23 Km, conforme mapa de localização apresentado na Figura 3.1.
A escolha deste local é resultante da vinculação dos trabalhos desenvolvidos na
presente dissertação com pesquisas anteriores, em particular as de Futai (2002), Fonseca
(2000) e Moraes Silva (2000).
O local de estudo, identificado como “Estação Holanda”, constitui uma subárea
de um estudo de campo mais amplo realizado por Bacellar (2000) na bacia do rio
Maracujá, tributário da margem esquerda do rio das Velhas, que por sua vez deságua no
rio São Francisco, em Minas Gerais.
A estação Holanda está inserida numa região geologicamente denominada
“Complexo Metamórfico do Bação”, situada na porção centro-sul do Quadrilátero
Ferrífero, importante província geológica brasileira, famosa pelas suas riquezas
minerais, principalmente ferro e ouro.
A bacia do rio Maracujá ocupa uma área de 140 km2 e apresenta um número
muito grande de feições erosivas (ravinas e voçorocas) por unidade de área, cerca de
385 feições/Km2, distribuídas de forma demasiadamente desigual nos domínios
geomorfológicos.
A Figura 3.2 é um mapa da bacia do rio Maracujá, indicando as diversas
estações de trabalho definidas por Bacellar (2000).
Dentre os aspectos principais da estação Holanda, pode-se destacar:
. a unidade litológica predominante é o gnaisse funil, caracterizado por bandamento
composicional, com alternância de bandas escuras, ricas em biotita (espessura
milimétrica a centimétrica), com bandas claras, ricas em quartzo e feldspato;
. grande concentração de feições erosivas por unidade de área, cerca de 4,5 feições/km2;
45
. relevo suave, constituído por colinas e morrotes, com pequenos desnivelamentos do
terreno (< 70 m) e declividades < 15%;
. litologia menos resistente ao intemperismo;
. presença de áreas totalmente aplainadas, ocupadas por planícies de inundação.
Figura 3.1 – Mapa de localização da área estudada (Santos, 2001)
46
Figura 3.2 – Mapa da bacia do rio Maracujá, com localização dos principais tributários e
das estações de trabalho (Bacellar, 2000)
47
3.2 – Algumas pesquisas anteriores relacionadas à área
3.2.1 – Bacellar (2000)
O objetivo principal dos trabalhos de Bacellar (2000) foi a caracterização dos
fatores condicionantes dos mecanismos de gênese e evolução do voçorocamento na
bacia do rio Maracujá, visando o estabelecimento de um modelo evolutivo e a
proposição de sugestões para controle dos processos erosivos.
A pesquisa de Bacellar (2000) constitui uma importante referência para
conhecimento da região e dos processos erosivos que nela ocorrem com muita
intensidade e frequência, englobando de forma detalhada diversos aspectos tais como:
clima, vegetação, relevo, topografia, hidrografia, histórico de ocupação humana,
geologia (litologia e estruturas), geomorfologia, pedologia, geotecnia, erosão,
intemperismo, pedogênese, estratigrafia e hidrologia.
Dentre os fatores condicionantes do voçorocamento, Bacellar (2000) destaca a
importância dos fluxos de água subterrânea, a presença de solos mais susceptíveis à
erosão no perfil, a influência das atividades antrópicas, a influência das estruturas
geológicas e determinadas características geomorfológicas (pequenos desnivelamentos a
montante dos níveis de base locais, às margens dos divisores de drenagem amplos e
suaves).
3.2.2 – Fonseca (2000)
Fonseca (2000) estudou, através de ensaios de laboratório, a compressibilidade e
resistência ao cisalhamento de solos coletados no poço P0 da Estação Holanda, cuja
localização encontra-se representada na Figura 3.3. Este autor realizou ensaios com solo
indeformado de 1 e 5m de profundidade, assim como solo exposto na parede da
voçoroca Nova Holanda. Foram executados ensaios de cisalhamento direto e
adensamento edométrico com o solo nas condições intacto-umidade natural e intacto-
inundado. Foram realizados também ensaios triaxiais drenados (CW-sem saturação,
adensados e drenados na umidade natural) e não drenados (condição saturada,
procedimento convencional).
Tendo em vista que o objetivo principal desta dissertação é o estudo da
influência das interações físico-químicas no comportamento mecânico dos solos e sendo
48
esta influência avaliada através dos efeitos de estrutura obtidos por comparação dos
resultados referentes a solo intacto com aqueles referentes a solo desestruturado (por
remoldagem ou por substituição do fluido intersticial), torna-se necessário uma revisão
do comportamento mecânico do solo intacto obtido por Fonseca (2000). A Tabela 3.1
traz uma síntese do comportamento não drenado obtido por este autor em ensaios
triaxiais para os solos de 1 e 5m de profundidade.
Tabela 3.1 – Resumo do comportamento não drenado obtido por Fonseca (2000) em
ensaios triaxiais com solos intactos de 1 e 5m de profundidade
Item 1m 5m ´c 25, 100, 300, 500 kPa. 25, 100, 300, 500 kPa.
curvas tensão x deformação
pico bem definido para a<4%. Após o pico ocorre
perda de resistência e atinge-se um patamar de escoamento
o pico não é bem definido
curvas excesso de poropressão x deformação específica axial
excesso de poropressão positivo e crescente
comportamento dilatante para baixas tensões (25 e 100 kPa) devido à influência da tensão de escoamento ( ´vy=455kPa)
forma de ruptura dos corpos de prova
ruptura tipo plástica, com embarrigamento do corpo de prova
ruptura tipo plástica, com embarrigamento do corpo de prova, exceto ´c=25 kPa, que formou plano de ruptura
normalização tensão desviadora / tensão confinante efetiva ( d/ ´c)
normalização alcançada, porque o solo é pouco pré-adensado
normalização não alcançada, porque o solo é muito pré-adensado
caminhos de tensões efetivas
apresentam um trecho inicial tendendo para a direita, aproximadamente a 45o, em seguida tendem para a esquerda atingindo a condição de pico e depois a condição ( ´1/ ´3)max
para ´c=25 e kPa, tendem para a direita para ´c=300 e 500 kPa, tendem inicialmente para a direita e em seguida para a esquerda
parâmetros efetivos de resistência de pico
c´=8,5 kPa ´=25,1 o
c´=10,8 kPa ´=32,4 o
49
3.2.3 – Moraes Silva (2000)
Moraes Silva (2000) realizou ensaios de laboratório em solos coletados em
várias profundidades do poço P0 (Figura 3.3), mesmo local de coleta de Fonseca (2000).
O objetivo dos estudos deste autor foi a caracterização física, química e mineralógica
dos solos do perfil, assim como a avaliação da permeabilidade, erodibilidade e
dispersão. Os estudos de erodibilidade e dispersão abrangeram ensaios granulométricos,
de desagregação, de dispersão e “pinhole test”.
3.2.4 – Santos (2001)
Santos (2001) estudou o comportamento hidrológico superficial e subsuperficial,
assim como a erodibilidade dos solos da região de Santo Antônio do Leite. Para tal,
realizou estudo de campo abrangendo a medição da intensidade pluviométrica,
escoamento superficial e carga de sedimentos. Obteve distribuição média de
precipitações típica de regiões tropicais (predominância de invernos secos e verões
chuvosos), tendo constatado escoamento superficial em todos os eventos chuvosos e
baixa taxa de sedimentos arrastados em cada evento.
3.2.5 – Futai (2001)
Futai (2001), no seu segundo seminário de qualificação COPPE/UFRJ realizou
um estudo teórico-experimental do comportamento de solos tropicais não saturados
aplicado a uma voçoroca da estação Nova Holanda.
3.2.6 – Futai (2002)
Futai (2002), dando seqüência aos trabalhos mencionados no item anterior
(3.2.5), apresentou tese de doutorado com extenso programa de ensaios de laboratório,
utilizando amostras coletadas em diversas profundidades (1 a 7m) do poço aberto na
estação Holanda e identificado como P2 (Figura 3.3). Estudou também amostras
coletadas na parede de uma das voçorocas da estação Holanda. As pesquisas
desenvolvidas por Futai (2002) tiveram como objetivos principais:
. caracterização física, química mineralógica e microestrutural dos solos;
50
. determinação das propriedades mecânicas e hidráulicas: permeabilidade,
compressibilidade e resistência ao cisalhamento. Os ensaios utilizaram amostras
com diferentes estruturas (intacto, remoldado nos mesmos índices físicos de campo,
remoldado em 1,2 wL) e com diferentes condições de umidade (inundados, na
umidade natural, inundados após carregamento);
. estudo do comportamento na condição não saturada, através de ensaios de curvas de
retenção, compressão hidrostática, compressão anisotrópica, ensaios triaxiais com
sucção controlada e ensaios triaxiais drenados ao ar e não drenados à água (CIW).
Além dos ensaios, foram realizados estudos sobre o processo de voçorocamento
e a simulação numérica do comportamento geotécnico de uma das voçorocas da estação
Holanda.
Pelos motivos expostos em 3.2.2, é feito um resumo do comportamento
mecânico obtido por Futai (2002) para os solos intactos de 1 e 5m de profundidade, em
ensaios triaxiais CID e CIU (condição saturada), conforme Tabelas 3.2 e 3.3.
Futai (2002) realizou ensaios CID e CIU na condição compactada (compactação
estática), com os mesmos índices físicos (teor de umidade e índice de vazios) do solo no
estado natural de 1 e 5 m, para investigar o efeito de estrutura. Os resultados
demonstraram que a envoltória de resistência de pico do solo intacto passa acima da do
solo compactado, mas para a condição última, as envoltórias são coincidentes. Isto
significa que o comportamento do solo no estado estruturado converge para o
comportamento do solo no estado desestruturado, para a condição de grandes
deformações. A diferença de comportamento obtida nos ensaios com solo compactado
revela que o solo remoldado, mesmo estando com o mesmo índice de vazios do solo
natural, sofreu mudanças no arranjo das partículas, no arranjo e tamanho dos poros, e
nas forças interpartículas (ligações por pontes de argila, ligações por intertravamento
entre os minerais, agentes cimentantes químicos, forças eletromagnéticas de superfície),
e porisso sua resistência foi menor.
Ainda com relação ao comportamento mecânico do solo intacto, Futai (2002)
realizou ensaios de compressão simples “adaptado”, usando o aparato triaxial sem
membrana. A variação de volume do corpo de prova era medida através da variação de
volume da célula, previamente calibrada. O solo de 1m manteve-se intacto quando
inundado sem confinamento, enquanto que o de 5m não se manteve intacto. Estes
resultados demonstram que o solo de 1m apresenta coesão verdadeira conferida pela
51
presença de agentes cimentantes em sua composição mineralógica, enquanto que o de
5m é desprovido de cimentações.
Tabela 3.2 – Resumo do comportamento drenado obtido por Futai (2002) em ensaios
triaxiais com solos intactos de 1 e 5m de profundidade
Item 1m 5m tensões de adensamento hidrostático
25, 50, 100, 200, 400, 600 kPa
20, 25, 35, 50, 75, 100, 200, 300, 400, 800 kPa
curvas tensão x deformação
formação de um pico discreto apenas para
´c=25 kPa, não associado a dilatância tensão desvio máxima coincide com o patamar de escoamento condição última nem sempre alcançada devida à limitação de curso do pistão à medida que aumenta a tensão confinante, os corpos de prova atingem a ruptura com níveis de deformações cada vez maiores
mudança do comportamento tensão-deformação com o aumento da tensão confinante. Para baixas tensões, o solo apresenta dilatância e rompe formando planos de ruptura à medida que aumenta a tensão confinante, os corpos de prova atingem a ruptura com níveis de deformações cada vez maiores tensão desvio máxima coincide com o patamar de escoamento comportamento fortemente comandado pela estrutura
deformação específica volumétrica x deformação específica axial
comportamento compressivo
comportamento dilatante até ´c=75 kPa a máxima taxa de dilatância não coincide com o pico de resistência a não coincidência é um efeito de estrutura, porém não associado à presença de cimentações, e sim ao intertravamento mecânico dos minerais constituintes
52
Tabela 3.2 – Resumo do comportamento drenado obtido por Futai (2002) em ensaios
triaxiais com solos intactos de 1 e 5m de profundidade - continuação
Item 1m 5m forma de ruptura dos corpos de prova
ruptura tipo plástica com embarrigamento do corpo de prova
até ´c=200 kPa, ocorre formação de planos de ruptura. Para as demais tensões de adensamento hidrostático, ocorre ruptura tipo plástica com embarrigamento do corpo de prova
envoltória de resistência de estados críticos
curva curva para baixas tensões (domínio pré-adensado) e para tensões superiores a 800 kPa
Tabela 3.3 – Resumo do comportamento não drenado obtido por Futai (2002) em
ensaios triaxiais com solos intactos de 1 e 5m de profundidade
Item 1m 5m tensões de adensamento hidrostático
25, 35, 50, 75, 100, 125, 200, 400 kPa
25, 50, 100, 200, 300, 400, 540, 690 kPa
curvas tensão desvio x deformação axial
comportamento tensão-deformação varia pouco com o aumento da tensão confinante a tensão desvio cresce com as deformações até atingir um pico, em seguida cai para um patamar bem definido, que coincide com a estabilização do excesso de poropressão a ruptura é alcançada para deformações axiais pequenas (cerca de 4%)
a tensão desvio cresce com as deformações até atingir um pico, com perda de resistência pós-pico até ´c=100 kPa, o pico de resistência está associado a dilatância
53
Tabela 3.3 – Resumo do comportamento não drenado obtido por Futai (2002) para os
solos de 1 e 5m de profundidade - continuação
Item 1m 5m curvas excesso de poropressão x deformação específica axial
o excesso de poropressão é positivo e crescente até estabilizar, formando um patamar
para ´c até 100 kPa, geração de excesso de poropressão negativo para ´c=200, 300 e 400 kPa, geração de excesso de poropressão decrescente para maiores deformações axiais para ´c=540 e 690 kPa, o excesso de poropressão é crescente até estabilizar, na forma de patamar
forma de ruptura dos corpos de prova
ruptura tipo plástica, com embarrigamento do corpo de prova
formação de planos de ruptura
Caminhos de tensões efetivas
os caminhos são similares, tendendo para a esquerda, com elevada geração de excesso de poropressões para ´c= 25 e 50 kPa, atinge-se primeiro a condição ( ´1/ ´3)max e posteriormente a condição de pico para ´c=100, 200 e 400 kPa, esta situação se inverte
até ´c=200 kPa, os caminhos tendem para a direita para ´c entre 300 e 500 kPa, os caminhos tendem a ficar verticalizados para ´c acima de 500 kPa, os caminhos tendem ligeiramente para a direita e depois para a esquerda até o pico, em seguida decresce paralelo ao caminho de tensões totais para ´c=25, 100 e 400 kPa, atinge-se primeiro condição ( ´1/ ´3)max e posteriormente a condição de pico
54
Tabela 3.3 – Resumo do comportamento não drenado obtido por Futai (2002) para os
solos de 1 e 5m de profundidade - continuação
Item 1m 5m parâmetro A na ruptura cresce com o nível de
tensão de adensamento, atingindo o valor de cerca de 1,2 após ´c=100 kPa
até ´c=100 kPa, o parâmetro A assume valores negativos cresce com o nível de tensão de adensamento, atingindo o valor de cerca de 0,6
parâmetros de resistência ao cisalhamento, condição de pico
c´=7 kPa ´=28,1o
c´=15 kPa ´=31o
parâmetros de resistência, condição ( ´1/ ´3)máxima
c´=8 kPa ´=31,9o
c´=17 kPa ´=31,7o
envoltória de resistência, condição última
curva no trecho inicial, mas a envoltória linear consegue representar bem o comportamento do solo
curva para baixas tensões (domínio pré-adensado) e para tensões superiores a 800 kPa
A Tabela 3.4 indica alguns ensaios realizados por Futai (2002) que serão usados
na presente dissertação para comparação de resultados.
Tabela 3.4 – Alguns ensaios triaxiais realizados por Futai (2002), na condição saturada,
que serão usados na presente dissertação para comparação de resultados
Solo intacto saturado 1m 5m ´3 (kPa)
CID CIU CID CIU 25 X X X X 50 X X 100 X X X X 200 X 400 X X X X 800 X
55
Da análise dos dados apresentados conclui-se que o comportamento mecânico
do solo intacto de 1m é bastante diferente do comportamento do solo intacto de 5m.
Esta diferença é devida aos diferentes graus de intemperismo e evolução pedogenética a
que foram sujeitos. Conforme Deere&Patton (1971) e Sandroni (1991), há uma queda
no ângulo de atrito e no intercepto de coesão com o aumento do grau de intemperismo e
diminuição da profundidade no perfil.
Na profundidade de 1m, a intensa lixiviação gerou um solo poroso e cimentado,
com elevado teor de finos. Os poros chegam a ser discerníveis a olho nu. Este solo
apresenta comportamento compressivo durante o cisalhamento drenado e gera elevadas
poropressões no cisalhamento não drenado.
Na profundidade de 5m, o menor grau de intemperismo gerou um solo com
menor índice de vazios, e conseqüentemente maior resistência e rigidez, não cimentado,
com comportamento dilatante para baixas tensões de adensamento. A estruturação
apresentada pelo solo de 5m deve-se ao arranjo intertravado de seus minerais
constituintes, arranjo este que guarda uma ligação com a estrutura da rocha de origem.
O comportamento geotécnico do solo de 5m é fortemente influenciado por
características herdadas da rocha matriz, tais como mineralogia, textura e estrutura.
3.3 – Aspectos gerais da região
Em Bacellar (2000), poderão ser encontradas descrições detalhadas dos aspectos
gerais da região tais como: clima, vegetação, geologia, geomorfologia, domínios
estruturais, etc.
3.4 – Outras características
Na estação Holanda, Bacellar (2000) realizou 2 furos de sondagem a percussão,
conforme indicado na Figura 3.3, e os resultados destas sondagens estão apresentados
na Figura 3.4. Pode-se observar que o valor de N (SPT) cresce com a profundidade, sem
apresentar variação brusca na passagem do horizonte B para o horizonte C. No
horizonte B, o valor de N (SPT) varia de 3 a 7. Os resultados da sondagem SP2 indicam
nível d`água a cerca de 20m de profundidade e espessa camada de solo residual até
atingir a rocha alterada, com uma camada laterítica (espessura de cerca de 4m)
sobreposta a uma camada saprolítica (espessura de cerca de 35 m).
56
3.5 – Amostragem de campo
A Figura 3.3 indica a localização dos poços de exploração abertos na estação
Holanda:
. P0, aberto por Fonseca (2000) e Moraes Silva (2000), com profundidade de 5m;
. P2, aberto por Futai (2002), com profundidade de 7m;
. P3, referente à presente dissertação, com profundidade de 1m.
A Figura 3.5 apresenta uma panorâmica da estação Holanda, com a seta
apontando para o local de abertura do poço exploratório relacionado com a presente
dissertação, situado próximo ao poço P2, aberto por Futai (2002).
Foram coletados 2 blocos indeformados na profundidade de 1m, assim como
cerca de 5 Kg de amostra deformada. Após a abertura do poço P3, com dimensões de
2x2m e 1m de profundidade, procedeu-se à individualização de dois blocos cúbicos de
25 cm de aresta, com o topo nivelado e as faces laterais devidamente regularizadas em
relação ao esquadro e ao prumo. Em seguida aplicou-se nas faces expostas camadas de
parafina derretida, talagarça e novamente parafina. O topo do bloco foi devidamente
identificado. Subseqüentemente, a caixa de compensado confeccionada para transporte
do bloco foi encaixada sem tampa e sem fundo, deixando-se uma folga (cerca de 2,5
cm) entre o solo e suas paredes laterais ou tampa, que foi preenchida com serragem
(Earth Manual, 1968). Com a tampa fixada, soltou-se a base do bloco com o auxílio de
um arame bem resistente, e rotacionou-se o mesmo. Fez-se o rasamento da base,
recobrimento com parafina-talagarça-parafina, identificação e fechamento da caixa. As
amostras indeformadas e deformadas foram transportadas até o laboratório de Geotecnia
da COPPE/UFRJ, onde foram armazenadas em câmara úmida para posterior utilização.
Pode-se dizer que a técnica de amostragem, baseada na experiência do Laboratório de
Geotecnia da COPPE/UFRJ, obteve resultados excelentes em relação à minimização das
perturbações mecânicas e preservação das condições naturais do solo (teor de umidade e
estrutura). As Figuras 3.6 e 3.7 ilustram etapas dos trabalhos de amostragem de campo.
57
Figu
ra 3
.3 –
Loc
aliz
ação
dos
poç
os d
e co
leta
de
amos
tras (
P 0, P
2, P 3
) e fu
ros d
e so
ndag
em à
per
cuss
ão (S
P1 e
SP2
) na
esta
ção
Hol
anda
. Ada
ptad
o
de B
acel
lar (
2000
)
57
59
Fi
gura
3.5
– P
anor
âmic
a da
est
ação
Hol
anda
. A se
ta a
pont
a o
loca
l de
aber
tura
do
poço
exp
lora
tório
rela
cion
ado
com
a p
rese
nte
diss
erta
ção
(P3)
59
60
Figura 3.6 – Esculturação dos blocos indeformados
Figura 3.7 – Colocação de serragem sobre a base rotacionada, após a identificação da
base do bloco e antes da etapa final de fechamento da caixa
61
4 – Ensaios de Caracterização Física, Química, Mineralógica e
Microestrutural
Neste Capítulo, serão apresentados os resultados dos ensaios de caracterização,
índices físicos, química do solo (pH, complexo sortivo, ataque sulfúrico), mineralogia
(raio X) e microestrutura, obtidos para os solos de 1 e 5m de profundidade em diferentes
estados: intacto, pré-tratado com soluções de hexametafosfato de sódio e remoldado. O
objetivo destes ensaios foi a caracterização do solo natural sob diferentes aspectos, e a
avaliação da influência das interações físico-químicas através da comparação dos
resultados referentes a solo intacto com aqueles referentes a solo remoldado ou com
soluções. As informações obtidas neste Capítulo serão usadas mais adiante para auxiliar
nas análises dos resultados dos ensaios de compressão edométrica (Capítulo 5) e dos
ensaios triaxiais (Capítulo 6).
A preparação das soluções e das amostras referente a todos os ensaios incluídos
neste capítulo foi executada conforme procedimentos descritos no Anexo I.
Os trabalhos experimentais da presente dissertação utilizaram inicialmente
amostras deformadas e blocos indeformados de 1 e 5m de profundidade já existentes no
laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ, e coletados por Futai (2002) no poço de
exploração P2 da estação Holanda, indicado na Figura 3.3, Capítulo 3. A utilização
destas amostras fez com que alguns resultados obtidos por Futai (2002) fossem também
incluídos no presente Capítulo.
O solo intacto de 1m de profundidade tem cor avermelhada, associada à
presença de óxidos de ferro, e macroestrutura homogênea, porosa e agregada, conforme
critérios de Nogami e Villibor (1995). As agregações de partículas argilosas por efeito
das cimentações pelos sesquióxidos de ferro e alumínio são resistentes, e podem
permanecer mesmo após umedecimento e remoldagem do material.
O solo intacto de 5m de profundidade tem aparência bastante heterogênea.
Observando-se partes próximas de um bloco indeformado, notam-se variações de cor,
de textura, de orientação de minerais, de resistência à desagregação, etc. Conforme
critérios de Nogami e Villibor (1995) a macroestrutura é anisotrópica e bandada, com
segregação de minerais de forma errática. As cores são variadas, associadas aos estágios
62
de oxidação dos óxidos de ferro, podendo-se observar vários tons de rosa, branco,
laranja e amarelo.
De acordo com o perfil de intemperismo apresentado na revisão bibliográfica
(Capítulo 2), os solos estudados apresentam características macroestruturais que
permitem enquadrá-los como lateríticos (1m de profundidade) e saprolíticos (5m de
profundidade), e as análises que serão apresentadas neste Capítulo poderão confirmar tal
enquadramento.
No decorrer dos trabalhos desenvolvidos, a perda de muitos corpos de prova
durante a etapa de moldagem, devido às heterogeneidades naturais apresentadas pelos
mesmos, assim como a necessidade de repetição de alguns ensaios, motivaram a coleta
de novas amostras deformadas e indeformadas de 1m de profundidade, no poço de
exploração P3, próximo ao aberto por Futai (2002), conforme localização indicada na
Figura 3.3, Capítulo 3. Os resultados para o solo coletado têm como objetivo, além de
sua caracterização física, verificar se as propriedades índices são semelhantes às do solo
usado anteriormente, justificando sua utilização para a continuidade dos ensaios.
4.1 – Granulometria e limites de Atterberg
As amostras foram preparadas para os ensaios de caracterização utilizando-se o
procedimento de secagem prévia (NBR 6457/84). Como o solo estudado era constituído
por frações grossas e finas, a análise granulométrica foi obtida pela combinação dos
ensaios de peneiramento e de sedimentação (granulometria conjunta).
O ensaios de granulometria, limite de liquidez e limite de plasticidade seguiram
as prescrições das normas NBR 7181/84, NBR 6459/84, NBR 7180/84,
respectivamente. A Figura 4.2 apresenta a curva granulométrica do solo coletado na
presente dissertação. A Tabela 4.1 mostra os resultados de granulometria e limites de
Atterberg do solo coletado, incluindo também os valores obtidos por Futai (2002).
63
0.001 0.01 0.1 1 10 100
DIÂMETRO DAS PARTÍCULAS (mm)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
POR
CEN
TAG
EM P
ASSA
ND
O
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
POR
CEN
TAG
EM R
ETID
A
270 200 100 60 40 30 20 10 4 3/8 1/2 3/4 1 11/2 2 3
FINA MÉDIA GROSSASILTEPEDREGULHOAREIA
FINO MÉDIO GROSSOARGILAABNTPENEIRAS:
metodologia ABNT-1m
Figura 4.1 – Curva granulométrica do solo de 1m de profundidade (presente
dissertação)
Tabela 4.1 – Resultados de granulometria e limites de Atterberg
prof
(m)
limites de Atterberg
(%)
granulom.com defloculante
(%)
granulom. sem defloc., sem disp.
(%)
wL wP IP argila silte areia pedr. silte areia
1(*) 57,1 28,1 29,0 46 9 44 1 28 71
1(**) 58,2 24,1 34,2 53 8 39 0 37 63
5(*) 41,3 19,5 21,8 8 54 36 2 55 43
(*) – Futai (2002)
(**) – presente dissertação
Com base na Tabela 4.1, pode-se observar que os limites de consistência do solo
de 1m de profundidade são superiores aos do solo de 5m, em função do diferente grau
de alteração (processos de intemperismo e evolução pedogenética) deste solo. O solo de
1m de profundidade é mais plástico, por conter maior quantidade de argila. A
plasticidade apresentada pelo solo de 5m de profundidade (IP=21,8%), apesar de seu
baixo teor de argila, está relacionada com a mineralogia da fração silte, constituída por
64
macrocristais de caulinita, cristais de mica e grãos de óxido de ferro, que imprimem ao
solo saprolítico siltoso propriedades e comportamentos peculiares (Nogami e Villibor,
1995 e Pinto et al., 1993).
Os resultados de granulometria (Tabela 4.1) indicam que o solo de 1m de
profundidade é predominantemente argiloso e o de 5m é predominantemente siltoso.
Sob o aspecto de granulometria, existe uma nítida distinção entre os solos estudados,
com os superficiais exibindo uma granulação mais fina.
Comparando-se os resultados de granulometria pelo método prescrito pela
ABNT (com defloculante) e pelo método alternativo (sem defloculante e sem
dispersão), percebe-se que os solos de 1 e 5m de profundidade apresentam a argila na
forma floculada. O ensaio sem defloculante reflete melhor a granulometria do solo “in
situ”. Os resultados obtidos pelo método com defloculante indicam que o teor de areia
varia pouco, e a fração pedregulho é praticamente desprezível.
Os valores de limites de Atterberg e granulometria obtidos para o solo de 1m de
profundidade coletado na presente dissertação foram próximos aos valores obtidos por
Futai (2002).
4.2 – Índice de atividade (Skempton, 1953)
Segundo Skempton (1953), a influência da fração argila no comportamento do
solo pode ser avaliada através do índice de atividade (Ia), definido como sendo a relação
entre o índice de plasticidade (IP) e a porcentagem de argila contida no solo, conforme a
expressão abaixo:
2%II P
a
Em função dos valores de Ia, as argilas podem apresentar baixa atividade
(Ia<0,75), atividade normal (0,75<Ia<1,25) e alta atividade (Ia>1,25).
Quanto maior a atividade do solo, maior sua sensibilidade a fatores tais como tipo de
cátion adsorvido e composição química do fluido dos poros (Mitchell, 1976).
O índice de atividade obtido para o solo de 1m de profundidade foi 0,63 (solo
coletado por Futai (2002)) e 0,64 (solo coletado na presente dissertação), sendo a fração
argila considerada de baixa atividade. Esta atividade é típica da caulinita (Mitchell,
65
1976) e é compatível com a mineralogia obtida por difração de raio X que será
apresentada neste capítulo.
O índice de atividade obtido para o solo de 5m de profundidade foi 2,72,
significando que a fração argila é muito ativa. O valor de Ia é elevado para o solo de 5m
de profundidade porque o solo é siltoso (baixo conteúdo de argila), apresentando
entretanto uma certa plasticidade. Como o solo não possui argilominerais expansivos, o
valor de Ia não representa o comportamento do solo. Este fato demonstra que o índice de
atividade, introduzido na Mecânica dos Solos para a análise de solos sedimentares, não
se mostra muito adequado para a caracterização de alguns solos residuais (Pinto et al.,
1993).
4.3 – Classificação
De acordo com a Classificação Unificada (USCS), os solos de 1 e 5m de
profundidade foram enquadrados como CH (argila inorgânica muito plástica) e CL
(argila inorgânica pouco plástica), respectivamente.
Vargas (1988, 1992) propõe uma adaptação da classificação USCS para os solos
tropicais, utilizando o índice de atividade de Skempton para identificar a mineralogia
das frações argila e silte, que poderá ser de natureza micácea ou caulinítica. A
classificação proposta por Vargas (1988, 1992) nem sempre consegue distinguir solos
de comportamentos nitidamente diferentes, enquadrando-os no mesmo grupo. Alguns
autores, tais como Nogami e Villibor (1995) e Souza Neto (2000), demonstraram
através de inúmeros exemplos as falhas deste sistema quando aplicado aos solos
tropicais.
Incluindo os resultados apresentados no item 4.1 nos gráficos de plasticidade e
atividade, conforme proposta de classificação de Vargas (1988, 1992), obtém-se o
posicionamento conforme a Figura 4.2.
66
0
10
20
30
40
50
-80 -60 -40 -20 0 20 40 60 80
limite de liquidez ( % )
índi
ce d
e pl
astic
idad
e (
% )
1m (Futai, 2002)1m (presente dissert) 5m (Futai, 2002)
linha AIP=0,58 (wL-20)
linha BwL=50%
% Ø < 2
linha C% Ø<2 =25%
linha DIa=1,25
linha EIa=0,75
20406080
Figura 4.2 – Inclusão dos solos estudados nos gráficos de plasticidade e atividade
Com base na Figura 4.2, pode-se observar que os solos de 1m de profundidade
(Futai, 2002 e presente dissertação) posicionam-se no gráfico de plasticidade ao longo
da linha A e à direita da linha B. No gráfico de atividade, posicionam-se à esquerda da
linha C e abaixo da linha E. A partir desta análise conjunta (plasticidade e atividade)
classificam-se como KH (argila de alta plasticidade tipo caulinítica), com Ia
correspondendo a baixa atividade. A classificação de Vargas (1988, 1992) para o solo
de 1m de profundidade consegue descrever a mineralogia e a atividade da fração argila,
porém não é eficaz para descrever o comportamento do solo. A presença de cimentações
por óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio promove a agregação de partículas argilosas
conferindo uma estrutura porosa e fazendo com que este solo se comporte como areia.
O solo de 5m de profundidade posiciona-se no gráfico de plasticidade acima da
linha A e à esquerda da linha B, e no gráfico de atividade à direita da linha C e acima da
linha D, indicando atividade elevada. Sua classificação é CL (argila de baixa
plasticidade tipo não caulinítica). A classificação proposta por Vargas (1988, 1992) para
este solo mostra-se inadequada para descrever sua plasticidade (plasticidade elevada
quando comparada à de outros solos tropicais), a mineralogia da fração argila
67
(predominantemente caulinítica, conforme será descrito mais adiante), e o
comportamento do solo (nitidamente siltoso, não apresentando a atividade sugerida pelo
valor de Ia.
4.4 – Índices físicos
Os índices físicos dos solos de 1 e 5m de profundidade são apresentados na
Tabela 4.2.
Tabela 4.2 – Índices físicos dos solos de 1 e 5m de profundidade
prof.
(m) nat
(kN/m3)
wnat
(%)
índice de
vazios
G S
(%)
1 (Futai, 2002) 15,4 45,9 1,45 2,635 83,4
1 (presente dissertação) 14,6 32,4 1,36 2,619 61,1
5 (Futai, 2002) 17,4 33,6 1,01 2,675 89,0
Com base nos valores da Tabela 4.2, pode-se observar que o solo de 1m de
profundidade apresenta menor peso específico e maior índice de vazios que o solo de
5m, em decorrência dos processos de lixiviação a que foi submetido.
Os valores de teor de umidade para os solos de 1 e 5m de profundidade se
situam entre os limites de liquidez e plasticidade. O grau de saturação e o teor de
umidade variam sazonalmente ao longo do ano, e demonstram a condição não saturada
destes solos.
Para a obtenção da densidade real dos grãos (solo de 1m-presente dissertação),
foram utilizados os procedimentos descritos na norma ME093/94 do DNER. O valor
encontrado foi próximo ao obtido por Futai (2002). A densidade real dos grãos do solo
de 5m de profundidade é superior à do solo de 1m, possivelmente devido às diferenças
na composição mineralógica.
O teor de umidade natural (wnat), o índice de vazios (e) e o grau de saturação (S)
do solo coletado são inferiores aos de Futai (2002), e esta diferença deve-se ao fato da
coleta ter sido realizada em época do ano menos chuvosa (dezembro/2004). Cabe
ressaltar que o solo com menor grau de saturação é susceptível de menores variações
volumétricas de expansão (por umedecimento) ou retração (por secagem).
68
4.5 – Limites de Atterberg usando soluções
As amostras foram preparadas pelo processo de secagem prévia (NBR
6457/1986). Os ensaios seguiram recomendações das normas NBR 6459/84 (limite de
liquidez) e NBR 7180/84 (limite de plasticidade), introduzindo-se uma modificação: ao
invés da adição de água destilada ao solo destorroado, adicionaram-se soluções com
diferentes concentrações de hexametafosfato de sódio (0,001N, 0,01N e 0,1N). O
objetivo destes ensaios foi estudar o efeito da concentração da solução sobre os valores
dos limites de Atterberg para os solos de 1 e 5m de profundidade. A Tabela 4.3 fornece
os valores de limites obtidos com as soluções de hexametafosfato de sódio, incluindo-se
os valores referentes a solo natural e adição de água destilada (Futai, 2002).
Tabela 4.3 – Valores de limites de Atterberg obtidos com adição de água destilada e
soluções de hexametafosfato de sódio
prof
(m)
condição wL
(%)
wP
(%)
IP
(%)
água (Futai, 2002) 57,1 28,1 29,0
0,001N (*) 50,4 25,0 25,4
0,01N (*) 44,2 21,0 23,2
1
0,1N (*) 34,0 17,6 16,4
água (Futai, 2002) 41,3 19,5 21,8
0,001N (*) 40,3 20,9 19,4
0,01N (*) 43,0 22,1 20,9
5
0,1N (*) 43,8 21,9 21,8
(*)Soluções de hexametafosfato de sódio preparadas conforme Anexo I.
. Solo de 1m de profundidade
Quando os limites de consistência foram determinados com a adição de soluções de
hexametafosfato de sódio ao solo, a interação solo-solução resultou em aumento da
quantidade de sódio adsorvido.
Para argilas cauliníticas, o sódio reduz a rigidez da camada de água adsorvida, e
portanto a força de ligação entre as partículas exercida pela água rígida. Diminuindo a
força de ligação, diminui a força de cisalhamento necessária para o deslizamento das
69
partículas lamelares entre si, ocorrendo redução dos limites de plasticidade e liquidez e
redução da plasticidade. A redução é tanto maior quanto maior a concentração da
solução. A Figura 4.3 ilustra a variação dos limites de Atterberg com a concentração das
soluções.
10
20
30
40
50
60
0,00 0,02 0,04 0,06 0,08 0,10 0,12
concentração em hexametafosfato de sódio (N)
wL,
wP,
I P (
%)
wLwPIP
água sol 0,001 N
sol 0,01 N
sol 0,1 N
'
Figura 4.3 – Variação dos limites de consistência com a concentração das soluções, solo
de 1m de profundidade
. Solo de 5m de profundidade
Moraes Silva (2000) obteve não plasticidade para o solo natural de 5m, diferentemente
dos resultados obtidos por Futai (2002) e apresentados na Tabela 4.3. Quando se
comparam os limites de consistência referentes aos ensaios com soluções e solos de 1 e
5m de profundidade, verifica-se que a utilização de soluções provoca maiores variações
nos limites de consistência para o solo de 1m. Cabe lembrar que os limites são
determinados com a fração do solo que passa na peneira #40 (0,42 mm), significando
que existe também a influência dos argilominerais contidos na fração silte (caulinita e
mica, conforme será visto em itens subseqüentes). De forma geral, os limites diminuem
(em relação aos valores obtidos com água destilada) quando a solução é menos
concentrada (0,001N) e aumentam quando as soluções são mais concentradas (0,01N e
0,1N). Quando se comparam os valores correspondentes a 0,01N com 0,1N, ocorre
pouca variação. Estes resultados sugerem que a solução mais diluída (0,001N) provocou
uma ligeira dispersão do solo, e as soluções mais concentradas não influenciaram muito
70
no comportamento. A variação dos limites de Atterberg com a concentração das
soluções é mostrada na Figura 4.4.
0
10
20
30
40
50
0,00 0,02 0,04 0,06 0,08 0,10 0,12
concentração em hexametafosfato de sódio (N)
wL,
wP,
I P (
%)
wLwPIP
água
sol 0,001 N
sol 0,01 N
sol 0,1 N
'
Figura 4.4 - Variação dos limites de consistência com a concentração das soluções, solo
de 5m de profundidade
4.6 – Granulometria usando soluções
Os ensaios de granulometria usando soluções seguiram os procedimentos
adotados para o solo natural e descritos no item 4.1, introduzindo-se porém as seguintes
modificações:
. substituição do defloculante recomendado pela NBR 7181/84 (item 4.3.2) pelas
soluções de hexametafosfato de sódio nas concentrações 0,001N, 0,01N, 0,1N,
preparadas conforme procedimentos descritos no Anexo I, e não execução de dispersão
mecânica.
As curvas granulométricas obtidas estão apresentadas nas Figuras 4.5 e 4.6, e os
resultados da granulometria podem ser vistos na Tabela 4.4.
71
0.001 0.01 0.1 1 10 100
DIÂMETRO DAS PARTÍCULAS (mm)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100PO
RC
ENTA
GEM
PAS
SAN
DO
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
POR
CEN
TAG
EM R
ETID
A
270 200 100 60 40 30 20 10 4 3/8 1/2 3/4 1 11/2 2 3
FINA MÉDIA GROSSASILTEPEDREGULHOAREIA
FINO MÉDIO GROSSOARGILAABNTPENEIRAS:
ABNT
defloc sol 0,1N, sem dispersão
defloc sol 0,01N, sem dispersão
defloc sol 0,001N, sem dispersão
sem defloc, sem dispersão
Figura 4.5 – Curvas granulométricas para o solo de 1m de profundidade
0.001 0.01 0.1 1 10 100
DIÂMETRO DAS PARTÍCULAS (mm)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
POR
CEN
TAG
EM P
ASSA
ND
O
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
POR
CEN
TAG
EM R
ETID
A
270 200 100 60 40 30 20 10 4 3/8 1/2 3/4 1 11/2 2 3
FINA MÉDIA GROSSASILTEPEDREGULHOAREIA
FINO MÉDIO GROSSOARGILAABNTPENEIRAS:
ABNT
defloc sol 0,1N, sem dispersão
defloc sol 0,01N, sem dispersão
defloc sol 0,001N, sem dispersão
sem defloc, sem dispersão
Figura 4.6 – Curvas granulométricas para o solo de 5m de profundidade
72
Tabela 4.4 – Resultados de granulometria, solos de 1 e 5m de profundidade
granulometria prof
(m)
metodologia argila
(%)
silte
(%)
areia
(%)
ABNT-NBR 7181/84 50 9 41
solução 0,1N (*) 39 14 47
solução 0,01N (*) 33 20 47
solução 0,001N (*) 26 23 51
1m
sem defloc.,sem disp. (*) 0 37 63
ABNT-NBR 7181/84 6 60 34
solução 0,1N (*) 3 61 36
solução 0,01N (*) 8 60 32
solução 0,001N (*) 6 60 34
5m
sem defloc.,sem disp. (*) 0 68 32
(*) ensaios sem dispersão mecânica
Analisando-se os resultados de granulometria para o solo de 1m de
profundidade, percebe-se que quanto maior a concentração das soluções utilizadas
maior a quebra das agregações de partículas argilosas, maior a porcentagem de argila
obtida. A concentração de hexametafosfato de sódio prescrita pela NBR 7181/84, 45,7 g
de sal por litro de solução, corresponde a uma concentração de 0,5N, porém o pH, entre
8 e 9, é inferior ao das soluções utilizadas. O maior teor de argila obtido no ensaio
conforme a norma ABNT pode ser atribuído à utilização de dispersão mecânica e à
maior concentração em hexametafosfato de sódio.
O solo de 5m de profundidade não demonstrou grandes mudanças na
granulometria com as variações nas condições de ensaio. Neste solo, as interações solo-
dispersante são menos acentuadas, porque a fração argila é menor, cerca de 8%. As
diferenças observadas no teor de areia provavelmente estão associadas às
heterogeneidades das amostras, uma vez que esta fração é inerte em relação às soluções.
Para ambos os solos estudados (1 e 5m de profundidade), as curvas
granulométricas obtidas sem uso de defloculante químico e sem execução de dispersão
mecânica demonstram que no estado “in situ” a argila encontra-se 100% floculada.
73
As variações dos percentuais de cada fração (argila, silte e areia) para os solos de
1 e 5m de profundidade em função da concentração das soluções utilizadas são
apresentadas nas Figuras 4.7 e 4.8.
0
10
20
30
40
50
60
70
0,00 0,02 0,04 0,06 0,08 0,10 0,12
concentração em hexametafosfato de sódio (N)
argi
la o
u si
lte o
u ar
eia
(%)
areiaargilasilte
'
Figura 4.7 – Variação das frações argila, silte e areia com a concentração das soluções,
solo de 1m de profundidade
0
10
20
30
40
50
60
70
80
0,00 0,02 0,04 0,06 0,08 0,10 0,12
concentração em hexametafosfato de sódio (N)
argi
la o
u si
lte o
u ar
eia
(%)
areiaargilasilte
Figura 4.8 – Variação das frações argila, silte e areia com a concentração das soluções,
solo de 5m de profundidade
74
Analisando a Figura 4.7 verifica-se que as frações areia e silte diminuíram com o
aumento da concentração, para compensar o aumento do teor de argila, que é
expressivo. Para o solo de 5m de profundidade (Figura 4.8), as frações silte e areia
variaram pouco, e a fração argila sofreu maior influência da concentração apenas
quando se compara o ensaio sem defloculante com o ensaio com solução 0,001N. Isto
significa que pequena quantidade de defloculante dispersa a argila, e aumentos
subseqüentes na quantidade de defloculante não provocam efeitos adicionais. Este
comportamento é diferente do obtido para o solo de 1m de profundidade, em que os
aumentos progressivos na quantidade de defloculante provocam aumento do grau de
dispersão.
4.7 – Caracterização química
4.7.1 - Capacidade de troca catiônica
Os ensaios de capacidade de troca catiônica foram realizados na EMBRAPA/RJ,
e seguiram a metodologia descrita no Manual de Métodos de Análise de Solo
EMBRAPA (1997).
Foi utilizado solo de 1 e 5m de profundidade, destorroado e passado na peneira
#10 (2mm), nas condições natural e pré-tratada com soluções de hexametafosfato de
sódio com concentrações de 0,001N e 0,1N. Detalhes do preparo das soluções e das
amostras podem ser consultados no Anexo I.
O pré-tratamento aplicado ao solo demandou a determinação dos sais solúveis na
água extraída da pasta de saturação, conforme Manual de Métodos de Análise de Solo
EMBRAPA (1997). Desta maneira, foi subtraído dos teores de sódio (Na+) obtidos no
ensaio de CTC a parcela em excesso dissolvida no fluido intersticial.
Os resultados que estão apresentados na Tabela 4.5 fornecem a natureza dos
cátions trocáveis e a capacidade de troca catiônica.
75
Tabela 4.5 – Análise total do complexo sortivo (EMBRAPA)
complexo sortivo (cmolc/Kg) prof-
amostra Ca2+ + Mg2+ K+ Na+ S(*) Al3+ H+ T(*)
1m-natural 0,7 0,04 0,05 0,8 0,0 1,8 2,6
1m-0,001N 0,6 0,01 1,22 1,8 0,0 0,0 1,8
1m-0,1N 0,6 0,06 5,60 6,3 0,0 0,0 6,3
5m-natural 0,8 0,01 0,01 0,8 1,4 0,7 2,9
5m-0,001N 0,7 0,03 1,36 2,1 0,0 0,0 2,1
5m-0,1N 0,7 0,06 0,82 1,6 0,0 0,0 1,6
(*)
S = soma de cátions trocáveis
S = ( Ca2+ + Mg2+ + K+ + Na+ )
T = capacidade de troca de cátions
T = ( S + Al3+ + H+ )
Os solos naturais de 1 e 5m apresentam baixos valores de capacidade de troca,
explicados pela presença dominante da caulinita na fração argila, argilomineral cuja
capacidade de troca varia entre 3 a 15 meq/100 g, segundo Mitchell (1976). No caso do
solo laterítico, a atividade é ainda reduzida pelo fato da caulinita se apresentar associada
aos óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio (Nogami e Villibor, 1995). Estes óxidos e
hidróxidos de ferro e alumínio são minerais de carga variável, que tendem a apresentar
carga superficial positiva para a faixa de pH típica dos solos lateríticos. Na medida que
suprem o déficit de carga positiva associado às fontes de capacidade de troca, eles
provocam redução da CTC. Como os valores de CTC obtidos se referem ao material
passante na peneira #10 (2 mm), existe também a influência em peso de outros minerais
não argílicos (quartzo e mica) nos resultados.
A quantidade extremamente baixa de cátions trocáveis para o solo natural de 1m
de profundidade é decorrente da intensa lixiviação das bases resultante do processo de
evolução pedogenética (laterização).
Apesar do solo natural de 5m de profundidade apresentar menor teor de argila na
sua composição em relação ao de 1m (Tabela 4.1), sua capacidade de troca é superior,
76
podendo este fato estar associado à presença de argilominerais mais ativos (ilita), à
menor quantidade de sesquióxidos de ferro e alumínio e à presença de macrocristais de
caulinita na fração silte. Valores semelhantes de CTC para o solo natural (1 e 5m) foram
obtidos por Moraes Silva (2000) e Futai (2002).
Os teores de bases trocáveis são baixos para ambos os solos naturais estudados
(1 e 5m), havendo uma maior contribuição de íons Al3+ e H+ na capacidade de troca.
Os teores de Ca2+, Mg2+ e K+ não variam muito, comparando-se os solos naturais
de 1 e 5m de profundidade com os solos tratados com soluções , uma vez que estes
cátions não foram adicionados através dos tratamentos efetuados.
Os teores de H+ obtidos para os solos naturais de 1 e 5m de profundidade se
anulam após os tratamentos com soluções. Uma possível explicação é que o H+ do solo
é deslocado pelo sódio adicionado pelo tratamento e reage com as hidroxilas presentes
na solução dos poros (resultantes da adição de carbonato de sódio, conforme detalhes no
Anexo I, item I.1), gerando H2O, conforme a reação abaixo:
)OH(HProcesso semelhante ocorre com o teor de Al3+ apresentado pelo solo natural de
A metodologia de determinação do excesso de sais solúveis através de pasta
5m de profundidade, após o tratamento com as soluções, conforme a reação abaixo:
de
saturaç
m com o solo tratado com solução 0,001N
de hex
33 )OH(AlOH3Al
ão é muito útil nas aplicações de pedologia, porém não apresenta a necessária
acurácia para o tipo de análise requerida na presente dissertação (Casanova, 2005). A
única maneira de se obter resultados mais precisos de CTC para o solo tratado com
soluções seria a eliminação do excesso de sais solúveis pelo método de lavagens
sucessivas (Jackson, 1958). Tendo em vista estas considerações, não serão feitas
análises mais detalhadas dos teores de sódio e dos valores de CTC para os ensaios
referentes aos solos de 1 e 5m de profundidade tratados com soluções (0,001N e 0,1N).
Tendo em vista que a capacidade de troca catiônica dos argilominerais depende
principalmente do grau de substituição isomórfica, de ligações químicas quebradas nas
arestas das partículas e do pH de determinação da CTC (Santos, 1975 e Casanova,
2005), os resultados esperados seriam valores próximos, para as diferentes condições de
ensaio e solos de uma mesma profundidade.
Quando se compara solo natural de 1
ametafosfato de sódio, ocorre redução da capacidade de troca (Tabela 4.5). Uma
possível explicação é que parte dos íons sódio adicionados pelo tratamento está sendo
77
usado para neutralizar o excesso de cargas negativas gerado pela dissociação de
hidroxilas ou adsorção de ânions polifosfato, não resultando em aumento da capacidade
de troca, conforme processos a seguir detalhados:
a) as partículas de argila podem ter hidroxilas (OH) expostas nas arestas laterais (edges).
b) Segundo Santos (1975), o tratamento do solo com substâncias defloculantes fornece
lo tratado com solução 0,1N
(Tabela
Os resultados de capacidade de troca para solo de 5m tratado com soluções não
express
.7.2 - Análise química seletiva por ataque sulfúrico
A análise química seletiva por ataque sulfúrico foi realizada no Laboratório de
Químic
A tendência de dissociação da hidroxila é fortemente influenciada pelo pH. Quanto
maior o pH, maior a tendência do H+ ir para a solução, e maior a carga negativa na
partícula (SiO-, AlO-, FeO-).
HSiOSiOH O2H
HAlOAlOH O2H
HFeOFeOH O2H
cátions sódio à dupla camada da face maior; entretanto o ânion polifosfato é adsorvido
na face menor (edge). O efeito desta adsorção é o de transformar a face menor, de carga
positiva, pela cobertura com uma monocamada de polifosfato, de carga negativa,
aumentando, assim, a carga negativa efetiva na partícula.
Quando se compara solo natural de 1m com o so
4.5), a quantidade de sódio adicionada pelo tratamento é suficiente para suprir
as demandas explicadas anteriormente e ainda possibilitar aumento da capacidade de
troca.
am nenhuma tendência (Tabela 4.5), uma vez que o comportamento deste solo é
mais influenciado pela mineralogia da fração silte, e este aspecto se relaciona com a
presença de determinados minerais nesta fração (macrocristais de caulinita, cristais de
mica e grãos de óxidos de ferro), conforme explicado no item 4.1.
4
a dos Solos (COPPE-Geotecnia), utilizando solo de 1 e 5m de profundidade,
destorroado e passado na peneira #10 (2 mm), nas condições natural e pré-tratada com
soluções de hexametafosfato de sódio com concentrações 0,001N e 0,1N. A
metodologia deste ensaio está descrita no Anexo I. As relações moleculares Ki e Kr
foram calculadas para o solo natural conforme descrito no Manual de Métodos de
78
Análise de Solo EMBRAPA (1997). A Tabela 4.6 apresenta os resultados obtidos nas
análises químicas.
Tabela 4.6 – Análise química seletiva por ataque sulfúrico (Lab. Geotecnia / COPPE /
UFRJ), solos de 1 e 5m de profundidade
ataque sulfúrico (%) prof-
a P(*)
SiO2
2O3 2O3 TiO2 K2O
síduo
Ki
Kr mostra (%) Al Fe re
1m-natural
1,03 0,93 10,9 13,8 22,8 3,7 0,40 0,17 45,0
1m- 0,001N
10,5 13,5 23,4 5,3 0,21 0,15 45,3
1m- 0,1N
11,2 13,3 25,1 5,5 0,44 0,14 43,2
5m- natural
2,08 1,90 6,3 22,3 18,2 2,7 0,30 1,22 42,0
5m- 0,001N
4,4 18,0 21,7 6,0 0,07 0,82 51,6
5m- 0,1N
4,1 17,5 16,3 3,9 0,39 1,45 53,7
) P = perda ao fogo
As razões sílica/alumina (SiO2/Al2O3) e sílica/sesquióxidos
(SiO2/(
apresentou valores de Ki e Kr em torno de 1, enquanto que
o solo
uímica por
ataque
(*
Al2O3+Fe2O3)) são usadas como indicadoras do grau de laterização (Morin e
Todor, 1976). Solos não laterizados têm relação sílica/alumina maior que 2 (Desai,
1985).
O solo natural de 1m
natural de 5m apresentou valores de Ki e Kr em torno de 2, e isto demonstra uma
nítida distinção entre estes solos, estando os primeiros mais intemperizados.
A partir dos percentuais de óxidos e resíduos obtidos na análise q
sulfúrico para os solos naturais de 1 e 5m, pode-se inferir de forma aproximada
as suas respectivas composições mineralógicas, e estes resultados podem ser vistos na
Tabela 4.7.
79
Tabela 4.7 – Mineralogia da fração terra fina (material passado na peneira 10), com base
prof. (m) ) goetita (%) mica (%) quartzo (%)
na análise química seletiva
caulinita (%) gibsita (%
1 30 17 5 2 45
5 48 0 3 ,5 12 42
Comparando-se os solos naturais de 1 e 5m de profundidade, observa-se
aumen
o de Al2O3 no solo de 1m de profundidade,
enquan
om soluções que a composição mineralógica
perman
.7.3 – pH do solo em água, em KCl e em soluções de hexametafosfato de sódio
As medições de pH do solo em água, em KCl e em soluções de hexametafosfato
de sód
aios de pH foram previamente destorroadas e passadas
na pen
to dos teores de SiO2 e K2O, associados ao aumento dos percentuais de caulinita
e mica, respectivamente, e diminuição dos teores de Al2O3 e Fe2O3, associados à
diminuição dos percentuais de gibsita e goetita, respectivamente. Cabe ressaltar que o
óxido de alumínio (Al2O3) também entra na composição da caulinita, entretanto a
quantidade deste argilomineral aumenta para a profundidade de 5m, fato que não
explica a diminuição do teor de Al2O3.
Há predominância do conteúd
to que para solo de 5m predomina o conteúdo de SiO2. Ambos os solos
apresentam baixos teores de TiO2 e K2O.
Pode-se observar no solo tratado c
eceu a mesma, com pouca variação nos percentuais dos óxidos, significando que
as soluções utilizadas não provocaram efeitos mais drásticos de dissolução de
argilominerais. Sabe-se da literatura que substâncias tais como hidróxido de sódio
(NaOH) (Costa Júnior, 2001) ou ácido acético (Anandarajah e Zhao, 2000) são capazes
de dissolver argilominerais.
4
io nas concentrações de 0,001N, 0,01N e 0,1N foram realizadas no Laboratório
de Química dos Solos – Geotecnia - COPPE/UFRJ. As soluções foram preparadas
conforme descrito no Anexo I.
As amostras para os ens
eira # 10 (2mm). Os valores de pH medidos são apresentados na Tabela 4.8. Os
resultados de pH em água e em KCl são próximos aos obtidos por Futai (2002).
80
Tabela 4.8 – Valores de pH do solo em água, em KCl e em soluções de hexametafosfato
pH
de sódio
prof água KCl 1N pH (*) solução solução solução (m) 0,001 N 0,01 N 0,1 N
1 5,12 5,56 positivo 7,55 9,45 10,37
5 5,10 4,19 negativo 7,13 9,64 10,38
) pH=pH (KCl)-pH (água)
Os valores obtidos para pH em água são considerados “fortemente ácidos”,
segund
olo em água e em soluções de
hexame
H se o
solo po
de pH para meio aquoso constituído por soluções de hexametafosfato
de sódi
.8 – Caracterização mineralógica
(*
o critérios descritos em EMBRAPA (1999).
Comparando-se os valores de pH do s
tafosfato de sódio, observou-se mudança do caráter ácido para alcalino, e esta
mudança resulta das interações físico-químicas entre o solo e as soluções. Os resultados
de pH do solo de 1m de profundidade com as diversas soluções de hexametafosfato de
sódio (0,001N, 0,01N e 0,1N) não diferem muito dos obtidos para o solo de 5m.
De acordo com Agnelli e Albiero (1997), pode-se verificar através do p
ssui capacidade de retenção de cátions ou ânions. Valores positivos de pH
indicam retenção de ânions, e valores negativos indicam retenção de cátions, sendo
estas características apresentadas pelos solos de 1 e 5m de profundidade,
respectivamente.
Os valores
o aumentam com o aumento da concentração das soluções. Este comportamento
eletroquímico observado em solos com carga variável deve-se à capacidade do solo de
resistir às variações bruscas de pH (capacidade tampão). Inicialmente (concentração de
hexametafosfato de sódio de 0,001N) aumenta-se a concentração do meio, mas o
aumento de pH é pequeno, em relação ao pH em água destilada. A partir de determinada
concentração a resistência do solo é vencida, e o pH atinge maiores valores
(concentrações de hexametafosfato de sódio de 0,01N e 0,1N).
4
81
4.8.1 - Caracterização mineralógica completa dos solos de 1 e 5m de profundidade
Futai (2002) realizou a caracterização mineralógica dos solos de 1 a 7m de
profun
Tabela 4.9 – Mineralogia da fração argila, com base na análise química seletiva (Futai,
prof lominerais (%) amorfo (%)
(Futai, 2002)
didade do perfil usando uma combinação de métodos: análise química seletiva
por ataque sulfúrico, difração de raios X, análise térmica diferencial (ATD), análise
termogravimétrica (ATG). A seguir será apresentado um resumo dos resultados obtidos,
para as profundidades de 1 e 5m. A Tabela 4.9 fornece a mineralogia da fração argila
obtida por análise química seletiva (Futai, 2002).
2002)
argi(m)
caulinita ilita S 2 2 3
Fe livre
outros soma
gibsita goetita iO Al O (%) (%) (%)
1 6,35 100 40,22 12,40 5,56 1,70 6,20 27,40 0,18 5 53,33 8,29 1 0,57 3,20 8,10 10,00 0,14 6,37 100
Com base na Tabela 4.9, observa-se que a fração argila dos solos de 1 e 5m de
profun
de 1 e 5m de profundidade, conforme
dados
forme dados do autor (op. cit.), é constituída
princip
002): geotécnico, de
limites
didade é constituída principalmente por caulinita, contendo também amorfos
(SiO2 e Al2O3), gibsita, goetita, e pequenas quantidades de ilita, ferro livre e outros
minerais não atacados no processo. Por amorfo entende-se um mineral que não tem
estrutura cristalina definida (Curi et al., 1993).
A mineralogia da fração silte dos solos
de análise química seletiva realizada por Futai (2002), é constituída
principalmente por caulinita, contendo também quantidades importantes de ilita e
quantidades menores de gibsita e goetita.
A mineralogia da fração areia, con
almente por quartzo, apresentando também traços de mica.
A Figura 4.9 apresenta quatro perfis obtidos por Futai (2
de Atterberg e umidade, de composição granulométrica e de composição
mineralógica. O perfil geotécnico apresenta uma camada superior de solo argiloso até
2m de profundidade (horizonte B), e uma camada subjacente de solo saprolítico siltoso
(horizonte C). O horizonte C se subdivide em duas camadas C1 e C2. O teor de umidade
natural ao longo do perfil mantém-se acima do limite de plasticidade e abaixo do limite
82
de liquidez. Os limites de consistência variam pouco ao longo do perfil, e têm tendência
decrescente com a profundidade. O perfil de granulometria indica a predominância das
frações argila e areia para 1m de profundidade e silte e areia para 5m de profundidade.
No perfil de mineralogia, pode-se observar continuidade dos constituintes, sugerindo
que o material de origem deve ser o mesmo. Comparando-se as composições
mineralógicas correspondentes às profundidades de 1 e 5m (Figura 4.9 e Tabela 4.10),
percebe-se que o argilomineral predominante é a caulinita, e que a quantidade de
quartzo varia pouco. Como o quartzo é o principal constituinte da fração areia, a
variação desta fração acompanha a variação do referido mineral.
A Tabela 4.10 apresenta a mineralogia da fração terra fina (material passado
peneira #10) dos solos naturais de 1 e 5m de profundidade, tendo sido estes resultados
obtidos por Futai (2002).
������������������������������������
������������������������������������
����������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������
������������������������������������������������
�������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������
������������������������������������
��������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������
������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������������
Horizonte B
Argila arenosa
0 20 40 60 80 1Composição mineralógica (%)
00
Horizonte C2
Solo saprolítico
Silte arenoso
argila
Silte
areia
com defloculante
IP = 29 %
22
24
21
22
19
16
21
wPwnatwL
Solosaprolíticoexposto
0 20 40 60Umidade (%)
0 25 50 75 100
Material (%)
0
1
2
3
4
5
6
7
Prof
undi
dade
(m)
Horitonte C1
Solo saprolíticode transição caulinita quartzo
outr
os
gibs
itaAm
orfo
e F
e liv
re
igura 4.9 – Perfil de composição mineralógica do solo (Futai, 2002) F
83
Tabela 4.10 – Mineralogia do solo, fração terra fina (material passado peneira #10)
(%) Amorfos (%) Minerais (%)
(Futai, 2002)
Argilomineraisprof
Caulini ilita
Fe livre
q (m) ta gibsita goetita SiO2 Al2O3 (%) uartzo mica
1 22,74 7,82 2,88 1,63 2,85 12,60 0,08 49,74 0,49
5 42,14 2,34 1,84 6,02 0,65 0,80 0,01 44,24 1,99
Segundo Casanova (2005), os solos lateríticos não apresentam minerais amorfos,
e poss
ia dos
process
.8.2 – Caracterização mineralógica por difração de raios X
conhecimento da composição mineralógica dos solos, em especial da fração
argila,
ontrola o tamanho, a forma, as propriedades físicas e químicas
das par
escrição do tipo e das proporções aproximadas
dos mi
o dos minerais pode ser feita por
meio d
r difração de raios-X,
análise
ivelmente os resultados obtidos por Futai (2002) foram influenciados pela
metodologia utilizada para determinação da composição mineralógica deste solo.
A quantidade de gibsita é maior em 1m de profundidade, em decorrênc
os de evolução pedogenética, que transformam a caulinita em gibsita. A
alteração da caulinita em gibsita libera sílica (SiO2) amorfa.
4
O
é de substancial importância, na medida que exerce influência controladora no
comportamento geotécnico do solo (características de compactação, resistência,
compressibilidade, permeabilidade, colapso, expansão, contração, anisotropia,
heterogeneidade, etc).
A mineralogia c
tículas do solo (Mitchell, 1976).
Segundo Sandroni (1985), uma d
nerais que constituem os solos residuais ajudam, de forma significativa, a suprir
as falhas dos ensaios de classificação convencionais.
Para a fração grossa dos solos, a identificaçã
e lentes manuais ou microscópio ótico de baixa resolução.
Para solos finos, a identificação dos minerais é obtida po
térmica diferencial (ATD), análise termogravimétrica (ATG), microscopia ótica
ou microscopia eletrônica. A identificação dos minerais pode ser feita de maneira
indireta pela atividade coloidal de Skempton, como sugerido por Vargas (1982), porém
este método é susceptível de falhas, tendo recebido críticas por parte de alguns autores,
como por exemplo Polivanov (1984). O índice de atividade do solo de 5m de
84
profundidade estudado na presente dissertação sugere a presença de argilominerais
expansivos, o que não ocorre, comprovando a deficiência do emprego do Ia para
inferências em relação à mineralogia.
Como a grande maioria dos solos é constituída por diferentes argilominerais, a
identifi
com c
s foi a determinação
qualita
s-X da marca Siemens,
modelo
amostras foram previamente destorroadas e passadas na peneira #200 (0,075
mm). O
saios de difração de
raios X
cação unívoca dos constituintes por apenas um método torna-se difícil, sendo
comum o emprego de uma combinação de métodos para se determinar a composição
mineralógica com maior precisão. O uso de difração de raios-X com registro gráfico
(difratograma de raios-X), combinado com as propriedades específicas de expansão da
distância interplanar basal pela adição de substâncias orgânicas, como o etilenoglicol, e
de transformações térmicas de cada argilomineral, permite uma diferenciação
satisfatória dentro de grupos de mesma distância interplanar basal ou dentro de um
mesmo grupo. Na presente dissertação, não houve necessidade de tratamentos químicos
ou térmicos adicionais, por não existirem dúvidas quanto aos argilominerais existentes.
A técnica de difração de raios-X é apropriada para a identificação de minerais
ristalografia distintiva, não permitindo a identificação de óxidos de ferro e
alumínio amorfos e a identificação de alofanas (GSEGWP, 1990).
O objetivo da realização dos ensaios de raios-X realizado
tiva da composição mineralógica da fração fina (argila + silte) dos solos de 1 e
5m de profundidade, nas condições natural e pré-tratada com soluções de
hexametafosfato de sódio nas concentrações de 0,001N e 0,1N.
Os ensaios foram realizados com difratômetro de raio
Kristalloflex D5000, do Departamento de Ciência dos Materiais e Metalurgia da
PUC-Rio.
As
preparo das amostras pré-tratadas com solução de hexametafosfato de sódio,
assim como o preparo das soluções, está descrito no Anexo I.
As Figuras 4.10 e 4.11 apresentam os resultados dos en
.
85
0
20
40
60
80
100
120
14
0 5 10 15 20 25 30 35
2 theta
Con
tage
m1m-estado natural (a)
I
Ca=caulinitaGb=gibsita I=ilitaQ=quartzo
I
CaGb
QCa
QCa/Gb
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
0 5 10 15 20 25 30 352 theta
Con
tage
m
1m-pré-tratamento sol 0,001N (b)
Ca
Gb
Ca/Gb Ca
Q
0
20
40
60
80
100
120
140
0 5 10 15 20 25 30 352 theta
Con
tage
m
1m-pré-tratamento sol 0,1N
Ca
Gb
Ca/Gb Ca
Q
(c)
I
Q
Figura 4.10 – Difratogramas do solo de 1m de profundidade (a) estado natural
,1N (b) pré-tratado com solução 0,001N (c) pré-tratado com solução 0
0
86
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
0 5 10 15 20 25 30 352 theta
Con
tage
m5m-estado natural
Ca IQ
(a)Ca=caulinitaGb=GibsitaI=ilitaQ=quartzo
ICa
Q
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
0 5 10 15 20 25 30 35
2 theta
Con
tage
m
5m-pré-tratamento sol 0,001N
CaI
(b)
I
Ca
I
QGb
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
0 5 10 15 20 25 30 35
2 theta
Con
tage
m
5m-pré-tratamento sol 0,1N
CaI
Q
Ca
(c)
I
I
Gb
Figura 4.11 – Difratogramas do solo de 5m de profundidade (a) estado natural
(b) pré-tratado com solução 0,001N (c) pré-tratado com solução 0,1N
87
Pode-se observar que os difratogramas do solo de 1m de profundidade (Figura
4.10-a, b e c) são muito semelhantes, indicando a presença de quartzo, caulinita, gibsita
e ilita.
O difratograma do solo de 5m de profundidade no estado natural (Figura 4.11-a)
difere dos outros dois (Figura 4.11-b e c) por não apresentar gibsita. Uma possível
explicação é que o tratamento executado no solo natural de 5m tenha provocado uma
certa orientação dos minerais e possibilitado a identificação da gibsita. A mineralogia
do solo de 5m de profundidade é constituída por quartzo, caulinita, ilita e gibsita.
A goetita não foi detectada nos difratogramas dos solos de 1 e 5m de
profundidade, e este fato pode estar associado à metodologia utilizada (o método do pó
não intensifica as reflexões basais 001, dificultando a identificação mineralógica
qualitativa (Santos, 1975)), ao pequeno teor deste constituinte nas amostras estudadas e
ao grau de cristalinidade apresentado pelo argilomineral.
A mineralogia dos solos de 1 e 5m de profundidade não mudou com o pré-
tratamento químico efetuado, significando que as mudanças que ocorreram com o solo
foram a nível de estrutura, mantendo-se a mesma composição.
O pré-tratamento químico efetuado nos solos de 1 e 5m de profundidade resulta
na presença de sais cristalizados após a secagem (hexametafosfato de sódio e carbonato
de sódio), podendo resultar em picos característicos nos difratogramas. Entretanto estes
picos não foram detectados, em função de não terem sido rastreados ou em função da
pequena quantidade destes sais.
4.9 – Caracterização microestrutural
O objetivo dos estudos de microestrutura é classificar e quantificar os vários
aspectos estruturais a fim de que estes possam ser correlacionados com as propriedades
de engenharia (Collins, 1985). Estes estudos devem ser complementados pela análise da
macroestrutura, caracterização física, composição mineralógica e determinação das
propriedades geotécnicas.
Embora na área geotécnica os termos microfábrica e microestrutura sejam às
vezes usados com o mesmo significado, existe uma distinção entre eles (Collins, 1985):
. microfábrica constitui uma componente da microestrutura responsável pela
distribuição e arranjo espacial das partículas do solo e dos vazios associados;
88
. a microestrutura engloba a microfábrica, a composição mineralógica e as forças
interpartículas, aspectos que podem ser avaliados através de ensaios de microscopia
eletrônica de varredura ou ensaios de porosimetria por intrusão de mercúrio.
Quando o nível de estrutura ou fábrica pode ser observável a olho nu, usa-se o
prefixo macro; e quando estes níveis somente podem ser discerníveis com o auxílio de
microscópio, usa-se o prefixo micro.
Os estudos de microfábrica têm assumido importância crescente nos últimos
anos, sobretudo após a generalização do uso do microscópio eletrônico de varredura nas
instituições de ensino e pesquisa.
A microscopia eletrônica de varredura (MEV) permite a visualização de vários
aspectos de fábrica, tais como: arranjo de grãos e partículas, a presença de
microfissuras, o tamanho e a distribuição dos vazios, o contato entre os grãos, a forma
das partículas, tipo e alteração dos constituintes, características de superfície dos grãos,
características dos empilhamentos de argilominerais, etc. A grande vantagem desta
técnica é o alto poder de penetração do feixe de elétrons e a possibilidade da amostra ser
examinada em três dimensões.
Terzaghi (1958) foi o primeiro estudioso da Mecânica dos Solos que destacou a
relevância da influência da microestrutura nas propriedades de engenharia dos solos
residuais tropicais, explicando o comportamento de um solo argiloso usado na
construção da barragem de Sasumua, Quênia, com base na microestrutura, caracterizada
por grumos resistentes de partículas argilosas cimentadas por óxidos de ferro.
Solos com mesma granulometria, constituição mineralógica e classificação
geotécnica podem ter comportamentos bem diferentes, de acordo com as
particularidades de fábrica.
Cruz (1994) apresenta modelos estruturais possíveis para os solos residuais
tropicais. Segundo este autor, a estrutura dos solos residuais tropicais resulta do
processo de intemperismo, principalmente químico, associado à lixiviação e laterização.
O processo de intemperismo resulta numa perda de massa, numa mineralogia de argilas
e numa macro e microestruturas dominadas pela história de alteração “in situ”.
Collins (1985) propõe um esquema de caracterização de microfábrica para solos
residuais e apresenta conclusões em relação à microestrutura destes solos:
. os solos residuais exibem uma ampla variedade de formas microestruturais e níveis de
organização de fábrica;
89
. as microestruturas em geral são heterogêneas. Nos estágios intermediários de
intemperismo (solos saprolíticos), a heterogeneidade está associada à variação do grau
de decomposição. Nos estágios avançados de intemperismo (solos lateríticos), a
heterogeneidade pode estar associada à variabilidade estrutural dentro das assembléias
de materiais argilosos gerados pelo intemperismo e com a natureza e distribuição de
nódulos ou concreções de sesquióxidos;
. correlações entre a microestrutura e o comportamento de engenharia do solo são muito
importantes, pois possibilitam um entendimento mais amplo das possíveis respostas do
solo frente às solicitações inerentes a cada tipo de aplicação.
Nogami e Villibor (1995) destacam as características de microfábrica de solos
lateríticos e saprolíticos. Segundo estes autores, a microfábrica dos solos lateríticos tem
aspecto de “esponja” ou “pipoca”, com intensa e resistente agregação dos grãos e
partículas constituintes, que não podem ser visualizados de forma individualizada. As
partículas de argilominerais não apresentam forma tipicamente lamelar e suas
agregações são envolvidas por óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio hidratados. A
microfábrica de solos saprolíticos revela a presença de cristais de contornos
distinguíveis, com presença de associações de cristais, formas pseudomorfas e aspectos
de corrosão ou dissolução.
4.9.1 – Caracterização microestrutural dos solos estudados
A caracterização microestrutural dos solos intactos de 1 e 5m de profundidade
foi realizada por Futai (2002), e será usada como base para comparação com os
resultados obtidos na presente dissertação.
Os ensaios de MEV tornam-se extremamente importantes para subsidiar as
análises do comportamento mecânico e hidráulico dos solos estudados e para
demonstrar as mudanças que ocorrem por efeito de remoldagem e de interações físico-
químicas. A observação da microestrutura do solo através do microscópio eletrônico de
varredura (MEV) foi realizada no Instituto de Macromoléculas da UFRJ. Foram
realizados ensaios com os solos de 1 e 5m de profundidade nas condições remoldada e
pré-tratada com solução de hexametafosfato de sódio na concentração 0,1N. O solo de
1m foi remoldado com umidade de 51,39 % (0,9wL) e o de 5m com umidade de 41,3 %
(wL). A preparação das amostras para os ensaios está descrita no Anexo I.
90
Foram realizadas fotografias com ampliações de 50, 200, 1000, 3000 e 10000
vezes. Para o solo de 1m de profundidade, selecionaram-se as micrografias com
ampliações de 50 e 200 vezes, e para o solo de 5m de profundidade as micrografias com
ampliações 200 e 1000 vezes, e estas fotos são mostradas juntamente com as
correspondentes a solo intacto (Futai, 2002), para fins de comparação (Figuras 4.12 e
4.13).
Para uma melhor visualização das feições microestruturais, as fotos
correspondentes aos solos estudados são também mostradas individualmente, com
ampliações de 50 vezes (solo de 1m) e 200 vezes (solo de 5m), através das Figuras 4.14
a 4.19. As ampliações de 50 vezes fornecem uma melhor visão de conjunto, entretanto
para o solo de 5m de profundidade não se dispunha das mesmas, optando-se por usar as
ampliações de 200 vezes.
91
ampliação 50 vezes ampliação 200 vezes
inta
cto
rem
olda
do
0,1N
Figura 4.12 – Micrografias do solo de 1m de profundidade nas condições intacta (Futai,
2002), remoldada (w=51,39%) e pré-tratada com solução de
hexametafosfato de sódio 0,1N
92
ampliação 200 vezes ampliação 1000 vezes
inta
cto
rem
olda
do
0,1N
Figura 4.13 – Micrografias do solo de 5m de profundidade nas condições intacta (Futai,
2002), remoldada (w=41,3%) e pré-tratada com solução de
hexametafosfato de sódio 0,1N
93
Figura 4.14 – MEV correspondente a solo intacto de 1m, ampliação 50X e escala
gráfica indicada.
Figura 4.15 – MEV correspondente a solo remoldado de 1m, ampliação 50X e escala
gráfica indicada
94
Figura 4.16 – MEV correspondente a solo intacto de 1m pré-tratado com solução 0,1N
de hexametafosfato de sódio, ampliação de 50X e escala gráfica indicada
Figura 4.17 – MEV correspondente a solo intacto de 5m, ampliação de 200X e escala
gráfica indicada
95
Figura 4.18 – MEV correspondente a solo remoldado de 5m, ampliação de 200X e
escala gráfica indicada
Figura 4.19 – MEV correspondente a solo intacto de 5m pré-tratado com solução 0,1N
de hexametafosfato de sódio, ampliação de 200X e escala gráfica indicada
96
4.9.1.1 – Caracterização microestrutural do solo de 1m de profundidade
4.9.1.1.1 – Solo intacto (Futai, 2002)
As fotografias de MEV referentes a solo intacto podem ser vistas nas Figuras
4.12 e 4.14. Conforme descrição do autor (op. cit.), a microestrutura do solo de 1m não
permite a visualização individualizada dos grãos de quartzo e partículas de mica, que
apresentam-se recobertos por uma massa amorfa ligada por conectores de argila. A
estrutura é porosa e tem índices de vazios maior que no limite de liquidez. As partículas
de argila (caulinita, gibsita, goetita, amorfos) formam agregações (grumos) pelo efeito
cimentante dos óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio. As aglomerações de partículas
argilosas se arranjam espacialmente de forma a determinar vazios de maiores dimensões
(macroporos), porém dentro das aglomerações existem vazios de menores dimensões
(microporos).
4.9.1.1.2 – Solo remoldado - w=51,39 % (0,9 wL)
O solo remoldado apresentou a microestrutura mostrada nas Figuras 4.12 e 4.15.
Analisando-se estas fotografias, são observados os seguintes aspectos:
. As agregações de partículas argilosas foram quebradas. Os contornos arredondados
dos grumos (microagregados) e dos conectores, bem delineados no solo intacto, não
existem mais;
. Não se consegue discernir grãos de quartzo e partículas lamelares de mica ou caulinita.
A massa observada apresenta-se amorfa e com textura mais fina que o solo natural. A
caulinita, a mica e os grãos de quartzo encontram-se recobertos pelos óxidos e
hidróxidos de ferro e alumínio;
. Percebe-se a presença de microfissuras associadas à retração por secagem ocorrida
durante a preparação da amostra, conforme procedimentos descritos no Anexo I;
. Houve mudança acentuada no tamanho e na distribuição dos poros. Os poros
apresentam-se mais uniformes em relação às suas dimensões;
. A remoldagem aumenta a espessura da camada de água adsorvida, aumenta as forças
repulsivas interpartículas e gera um arranjo mais disperso das partículas. A quebra das
97
ligações cimentantes associadas aos sesquióxidos de ferro e alumínio por imposição de
esforços mecânicos de amassamento e homogeneização aumenta o teor de finos.
Dependendo da resistência das agregações, a quebra das cimentações pode não ser
completa. O aumento do teor de umidade e a diminuição das forças atrativas facilita a
movimentação e a reorientação das partículas.
4.9.1.1.3 – Solo pré-tratado com solução de hexametafosfato de sódio 0,1N
No solo de 1m de profundidade pré-tratado com solução 0,1N (Figuras 4.12 e
4.16) pode-se observar que:
. O efeito de quebra das cimentações se manifesta de forma mais intensa no solo pré-
tratado com solução 0,1N de hexametafosfato de sódio do que em solo remoldado;
. Existem vazios de tamanhos variados, alguns com grandes dimensões, da ordem de
300 m (macroporos);
. Não é possível discernir partículas e grãos de maiores dimensões (quartzo e mica) de
forma individualizada. Estes constituintes apresentam-se recobertos por uma massa
amorfa constituída por agregações de partículas argilosas, aspecto também observado
nas fotografias do solo intacto e do solo remoldado;
. Não se consegue observar com nitidez uma tendência de orientação preferencial de
partículas;
. Percebe-se a presença de microfissuras associadas à retração por secagem ocorrida
durante a preparação da amostra, conforme procedimentos descritos no Anexo I.
4.9.1.2 – Caracterização microestrutural do solo de 5m de profundidade
4.9.1.2.1 – Solo intacto (Futai, 2002)
A microestrutura do solo de 5m (Figuras 4.13 e 4.17), diferentemente da do solo
de 1m, permite a visualização dos minerais e do arranjo estrutural das partículas (Futai,
2002). As placas de caulinita, mica e demais minerais apresentam-se intemperizadas,
encaixadas e empilhadas, formando um conjunto intertravado fisicamente e sem a
presença de cimentação por óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio.
98
4.9.1.2.2 - Solo remoldado - w=41,3 % (wL)
Os resultados expressos nas Figuras 4.13 e 4.18 demonstram que:
. Diferentemente do solo de 1m de profundidade, as fotografias de MEV de solo
remoldado de 5m revelam a presença de partículas lamelares de caulinita e grãos de
quartzo. Na forma intacta, as partículas de caulinita apresentam-se associadas, formando
empilhamentos. Na forma remoldada, estes empilhamentos são parcialmente destruídos;
. No solo intacto existem vazios de tamanhos variados, indo desde dimensões muito
pequenas até dimensões mais expressivas. Na Figura 4.17, pode-se observar vazios da
ordem de 50 mícrons. No solo remoldado o tamanho dos vazios é reduzido, tendendo a
uma uniformização para dimensões menores;
. Pode-se observar uma reorientação das partículas em relação a solo intacto;
. Diferentemente do solo de 1m de profundidade, não existe quebra de cimentações (por
óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio) no estado remoldado, porque o solo de 5m não
apresenta cimentações no estado intacto.
4.9.1.2.3 – Solo pré-tratado com solução de hexametafosfato de sódio 0,1N
Conforme se observa nas Figuras 4.13 e 4.19, o tratamento do solo com a
referida solução resultou em rearranjo de partículas e grãos, mudanças no tamanho e
distribuição dos vazios, quebra parcial dos empilhamentos e um aspecto geral mais
compacto, em relação a solo intacto. Vazios de maiores dimensões podem continuar
existindo.
99
5 - Ensaios de Adensamento Edométrico e Permeabilidade
5.1 – Ensaios de adensamento edométrico
5.1.1 – Introdução
Foram realizados ensaios edométricos convencionais em solos inundados com
diferentes estruturas: intacta, remoldada e percolada com soluções de hexametafosfato
de sódio nas concentrações 0,001N, 0,01N, 0,1N e 1N, preparadas conforme
procedimentos descritos no Anexo I.
O objetivo principal dos ensaios foi a determinação das características de
compressibilidade (comportamento tensão-deformação e parâmetros) e a investigação
da influência das interações físico-químicas no comportamento mecânico. De forma
complementar, foi estudado também a influência do índice de vazios inicial no
comportamento do solo, e para isto foi necessária a repetição de alguns ensaios.
As interações físico-químicas resultam em efeitos de estrutura que foram
avaliados pela comparação das curvas de compressão edométrica correspondentes à
condição natural (intacta) com as curvas correspondentes às condições remoldada (em
0,9 wL para solo de 1m e em wL para solo de 5m) e percolada com soluções de
hexametafosfato de sódio.
As amostras eram inundadas com água destilada ou soluções de hexametafosfato
de sódio após a estabilização dos recalques correspondentes ao estágio de 3,125 kPa
(carga de assentamento). Os incrementos de estágios de carga mantiveram a razão
v/ v=1, onde v=incremento de tensão total e v=tensão total do estágio anterior.
Nos ensaios com soluções de hexametafosfato de sódio, após a estabilização das
deformações correspondentes à inundação, as amostras eram percoladas com um
volume de solução igual a duas vezes o volume de vazios das mesmas.
As tensões adotadas iniciaram em 3,125 kPa e variaram até 1600 kPa. A partir
do último estágio de carregamento (1600 kPa) foram realizados os seguintes estágios de
descarregamento: 400 kPa, 100 kPa, 25 kPa, 6 kPa e 3,125 kPa. O tempo de duração de
cada estágio foi o suficiente para proporcionar a estabilização das deformações.
100
Foram feitas medições de permeabilidade com carga variável no final dos
estágios de 12,5 kPa, 50 kPa, 200 kPa e 1600 kPa.
Os materiais e métodos empregados na realização dos ensaios encontram-se
descritos no item II.1 do Anexo II.
5.1.2 – Apresentação e análise de resultados, solo de 1m de profundidade
Os índices físicos dos corpos de prova referentes ao solo de 1m de profundidade
podem ser vistos na Tabela 5.1.
Tabela 5.1 – Índices físicos dos corpos de prova referentes ao solo de 1m de
profundidade
ensaio eo d (kN/m3)
nat (kN/m3)
wo (%)
So (%)
intacto-1m-água 1,618 10,00 13,21 32,03 51,84
0,987 13,26 16,66 25,61 68,38 intacto-1m-0,001 N 1,681 9,83 13,52 37,60 58,93
1,120 12,43 15,49 24,65 57,96
1,311 11,40 15,85 38,95 78,31
intacto-1m-0,01 N
1,501 10,47 14,66 40,00 69,77
intacto-1m-0,1 N 1,709 9,67 12,75 31,89 48,88
intacto-1m-1 N 1,464 10,63 15,41 45,00 80,52
solo remoldado-1m 1,380 11,07 16,64 50,26 96,00
Analisando os índices físicos dos corpos de prova intactos de 1m, observa-se
uma grande variação no índice de vazios inicial (0,987 a 1,709), no peso específico
natural (12,75 a 16,66 kN/m3), no teor de umidade inicial (24,65 a 45,00%) e no grau de
saturação (48,88 a 80,52%). O solo de 1m, apesar de sua macroestrutura homogênea, é
bastante heterogêneo em relação aos índices físicos. A grande variação no índice de
vazios inicial é devida às heterogeneidades naturais típicas dos solos residuais. As
diferenças no teor de umidade e grau de saturação estão relacionadas com as condições
de armazenamento e tempo após a amostragem, podendo ocorrer perda ou ganho de
umidade na câmara úmida e na ante-câmara (durante os trabalhos de moldagem).
Possíveis ressecamentos provocam retração, diminuindo o índice de vazios e
aumentando o peso específico.
101
Outro aspecto que chama a atenção é a elevada porosidade de alguns corpos de
prova, atingindo valor de cerca de 63%. A elevada porosidade é uma característica
típica deste solo, e é decorrente dos processos de lixiviação. A estrutura porosa assim
formada somente consegue se manter estável pela presença de cimentação, conferida
pelos óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio. Esta cimentação faz com que algumas
amostras possam apresentar índices de vazios iniciais superiores ao índice de vazios no
limite de liquidez (ewL=1,50), como se pode observar na Tabela 5.1, nas amostras
referentes aos ensaios: intacto-1m-água, intacto-1m-0,001N e intacto-1m-0,1N.
Os resultados dos ensaios edométricos com solo de 1m de profundidade, nas
formas (e x log ´v) e ( v x log ´v), podem ser vistos na Figura 5.1.
102
0,2
0,4
0,6
0,8
1,0
1,2
1,4
1,6
1,81 10 100 1000 10000
tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )ín
dice
de
vazi
os, e
água-eo=1,6180,001 N-eo=1,6810,01 N-eo=1,5010,1 N-eo=1,7091N-eo=1,464 remoldado-eo=1,380
(a)
0
10
20
30
40
50
60
1 10 100 1000 10000
tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )
defo
rmaç
ão v
olum
étric
a e
spec
ífica
, v (
% )
(b)
Figura 5.1 – Curvas de compressão edométrica, solo de 1m de profundidade (a) Resultados na forma (e x log ´v) (b) Resultados na forma ( v x log ´v)
103
5.1.2.1 - Curvas (e x log ´v) – Figura 5.1-a
A curva de compressão edométrica do solo intacto de 1m é bem definida, isto é,
o nível de tensões verticais utilizado no ensaio foi suficiente para caracterizar
adequadamente o trecho virgem, e o ponto de escoamento pode ser identificado com
facilidade. Existe um trecho inicial, em que o solo exibe um comportamento rígido, com
variação muito pequena do índice de vazios com a tensão vertical efetiva, como
conseqüência das ligações interpartículas oriundas principalmente da cimentação
conferida pelo processo de laterização. Em seguida, pode-se identificar com clareza
uma tensão (tensão de escoamento) a partir da qual ocorre uma mudança acentuada no
gradiente da curva, e o solo exibe grandes deformações plásticas com o aumento das
tensões verticais. Um aspecto importante é que o trecho virgem não se apresenta
retilíneo, exibe uma forma côncava para cima, sendo este fato indicativo de uma boa
qualidade da amostra (Martins e Lacerda, 1994) e também de estruturação por
cimentações (Leroueil e Vaughan, 1990).
A curva (e x log ´v) do solo intacto de 1m posiciona-se acima da curva
correspondente a solo remoldado, demonstrando comportamento compatível com o
modelo proposto por Vargas (1953) e Vaughan (1988 e 1992), significando a existência
de forças de ligação interpartículas oriundas principalmente de cimentação, que
conferem ao solo componentes de resistência e rigidez, tornando possível suportar sua
estrutura porosa (vazios maiores que no limite de liquidez).
A interação do solo de 1m com as soluções de hexametafosfato de sódio ou a
remoldagem do solo provocam mudanças estruturais que alteram a conformação
geométrica das curvas, em relação à curva do solo intacto: o trecho de maior curvatura
fica menos acentuado e o trecho virgem fica mais “retificado”. Para solo com solução
0,1 N estes efeitos se acentuam, com redução significativa do trecho de recompressão e
deformações de grande magnitude imediatamente após o escoamento.
Para tensões verticais superiores a 1600 kPa, as curvas de compressão tendem a
ser, de modo geral, convergentes. As solicitações de compressão edométrica para este
solo resultam em quebra de cimentações, mudanças no arranjo das partículas, no
tamanho e distribuição dos poros, nas forças interpartículas, todos estes fatores
concorrendo para que a estrutura do solo intacto seja modificada para uma condição
similar à remoldada, independentemente da condição inicial de cada ensaio. Futai
(2002) realizou ensaios de porosimetria após o ensaio edométrico, em amostras de 1m
104
nas condições intacta, remoldada nos mesmos índices físicos naturais e remoldada em
1,2 wL. Foi constatado que a compressão reduz os poros maiores e mantém inalterados
os poros menores, tendendo no final do ensaio para uma mesma distribuição. A
convergência das curvas reflete o rearranjo das partículas e dos poros, estes últimos
tendendo a se igualar independentemente das condições iniciais das amostras.
Observando-se o trecho inicial das curvas de compressão representadas na
Figura 5.1-a percebe-se que a grande variação nos índices de vazios iniciais das
amostras dificulta a comparação dos resultados. Em conseqüência, algumas análises que
envolvem comparações serão feitas somente a partir das curvas ( v x log ´v).
5.1.2.2 - Curvas ( v x log ´v) – Figura 5.1-b
As curvas de compressão se posicionaram da seguinte maneira: até 200 kPa tem-
se a curva do solo intacto em posição superior, em seguida as curvas referentes a solo
com soluções e solo remoldado, em seguida, em posição mais inferior e bastante
distanciada das demais, a curva referente a solo com solução 0,1N. A partir de 200 kPa,
ocorreu uma maior individualização da curva referente a solo com solução 0,001N, que
se manteve numa posição intermediária entre o solo com solução 0,1N (posição mais
inferior) e as demais curvas, que são próximas e ocupam posições superiores. As curvas
não convergiram para maiores níveis de tensões.
O solo intacto e o solo remoldado não apresentaram variações de deformação ao
serem inundados. O solo ensaiado com soluções, após a inundação e percolação,
apresentou variações de deformação crescentes com a concentração, para as
concentrações de 0,001N, 0,01N e 0,1N. Para a amostra ensaiada com solução 1N, a
variação de deformação foi intermediária em relação aos valores obtidos nos ensaios
com soluções 0,001N e 0,01N. Os valores de deformação associadas à inundação e à
percolação podem ser vistos na Tabela II.3, Anexo II.
A deformação do solo intacto no final da etapa de carregamento foi maior que a
do solo remoldado. Este comportamento é diferente do constatado por Souza Neto
(1998), que também ensaiou solos residuais maduros remoldados em 1,2wL, tendo
obtido deformações para solo intacto (no final do carregamento) menores que as
correspondentes ao solo remoldado. Futai (2002) obteve deformações no final da etapa
de carregamento da ordem de 32% para solo intacto e da ordem de 45% para solo
105
remoldado em 1,2 wL, e estes resultados também são diferentes em relação aos obtidos
na presente dissertação.
Para solo com soluções de hexametafosfato de sódio, houve tendência de
aumento da deformabilidade quando a concentração variou de zero (solo intacto
inundado com água) a 0,1N. Esta tendência se inverteu quando a concentração variou de
0,1N a 1N.
O solo remoldado de 1m apresentou deformações maiores que o solo intacto até
200 kPa, e a partir daí esta tendência se inverteu. No descarregamento, as expansões
apresentadas foram próximas: solo remoldado com expansão de 2,56% e solo intacto
com expansão de 2,41%, para tensões verticais variando de 1600 kPa (final do
carregamento) até 3,125 kPa (final do descarregamento), conforme Figura 5.1-b e
Tabela II.3 do Anexo II.
No estágio de 3,125 kPa e nas etapas de inundação e percolação, as maiores
deformações foram apresentadas pelo solo com solução 1N. A partir do estágio de 6,25
kPa as maiores deformações foram as correspondentes ao solo com solução 0,1N.
Até 100 kPa, as deformações para solo com soluções 0,001N, 0,01N e 1N foram
próximas. A partir de 100 kPa, as deformações para solo com solução 0,001N foram
maiores que as outras duas situações.
5.1.2.3 – Influência do índice de vazios inicial
A análise dos resultados dos ensaios edométricos é muito afetada pelo índice de
vazios inicial dos corpos de prova. O índice de vazios dos solos residuais varia muito, e
este fato foi confirmado para os corpos de prova utilizados na presente dissertação.
As heterogeneidades dos corpos de prova (composição mineralógica,
granulometria, descontinuidades, forma das partículas, microestrutura, etc), podem ser
avaliadas indiretamente pelos índices de vazios.
Na Figura 5.2 estão apresentados resultados de ensaios edométricos com solo de
1m de profundidade. Nesta figura, pode-se observar que quando os resultados estão na
forma (e x log ´v), as diferenças nos índices de vazios iniciais causam variações
consideráveis no trecho de recompressão, dificultando a comparação de resultados. A
representação na forma ( v x log ´v) reduz as diferenças nos trechos anteriores ao
escoamento, porém as diferenças persistem após o escoamento, e as curvas se mostram
divergentes, não conduzindo a uma normalização satisfatória.
106
1 10 100 1000 10000
0.2
0.4
0.6
0.8
1
1.2
1.4
1.6
1.8
índi
ce d
e va
zios
, e0,001N-eo=0,987
0,001N-eo=1,681
1 10 100 1000 10000tensão vertical efetiva, 'v (kPa)
45
40
35
30
25
20
15
10
5
0
-5
defo
rm. v
olum
étric
a es
pecí
fica,
v
(%) 1 10 100 1000 10000
0.2
0.4
0.6
0.8
1
1.2
1.4
1.60,01N-eo=1,120
0,01N-eo=1,311
0,01N-eo=1,501
1 10 100 1000 10000tensão vertical efetiva, 'v (kPa)
45
40
35
30
25
20
15
10
5
0
-5
(a)
(b) (d)
(c)
Figura 5.2 – Curvas (e x log ´v) e ( v x log ´v), solo de 1m de profundidade com
soluções 0,001N e 0,01N
5.1.3 – Apresentação e análise de resultados, solo de 5m de profundidade
Na Tabela 5.2 são apresentados os índices físicos dos corpos de prova referentes
ao solo de 5m de profundidade, tendo sido incluídos os índices físicos de amostra
intacta ensaiada por Futai (2002).
107
Tabela 5.2 – Índices físicos dos corpos de prova referentes ao solo de 5m de
profundidade
ensaio eo d (kN/m3)
nat (kN/m3)
wo (%)
So (%)
intacto-5m-água (Futai, 2002) 0,900 13,87 17,37 25,28 73,98
0,774 15,08 18,91 25,37 87,71 intacto-5m-0,001 N 0,914 13,98 17,89 28,00 81,92
0,979 13,52 18,47 36,62 100,00 intacto-5m-0,01 N 0,998 13,39 17,11 27,82 74,57
intacto-5m-0,1 N 0,935 13,83 16,23 17,40 49,82
intacto-5m-1 N 0,919 13,94 16,36 17,40 50,63
solo remoldado-5m 1,221 12,05 16,98 40,98 89,79
Para o solo intacto de 5m, as variações nos índices de vazios iniciais (0,774 a
0,998) e no peso específico natural (16,23 a 18,91 kN/m3) foram menores em
comparação com o solo de 1m de profundidade. As maiores variações ocorreram no teor
de umidade inicial (17,4 a 36,62%) e no grau de saturação (49,82 a 100%).
Os resultados dos ensaios edométricos com solo de 5m de profundidade, nas
formas (e x log ´v) e ( v x log ´v), podem ser vistos na Figura 5.3.
108
0,3
0,4
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
1,1
1,2
1,31 10 100 1000 10000
tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )ín
dice
de
vazi
os, e
água-eo=0,9000,001 N-eo=0,9140,01 N-eo=0,9790,01 N-eo=0,9980,1 N-eo=0,9341N-eo=0,919 remoldado-eo=1,221
(a)
-10
-5
0
5
10
15
20
25
30
35
1 10 100 1000 10000
tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )
defo
rmaç
ão v
olum
étric
a es
pecí
fica,
v
( % )
(b)
Figura 5.3 – Curvas de compressão edométrica, solo de 5m de profundidade
(a) Resultados na forma (e x log ´v) (b) Resultados na forma ( v x log ´v)
109
5.1.3.1 - Curvas (e x log ´v) – Figura 5.3-a
A curva de compressão edométrica do solo intacto de 5m não ficou muito bem
definida. Grande parte das deformações de campo se desenvolve elasticamente e é
necessário elevado nível de tensões para definir bem a curva de compressão (Futai,
2002). O trecho virgem é retilíneo, porque não existe influência de cimentações por
sesquióxidos de ferro e alumínio no comportamento deste solo.
O comportamento demonstrado pelas curvas de compressão de 5m é bastante
diferente do apresentado pelo solo de 1m. Para solo de 5m, a curva do solo remoldado
no limite de liquidez posiciona-se acima e afastada das demais curvas (solo com solução
e solo intacto). As curvas correspondentes a solo com solução posicionam-se próximas
umas da outras formando uma “faixa” entre o solo remoldado (posição mais superior) e
o solo intacto (posição mais inferior). A comparação das curvas neste caso não reflete
os efeitos de estrutura. A análise das curvas de compressão demonstra um
comportamento comandado pelo índice de vazios inicial, não seguindo o modelo
proposto por Vargas (1953) e Vaughan (1988 e 1992), segundo o qual o solo intacto
existe em índices de vazios maiores que os possíveis para o solo remoldado, para um
mesmo nível de tensão.
Futai (2002) realizou ensaios edométricos com o solo intacto de 5m e o solo
compactado nos mesmos índices físicos naturais (e, w e ). O solo remoldado exibiu
comportamento mais compressível, evidenciando que além do índice de vazios, a
estrutura também é um fator que também exerce grande influência no comportamento
deste solo. Souza Neto (1998) e Futai (2002) também obtiveram curvas de compressão
do solo residual jovem remoldado em 1,2 wL acima da curva de solo intacto.
Para tensões verticais superiores a 1600 kPa, as curvas de compressão das várias
amostras ensaiadas são, de modo geral, convergentes. Para o solo intacto, esta
convergência significa que as mudanças estruturais provocadas pela compressão
edométrica resultaram em quebra gradual dos intertravamentos existentes entre os
minerais constituintes (placas de caulinita, mica e demais minerais) e visualizados nas
micrografias apresentadas no Capítulo 4, com conseqüente rearranjo de partículas e
poros. Quando as tensões verticais atingem valores elevados, a estrutura resultante
torna-se similar à estrutura do solo remoldado. No caso do solo ensaiado com soluções,
os efeitos das solicitações de compressão se somam aos efeitos das interações físico-
químicas entre o esqueleto sólido e o fluido intersticial, e no final do processo de
110
adensamento (tensões elevadas) a estrutura também se modifica para uma condição
semelhante à estrutura do solo remoldado.
Existem grandes variações nos trechos iniciais das curvas de compressão,
associadas às diferenças nos índices de vazios iniciais e resultantes da heterogeneidade
das amostras, e isto dificulta a comparação de resultados. Esta dificuldade também foi
registrada por outros autores, tais como Futai (2002), Souza Neto (1998) e Silveira
(1993). A utilização de deformação volumétrica reduz as diferenças nos trechos iniciais,
conduzindo a uma normalização. Nos trechos de compressão virgem as diferenças
persistem, e as curvas são divergentes. Cabe a ressalva de que a normalização só é
válida para solos de mesma gênese.
De forma complementar, foi estudada uma proposta de normalização de
resultados (Figura 5.4) utilizando-se deformação volumétrica e substituindo-se o índice
de vazios inicial pelo índice de vazios após as etapas de inundação e percolação,
conforme equação abaixo:
*
**
ve1ee
onde:
v* = deformação volumétrica normalizada
e* = índice de vazios após as etapas de inundação e percolação
e = índice de vazios no final de um determinado estágio de carregamento
111
0
5
10
15
20
25
30
35
1 10 100 1000 10000
tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )de
form
vol
umét
rica
espe
cífic
a no
rmal
izad
a,
v* ( %
)
água-eo=0,9000,001 N-eo=0,9140,01 N-e=0,9790,01 N-eo=0,9980,1 N-eo=0,9341N-eo=0,919remoldado-eo=1,221
Figura 5.4 – Proposta de normalização dos resultados dos ensaios de compressão
edométrica, solo de 5m de profundidade
Nas curvas de compressão representadas na Figura 5.4 reduziu-se a influência do
índice de vazios inicial e das expansões associadas às etapas de inundação e percolação,
permitindo uma melhor interpretação dos resultados.
5.1.3.2 - Curvas ( v x log ´v) – Figura 5.3-b
As curvas ( v x log ´v) se posicionaram da seguinte maneira: as curvas
referentes a solo com soluções foram próximas umas das outras e ocuparam posição
superior, em seguida e abaixo, existe a curva correspondente a solo remoldado, em
seguida e abaixo existe a curva de solo intacto. A posição mais inferior foi ocupada pelo
solo intacto até cerca de 150 kPa, e a partir deste valor foi ocupada pelo solo remoldado.
As curvas não foram convergentes para maiores níveis de tensões.
A deformação do solo intacto de 5m de profundidade no final do estágio de 1600
kPa (28%) foi inferior à deformação do solo intacto de 1m (37%) para o mesmo nível de
tensão, e este resultado é esperado, pois este primeiro encontra-se menos intemperizado,
112
e conseqüentemente menos poroso e menos deformável. Os valores de deformação
podem ser vistos na Tabela II.2, Anexo II.
O solo remoldado apresentou menores deformações que o solo intacto-inundado
até cerca de 150 kPa, e a partir daí esta tendência se inverteu até 1600 kPa. No
descarregamento, as expansões apresentadas pelos solos remoldado e intacto foram bem
diferentes. O solo remoldado apresentou expansão de 11,06% e o solo intacto
apresentou expansão de 6,17%, para tensões verticais variando de 1600 kPa até 3,125
kPa (Tabela II.2, Anexo II).
Os ensaios com soluções apresentaram maiores variações de deformações
volumétricas entre o final do estágio de 1600 kPa e o final do descarregamento (3,125
kPa), comparando-se com as correspondentes variações apresentadas pelos solos intacto
e remoldado.
A expansão associada ao descarregamento nos solos saprolíticos parece ser um
processo puramente mecânico, resultante de um comportamento elástico (Sowers, 1963
e Moura e Garcia, 1985). Quando o solo é carregado, as partículas de mica e caulinita
presentes na fração silte são comprimidas e forçadas a permanecer em determinadas
posições, e quando o carregamento é aliviado estas partículas tendem a retornar às
posições ocupadas antes da compressão. Nogami (1983), apud Moura e Garcia (1985),
observou este comportamento em solos saprolíticos siltosos contendo quantidades
expressivas de caulinita na fração silte. O solo de 5m de profundidade contém cerca de
70% de caulinita na fração silte, conforme dados de Futai (2002), enquadrando-se no
tipo de solo pesquisado por Nogami (1983).
As diferenças na magnitude das variações volumétricas associadas ao
descarregamento para uma mesma faixa de variação de tensões verticais são resultantes
das interações físico-químicas entre o esqueleto sólido e o fluido intersticial, e são
provocadas por mudanças na estrutura. Estes efeitos se acentuam para solo remoldado e
solo com soluções, que apresentaram maior expansão durante o descarregamento.
A deformação do solo remoldado no final do estágio de 1600 kPa (31%) foi
maior que a do solo intacto (28%), conforme dados da Tabela II.2, Anexo II e Figura
5.3-b. Este comportamento foi semelhante ao obtido por Souza Neto (1998) para solos
saprolíticos remoldados em 1,2 wL (Encosta Espinhaço da Gata, Pernambuco) e
semelhante ao obtido por Futai (2002) para solo saprolítico remoldado em 1,2 wL (solo
Ouro Preto-MG, coletado próximo ao local da presente dissertação).
113
5.1.3.3 – Influência do índice de vazios inicial
Os comentários feitos no item 5.1.2.3 com relação à influência das diferenças
nos índices de vazios iniciais do solo de 1m de profundidade nas curvas de compressão,
quando se pretende comparar resultados de ensaios, também são válidos para o solo de
5m de profundidade. Na Figura 5.5 são apresentados resultados de ensaios com
soluções, nas formas (e x log ´v) e ( v x log ´v). Observa-se visualmente que o
comportamento do solo é fortemente influenciado pelo índice de vazios inicial, e que as
expansões nas etapas de inundação e percolação acentuam estas diferenças no trecho de
recompressão, dificultando a comparação de resultados. As curvas de compressão,
quando representadas na forma ( v x log ´v), mostraram-se divergentes para tensões
mais elevadas, não constituindo uma proposta eficiente de normalização.
1 10 100 1000 10000
0.3
0.4
0.5
0.6
0.7
0.8
0.9
1
índi
ce d
e va
zios
, e
0,001N-eo=0,774
0,001N-eo=0,914
1 10 100 1000 10000tensão vertical efetiva, 'v (kPa)
25
20
15
10
5
0
-5
defo
rm. v
olum
étric
a es
pecí
fica,
v
(%) 1 10 100 1000 10000
0.2
0.4
0.6
0.8
1
1.20,01N-eo=0,979
0,01N-eo=0,998
1 10 100 1000 10000tensão vertical efetiva, 'v (kPa)
30
25
20
15
10
5
0
-5
(a)
(b) (d)
(c)
Figura 5.5 – Curvas (e x log ´v) e ( v x log ´v), solo de 5m de profundidade com
soluções 0,001N e 0,01N
114
5.1.3.4 - Expansão livre
O solo intacto de 5m não expande ao ser inundado com água durante a execução
do ensaio edométrico. Entretanto, o solo intacto, inundado e percolado com soluções de
hexametafosfato de sódio, em diferentes concentrações, apresentou expansibilidade, e
os valores de deformação volumétrica podem ser vistos na Tabela II.3, Anexo II. A
inundação foi realizada após a aplicação de uma carga de assentamento (3,125 kPa) e
estabilização das deformações correspondentes. Na Figura 5.6 é mostrado um detalhe
que permite visualizar melhor esta expansão e na Figura 5.7 é apresentada a variação da
diferença de deformação volumétrica (entre o final da inundação e percolação e o final
do estágio de 3,125 kPa) em função da concentração das soluções utilizadas.
-6
-5
-4
-3
-2
-1
0
1
2
1 10 100tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )
defo
rmaç
ão v
olum
étric
a es
pecí
fica
( %
)
0,001 N-eo=0,7740,001 N-eo=0,9140,01 N-e=0,9790,01 N-eo=0,9980,1 N-eo=0,9341N-eo=0,919
Figura 5.6 – Detalhe das curvas ( v x log ´v) nas etapas de inundação e percolação,
solo de 5m de profundidade, ensaios com soluções de hexametafosfato de
sódio
115
-6
-5
-4
-3
-2
-1
00,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2
concentração em hexametafosfato de sódio (N)
dife
renç
a de
def
orm
ação
vol
umét
rica
(%)
solo de 5m 0,1 N
1 N
água
0,001 N
0,01 N
Figura 5.7 – Variação da diferença de deformação volumétrica (entre o final das etapas
de inundação e percolação e o final do estágio de 3,125 kPa) com a
concentração das soluções
A diferença de deformação volumétrica entre o final das etapas de inundação e
percolação e o final do estágio de 3,125 kPa aumenta com a concentração, para
concentrações 0N, 0,001N, 0,01N e 0,1N, e diminui com a concentração, para a faixa de
0,1N a 1N. A expansão associada à inundação não é devida à presença de argilominerais
expansivos, e sim a mudanças estruturais e ruptura de ligações que inibem a expansão
no estado intacto não saturado (Mitchell, 1976). Sowers (1963) explica que alguns siltes
arenosos (solos saprolíticos) podem apresentar expansões por inundação com água, e
em alguns casos a magnitude destas variações volumétricas se assemelha à de argilas
muito plásticas, apesar dos valores de plasticidade destes solos não serem tão elevados.
Segundo este autor, a microestrutura dos solos saprolíticos é caracterizada por um
esqueleto de quartzo e mica preenchido com partículas de caulinita. Quando a caulinita
é formada a partir da alteração do feldspato, esta tende a ocupar um volume maior,
ficando comprimida dentro do esqueleto. A inundação reduz a sucção, permitindo que o
arcabouço de quartzo e mica retorne a arranjos anteriores. No caso de inundação com
soluções, as interações físico-químicas resultam em mudanças estruturais e quebra de
ligações interpartículas oriundas do intertravamento físico entre os minerais
constituintes, ocorrendo expansões significativas. O comportamento do solo nos ensaios
com soluções foi bastante influenciado pelas expansões, que fazem com que as curvas
116
de compressão edométrica se distanciem umas em relação às outras na etapa de
inundação e se posicionem acima da curva referente a solo intacto, mantendo suas
posições relativas e não apresentando cruzamentos até se alcançar tensões da ordem de
1600 kPa. Para tensões superiores a 1600 kPa, existe tendência de convergência das
várias curvas, independente da condição particular de cada ensaio.
Souza Neto (1998) observou expansões da ordem de 6,4% e 3,58% na etapa de
inundação com água em ensaios edométricos utilizando solo residual jovem (Encosta
Espinhaço da Gata, Pernambuco), remoldado nos mesmos índices físicos naturais.
Segundo este autor, as expansões não foram relacionadas com a presença de
argilominerais expansivos. As amostras foram compactadas para se obter os índices
físicos desejados, e as partículas lamelares eram obrigadas a permanecer em
determinadas posições pela sucção. Quando a sucção foi anulada, as partículas tenderam
a retornar às posições originais.
5.1.4 – Parâmetros obtidos
Os parâmetros determinados foram: tensão de escoamento edométrica ( ´vy),
índice de compressão (Cc), índice de expansão (Cs), índice de recompressão (Cr),
coeficiente de variação volumétrica (mv) e coeficiente de adensamento (Cv).
Este item abordará os 4 primeiros parâmetros, sendo os demais analisados em
itens específicos mencionados posteriormente.
Conforme sugestão de Vaughan (1985), é necessário que os resultados dos
ensaios de compressão sejam representados utilizando-se escalas diferentes das
convencionais (semilogarítmicas) para uma melhor identificação do ponto de
escoamento sob condições edométricas. Este procedimento permite observar a mudança
no comportamento tensão-deformação do solo, que é expressa através de
descontinuidade, diminuição da rigidez e aumento acentuado das deformações. Com
este objetivo, foram traçadas as curvas dos ensaios de 1 e 5m nas escalas convencionais
(semilogarítmicas) e nas escalas sugeridas por Vaughan (1985) (escala aritmética e
escala bilogarítmica).
A Figura 5.8 ilustra as diferentes maneiras de representação dos resultados dos
ensaios edométricos para os solos intactos de 1 e 5m de profundidade. Na Figura 5.8 (a),
(b) e (c) os resultados estão na forma ( v x log ´v), ( v x ´v), (log v x log ´v),
respectivamente.
117
Houve dificuldade na determinação da tensão de escoamento para o solo de 5m
de profundidade, uma vez que as curvas apresentaram-se mal definidas porque os níveis
de tensão utilizados no ensaio não foram suficientes para caracterizar adequadamente o
escoamento e a curva de compressão. Esta dificuldade ocorreu em todas as escalas
utilizadas. A Tabela 5.4 apresenta os parâmetros de compressibilidade obtidos, tendo
sido incluídos os índices de vazios iniciais. A tensão de escoamento apresentada foi
determinada pelo método de Pacheco Silva na escala semi-logarítmica. Os valores
obtidos através de outras escalas alternativas mostraram-se menos representativos ou de
difícil obtenção.
Quando os resultados de solo remoldado de 1 e 5m de profundidade foram
representados na forma convencional (escala semi-logarítmica) foram obtidos pontos
que sugeriram um possível escoamento. Entretanto, o traçado das curvas nas escalas
alternativas (aritmética e bi-logarítmica) demonstrou claramente não existir uma
mudança brusca no comportamento tensão-deformação do solo, envolvendo diminuição
acentuada de rigidez, significando a não existência de uma tensão de escoamento, como
se pode observar a partir da Figura 5.9 (a), (b) e (c).
A utilização das escalas alternativas sugeridas por Vaughan (1985) para o solo
de 1m de profundidade confirmou a existência de escoamento para o solo nas diversas
condições ensaiadas, exceto na condição remoldada. Os resultados nem sempre foram
próximos aos obtidos pelo método de Pacheco Silva, tendo-se optado por apresentar
apenas estes últimos.
118
0
5
10
15
20
25
30
35
40
45
1 10 100 1000 10000tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )
defo
rmaç
ão v
olum
étric
a es
pecí
fica
( %
)1m-eo=1,6185m-eo=0,900
(a)
0
5
10
15
20
25
30
35
40
45
0 500 1000 1500 2000tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )
defo
rmaç
ão v
olum
étric
a es
pecí
fica
(%)
1m-eo=1,6185m-eo=0,900
(b)
0,1
1,0
10,0
100,0
1 10 100 1000 10000tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )
defo
rmaç
ão v
olum
étric
a es
pecí
fica
( %) 1m-eo=1,618
5m-eo=0,900(c)
Figura 5.8 – Diferentes formas de representação dos resultados dos ensaios edométricos,
solos intactos de 1 e 5m de profundidade
119
0
5
10
15
20
25
30
35
1 10 100 1000 10000
tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )
defo
rmaç
ão v
olum
étric
a es
pecí
fica
(%) 1m-eo=1,380
5m-eo=1,221(a)
0
5
10
15
20
25
30
35
0 500 1000 1500 2000
tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )
defo
rmaç
ão v
olum
étric
a es
pecí
fica
(%) 1m-eo=1,380
5m-eo=1,221(b)
0,1
1,0
10,0
100,0
1 10 100 1000 10000
tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )
defo
rmaç
ão v
olum
étric
a es
pecí
fica
(%) 1m-eo=1,380
5m-eo=1,221(c)
Figura 5.9 – Diferentes formas de representação dos resultados dos ensaios edométricos,
solos remoldados de 1 e 5m de profundidade
120
Tabela 5.4 – Parâmetros de compressão edométrica e índices de vazios iniciais, solos de
1 e 5m de profundidade
prof. (m)
condição
solo
fluido poros
´vy (kPa)
Cc
Cs
Cr
eo
água 33 0,51 0,02 0,02 1,618
0,001 N 19 0,47 0,03 0,09 1,681
0,01 N 15 0,34 0,03 0,15 1,501
0,1 N 5 0,29 0,03 0,34 1,709
intacto
1 N 9 0,29 0,04 0,05 1,464
1
remoldado água - 0,29 0,02 - 1,380
água (Futai, 2002) 400 0,30 0,04 0,12 0,900
0,001 N 200 0,35 0,07 0,09 0,914
0,01 N 180 0,35 0,10 0,10 0,979
0,1 N 150 0,36 0,12 0,10 0,935
intacto
1 N 250 0,36 0,10 0,09 0,919
5
remoldado água - 0,39 0,09 - 1,221
5.1.4.1 – Parâmetros obtidos para solo de 1m de profundidade
Não existem estudos geológicos que indiquem que o solo intacto tenha sofrido,
após a formação, o efeito de sobreposição de camadas sedimentares, sendo submetido a
pressões de terra maiores que as atuais ou o efeito de remoção de camadas por
processos erosivos. A tensão de escoamento obtida para o solo intacto não tem o
significado físico de corresponder à máxima tensão a que o solo já esteve submetido nas
suas condições naturais. Sendo assim, está relacionada com as ligações interpartículas
desenvolvidas pelo intemperismo e pedogênese ou herdadas da rocha de origem, e não
com a história de tensões, como ocorre nas argilas sedimentares pré-adensadas.
O fato do solo intacto ter apresentado uma tensão de escoamento significa que a
resistência das ligações interpartículas constitui um fator importante no seu
comportamento mecânico, capaz de fornecer um acréscimo de resistência e rigidez,
principalmente para baixas tensões. Pode-se dizer então que o solo de 1m é um solo
“estruturado”, sendo as ligações interpartículas oriundas principalmente de cimentação
por óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio, que fazem parte de sua composição
121
mineralógica, e estes aspectos foram vistos nas análises químicas, mineralógicas e
microestruturais realizadas no Capítulo 4.
A estrutura de um solo pode ser significativamente alterada pela introdução de
deslocamentos entre suas partículas. Na remoldagem, o esforço mecânico aplicado ao
solo para homogeneização do teor de umidade tende a quebrar as ligações
interpartículas (por cimentação, por pontes de argila e por forças eletrostáticas e
eletromagnéticas). O aumento do conteúdo de água intersticial e a quebra das ligações
intergranulares provocam aumento das forças repulsivas e diminuição dos contatos
mecânicos, com conseqüente diminuição da rigidez do solo e aumento da
compressibilidade. O solo torna-se desestruturado, não apresentando tensão de
escoamento, e este aspecto é enfatizado por Vargas (1981) e Wesley (1990).
Está apresentada na Figura 5.10 a variação da tensão de escoamento com as
concentrações das soluções utilizadas. A tensão de escoamento diminuiu com o
aumento da concentração em hexametafosfato de sódio para os ensaios com água
(concentração zero) e com soluções 0,001N, 0,01N e 0,1N, demonstrando que, para esta
faixa de concentrações, quanto maior a concentração mais dispersa é a estrutura. Na
estrutura dispersa predominam as forças repulsivas interpartículas, aumentando a
facilidade de movimentação relativa entre partículas e a compressibilidade e diminuindo
a rigidez e a tensão de escoamento. No ensaio utilizando concentração 1N, a tensão de
escoamento aumentou em relação a 0,1N, demonstrando que, para esta faixa de
concentrações, a estrutura voltou a flocular. Na estrutura floculada predominam as
forças atrativas interpartículas, diminuindo a facilidade de movimentação relativa entre
as partículas e a compressibilidade, aumentando a rigidez e a tensão de escoamento. É
possível também que valores elevados de concentração como 1N possam causar a
formação de precipitados, que funcionam com agentes cimentantes e contribuem para
aumento da floculação.
122
0
5
10
15
20
25
30
35
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2concentração em hexametafosfato de sódio (N)
tens
ão d
e es
coam
ento
, ´ vy
(kP
a) água e soluçõesremoldado
água
0,001 N
0,01 N
0,1 N 1N
'
remoldado
Figura 5.10 – Variação da tensão de escoamento com a concentração, solo de 1m de
profundidade
O índice de compressão do solo intacto (Cc=0,51) apresentou-se maior que o
índice de compressão do solo remoldado (Cc=0,29), e este comportamento é compatível
com o modelos propostos para solos que apresentam ligações interpartículas geradas
pelo processo de intemperismo ou herdadas da rocha de origem (Vaughan, 1992;
Mitchell e Coutinho, 1991; GSEGWP, 1990; Lacerda e Almeida, 1995). Cabe ressaltar
que o valor de Cc depende apenas do índice de vazios inicial (eo) e do valor da tensão de
escoamento ( ´vy), independendo da granulometria e da plasticidade (propriedades
intrínsecas), conforme Vaughan (1988); Wallace (1973); Lacerda et al. (1985).
A variação do índice de compressão com as concentrações das soluções
utilizadas pode ser observada na Figura 5.11.
123
0,00
0,10
0,20
0,30
0,40
0,50
0,60
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2concentração em hexametafosfato de sódio (N)
índi
ce d
e co
mpr
essã
o ( C
c )
água e soluçõesremoldado
água
0,001 N
0,01 N 0,1 N
1 Nremoldado
Figura 5.11 – Variação do índice de compressão com a concentração, solo de 1m de
profundidade
Para as concentrações em hexametafosfato de sódio com valores zero (água nos
poros), 0,001N, 0,01N, 0,1N (Figura 5.11), observou-se diminuição do índice de
compressão com o aumento da concentração, significando que o solo, para a faixa de
concentrações utilizadas, teve a sua estrutura modificada para um arranjo mais disperso,
tornando-se menos compressível no trecho virgem e apresentando menores valores de
índices de compressão (Cc).
Para variação da concentração em hexametafosfato de sódio de 0,1N a 1N
(Figura 5.11), o índice de compressão se manteve igual ao valor apresentado no ensaio
com solução 0,1N, havendo entretanto, aumento da tensão de escoamento (5 kPa para 9
kPa). O solo tornou-se mais rígido, o índice de compressão deveria aumentar, porém
isto não ocorreu. Uma possível explicação para este fato é que nem sempre os
parâmetros conseguem refletir bem o comportamento do solo. O posicionamento da
curva de compressão do solo com solução 1N indica claramente uma mudança de
comportamento em relação às demais concentrações.
O índice de compressão do solo remoldado foi inferior ao do solo intacto
inundado com água e do solo com soluções 0,001N e 0,01N.
Na Tabela 5.4 estão listados os parâmetros obtidos por Fonseca (2000) e Futai
(2002) relativos a amostras coletadas na mesma profundidade e em poços vizinhos ao
da presente dissertação, conforme localização feita na Figura 3.3, Capítulo 3.
124
Tabela 5.4 – Parâmetros obtidos para solo intacto de 1m inundado com água
referência eo ´vy (kPa) Cc Cs
presente dissertação 1,618 33 0,51 0,02
Fonseca (2000) 1,238 101 0,48 0,06
Futai (2002) 1,34 60 0,44 -
Observa-se que o solo intacto ensaiado na presente dissertação apresentou-se
com um índice de vazios inicial maior, com comportamento menos rígido e mais
compressível, correspondendo a uma menor tensão de escoamento e um maior índice de
compressão. O solo ensaiado por Fonseca (2000) apresentou índice de expansão
ligeiramente maior que o da presente dissertação.
A Figura 5.12 mostra a variação do índice de expansão (Cs) com a concentração
das soluções utilizadas. O índice de expansão variou pouco para todas as condições
ensaiadas, o que está de acordo com a mineralogia do solo. O argilomineral
predominante é a caulinita. A caulinita é formada pelo empilhamento de camadas
estruturais 1:1, firmemente empacotadas, com ligações de hidrogênio e forças de Van
der Waals, que impedem que entre elas se intercalem moléculas de água. Sendo assim,
quando o fluido dos poros é água ou soluções, a caulinita não apresenta expansão. A
pouca influência da natureza do fluido dos poros em termos de expansão é devido à
baixa capacidade de troca catiônica do solo de 1m, igual a 2,6 meq/100g e à baixa
atividade, igual a 0,63 (a partir de dados de Futai (2002)).
0,00
0,01
0,02
0,03
0,04
0,05
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2concentração em hexametafosfato de sódio (N)
índi
ce d
e ex
pans
ão (
C s )
água e soluçõesremoldado
água
0,001 N0,01 N
0,1 N
1 N
remoldado
Figura 5.12 – Variação do índice de expansão com a concentração, solo de 1m de
profundidade
125
Observando-se os valores do índice de recompressão (Cr) do solo intacto
inundado com água e do solo ensaiado com soluções 0,001N, 0,01N, 0,1N, observa-se
que este índice aumenta com o aumento destas concentrações (Figura 5.13). As
interações solo-fluido dos poros resultaram numa estrutura mais dispersa, com aumento
da compressibilidade antes do escoamento. Entretanto, para a concentração 1N este
comportamento se inverte, e o índice diminui em relação a solo com solução 0,1N, em
virtude do predomínio de forças atrativas e tendência para floculação.
0,00
0,05
0,10
0,15
0,20
0,25
0,30
0,35
0,40
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2concentração em hexametafosfato de sódio (N)
índi
ce d
e re
com
pres
são
( Cr )
água e soluções
1N
água
0,001N
0,01N
0,1N
Figura 5.13 – Variação do índice de recompressão com a concentração, solo de 1m de
profundidade
5.1.4.2 – Parâmetros obtidos para solo de 5m de profundidade
Somente foi possível determinar a tensão de escoamento por métodos
alternativos de plotagem, conforme Vaughan (1985), para solo intacto e solo com
solução 0,001 N. Para os demais ensaios, exceto amostra remoldada, os métodos
alternativos, em escala natural para ambos os eixos ( v x v) ou escala logarítmica para
ambos os eixos (log v x log ´v), não apresentaram descontinuidades indicadoras de
pontos de escoamento, e em função destas dificuldades optou-se por incluir na Tabela
5.3 apenas os valores estimados pelo método de Pacheco Silva.
A tensão de escoamento obtida para o solo intacto de 5m de profundidade
( ´vy=400 kPa) foi elevada, e este valor está relacionado com a resistência das ligações
interpartículas resultantes do intertravamento físico das partículas lamelares com os
126
demais minerais, de acordo com resultados de mineralogia e MEV apresentados no
Capítulo 4. O solo de 5m não contém cimentações por óxidos e hidróxidos de ferro e
alumínio, e sua estruturação se relaciona com o arranjo de seus minerais constituintes.
O solo remoldado não apresentou tensão de escoamento, e esta característica
demonstra que o intertravamento dos minerais existente no solo intacto foi quebrado,
resultando num estado desestruturado, com diminuição da rigidez e aumento da
compressibilidade do solo.
A tensão de escoamento diminuiu com o aumento da concentração das soluções
utilizadas quando a concentração variou de zero (solo intacto com água nos poros) até
0,1N (Figura 5.14), demonstrando que, para esta faixa de concentrações, quanto maior a
concentração mais dispersa é a estrutura. Na estrutura dispersa existe predomínio das
forças repulsivas interpartículas e maior facilidade de movimentação relativa entre as
partículas, consequentemente aumenta a compressibilidade e diminuem a rigidez e a
tensão de escoamento. Este comportamento foi semelhante ao obtido para solo de 1m de
profundidade. No ensaio com concentração 1N a tensão de escoamento obtida foi
superior à do ensaio com solução 0,1N (Figura 5.14), indicando que aumentando a
concentração além de 0,1N o solo volta a flocular, em decorrência do predomínio das
forças atrativas e da possível formação de precipitados, que funcionam como agentes
cimentantes e contribuem para aumento da floculação.
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2concentração em hexametafosfato de sódio (N)
tens
ão d
e es
coam
ento
,´ vy
(kPa
)
água e soluçõesremoldado
0,001 N 0,01 N
0,1 N
1 N
água
remoldado
Figura 5.14 – Variação da tensão de escoamento com a concentração, solo de 5m de
profundidade
127
O índice de compressão do solo intacto de 5m (Cc=0,30) apresentou-se menor
que o índice de compressão do solo remoldado (Cc=0,39), conforme Figura 5.15, e este
comportamento é diferente do constatado para solo intacto de 1m e diferente do modelo
proposto por Vargas (1953) e Vaughan (1992), segundo o qual o solo estruturado existe
em índices de vazios maiores que os possíveis para o solo desestruturado e apresenta
índice de compressão maior, tanto maior quanto mais estruturado o solo, ou seja, tanto
maior quanto maior a resistência das ligações interpartículas. O comportamento
diferente do solo de 5m deve-se ao fato de não existirem cimentações por óxidos e
hidróxidos de ferro e alumínio, sendo sua estruturação decorrente do arranjo
intertravado de seus minerais constituintes.
Para solo ensaiado com soluções, os índices de compressão foram superiores ao
do solo intacto, e praticamente não variam com as diversas concentrações (Figura 5.15).
As curvas de compressão edométrica referentes a solo com soluções começam em
índices de vazios superiores em relação à curva do solo intacto, apresentam expansão
nas etapas de inundação e percolação e se mantêm acima mesmo para níveis elevados
de tensão. Como existe tendência de convergência das curvas para tensões superiores a
1600 kPa, resulta então maiores índices de compressão (em relação a solo intacto).
0,00
0,05
0,10
0,15
0,20
0,25
0,30
0,35
0,40
0,45
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2concentração em hexametafosfato de sódio (N)
índi
ce d
e co
mpr
essã
o (
C c )
água e soluçõesremoldado
água
0,001 N e 0,01 N
0,1 N 1 N
remoldado
Figura 5.15 – Variação do índice de compressão com a concentração, solo de 5m de
profundidade
Os valores de tensão de escoamento e índice de compressão obtidos por Fonseca
(2000) e Futai (2002) apresentaram diferenças que refletem a heterogeneidade deste
128
solo. Está apresentado na Tabela 5.5 alguns parâmetros que indicam que o solo ensaiado
por Fonseca (2000) apresentou-se menos rígido e mais compressível que o solo
ensaiado por Futai (2002).
Tabela 5.5 – Parâmetros obtidos para solo intacto de 5m inundado com água
referência eo 'vy (kPa) Cc
presente dissertação, dados Futai (2002) 0,900 400 0,30
Fonseca (2000) 0,853 300 0,36
O comportamento do solo de 5m de profundidade no descarregamento, para as
diversas condições ensaiadas, foi explicado anteriormente no item 5.1.3.2, quando se
analisou as curvas ( v x log ’v). A variação do índice de expansão com a concentração
das soluções está indicada na Figura 5.16. Observa-se aumento do índice de expansão
(Cs) quando se comparam os resultados obtidos para solo intacto com os obtidos para
solo remoldado ou solo com soluções. A expansão do solo de 5m de profundidade não
está associada à presença de argilominerais expansivos. A composição mineralógica
obtida no Capítulo 4 indica a presença de pequena quantidade de mica, seja na forma de
mineral primário, seja na forma de mineral secundário (ilita). A ilita só é expansiva
quando submetida a tratamentos químicos muito drásticos (Mitchell, 1976) ou quando
extremamente degradada (Ferreira, 1995). O índice de expansão é crescente (em relação
a solo intacto) quando a concentração das soluções varia de zero a 0,1N, e decrescente
(em relação a solo com solução 0,1N) para concentrações superiores a 0,1N. A
tendência observada para concentrações até 0,1N é devida ao fato de que o solo torna-se
progressivamente mais disperso, facilitando a movimentação relativa das partículas
entre si. Para ensaio com concentração 1N esta tendência se inverte, porque o solo volta
a flocular.
129
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0,14
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2concentração em hexametafosfato de sódio (N)
índi
ce d
e ex
pans
ão (
Cs )
água e soluções
remoldado
água
0,001 N
0,1 N
1 Nremoldado
0,01N
Figura 5.16 – Variação do índice de expansão com a concentração, solo de 5m de
profundidade
Os índices de recompressão (Cr) apresentados pelo solo com soluções são
inferiores ao do solo intacto, refletindo menor compressibilidade antes do escoamento
(Figura 5.17). Os valores dos índices para os ensaios com soluções praticamente não
variam com a concentração das soluções.
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0,14
0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2concentração em hexametafosfato de sódio (N)
índi
ce d
e re
com
pres
são
(Cr)
água e soluçõeságua
0,001 N
1 N
0,01 N 0,1 N
Figura 5.17 – Variação do índice de recompressão com a concentração, solo de 5m de
profundidade
130
5.1.5 – Velocidade de recalque
A velocidade de recalque depende da permeabilidade, do índice de vazios e da
compressibilidade do solo, sendo expressa através do coeficiente de adensamento (Cv),
para cada estágio de tensão. O coeficiente de adensamento (Cv) pode ser determinado
pelos métodos gráficos de Casagrande (curva deformação x log t) e Taylor (curva
deformação x raiz de t). Em todos os ensaios realizados, a estabilização dos recalques
ocorreu de forma muito rápida. Quando era feita a primeira leitura (0,1 min), já havia
ocorrido grande parte das deformações. Este fato é enfatizado por inúmeros outros
autores, dentre os quais: Sowers (1963), Sandroni (1991), Silveira (1993), Clementino
(1993), Avelar (1996), Souza Neto (1998), Fonseca (2000) e Futai (2002).
Não foi possível a determinação do coeficiente de adensamento pelo método de
Casagrande porque as curvas não ficaram bem definidas. Utilizou-se então o método de
Taylor, e a altura correspondente a 0% de adensamento primário foi obtida pelo
prolongamento do trecho reto da curva (Head, 1989). Os valores de Cv obtidos para solo
intacto foram superiores a 3,2 x 10-2 cm2/s.
A Tabela II.4 do Anexo II fornece os valores de t90 e Cv para todos os ensaios
realizados, e as Figuras II.3 a II.20 do referido Anexo apresentam os gráficos de Taylor
(recalque x raiz de t).
Fazendo-se uma média dos valores de t90 obtidos fora da influência do
sobreadensamento, por exemplo na faixa de 200 kPa a 1600 kPa, obtém-se os valores
apresentados na Tabela 5.6.
Tabela 5.6 – Valores de t90 médio, solos de 1 e 5m de profundidade
ensaio t90 médio (min) – 1m t90 médio (min) – 5m
água 0,17 0,14
0,001N 0,30 0,17
0,01N 0,28 0,16
0,1N 0,96 0,19
1N 0,37 0,17
remoldado 3,48 0,17
131
Para o solo de 1m de profundidade, existe variação de t90 quando se comparam
os resultados referentes a solo intacto com os referentes a solo com soluções e solo
remoldado. Quando a concentração varia de zero até 0,01N, a variação é pequena. Em
seguida, para concentração aumentando para 0,1N, t90 cresce bastante. Na faixa de 0,1N
a 1N, t90 é decrescente. A variação de t90 parece seguir a mesma tendência de variação
da compressibilidade do solo, uma vez que Cv é função de mv. A remoldagem provoca
aumento significativo de t90 em relação a solo intacto inundado com água, sendo este
aumento de cerca de 20 vezes.
Diferentemente do comportamento do solo de 1m de profundidade, para o solo
de 5m o valor de t90 praticamente não varia (em relação a solo intacto) com a utilização
de soluções e com a remoldagem.
A Tabela 5.7 apresenta valores de t90 e Cv obtidos por outros autores, incluindo
os obtidos na presente dissertação. Os valores de Cv obtidos para os solos intactos de 1 e
5m de profundidade, apresentados na Tabela II.3 do Anexo II, estão coerentes com
outros obtidos na literatura.
Tabela 5.7 – Valores de t90 e Cv obtidos por outros autores
solo t90 (min) Cv (cm2/s) rocha origem referência
coluvionar 3,0 > 2 x 10-3
saprolítico 2,5 > 2 x 10-3
gnaisse
Fonseca (2000)
residual maduro 0,6 1,9 a 2,2 x 10-2
residual jovem 0,6 4,9 a 5,1 x 10-2
gnaisse
Souza Neto (1998)
coluvionar 0,4 2 a 3,6 x 10-2
residual jovem 0,14 7 a 10 x 10-2
granito
Silveira (1993)
laterítico 0,18 3,2 a 10,7 x 10-2
saprolítico 0,13 5,2 a 13,3 x 10-2
gnaisse
presente dissert.
Os coeficientes de adensamento obtidos expressam a velocidade segundo as
quais ocorrem o adensamento primário nos solos estudados. Os valores de Cv variando
com a tensão vertical (Tabela II.4, Anexo II) não apresentaram semelhança com as
curvas das argilas sedimentares pré-adensadas, ou seja, antes da tensão de escoamento
valores mais altos de Cv variando muito; depois da tensão de escoamento valores mais
132
baixos de Cv variando pouco e nas proximidades da tensão de escoamento Cv
nitidamente maior que o Cv ao longo do trecho virgem.
O solo remoldado de 1m apresenta Cv variando pouco nos diversos estágios de
tensão, e comportamento similar ocorre com o solo de 5m ensaiado com soluções.
Pode-se dizer que os valores de Cv obtidos para os solos intactos (1 e 5m de
profundidade) são elevados, sendo superiores a 3,2 x 10-2 cm2/s, e indicam que os solos
estudados têm comportamento típico de solos arenosos, com compressão primária
ocorrendo quase que instantaneamente e rápida dissipação do excesso de poropressão,
significando que o cisalhamento “in situ” deve ocorrer na condição drenada, governado
pelas tensões efetivas. Este comportamento francamente drenado, conforme Sandroni
(1991), ocorre nos solos tropicais residuais areno-siltosos e também nos solos mais
argilosos. Nestes últimos, a drenagem é associada à presença de vazios grandes e
interconectados (macroporos), em contraponto à presença de finos.
5.1.6 – Coeficiente de variação volumétrica (mv)
Estão apresentados nas Figuras 5.18 e 5.19 os valores de mv “versus” tensão
vertical efetiva, obtidos para os diversos ensaios realizados, para solos de 1 e 5m de
profundidade, respectivamente.
133
0
50
100
150
200
250
3001 10 100 1000 10000
tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )m
v (x
10-4
) (k
Pa-1
)
intacto-1m-água intacto-1m-0,001 N intacto-1m-0,01 Nintacto-1m-0,1 N intacto-1m-1N solo remoldado-1m
Figura 5.18 – Curvas (mv x log ´v) para solo de 1m de profundidade
0
10
20
30
40
50
601 10 100 1000 10000
tensão vertical efetiva, ´v ( kPa )
mv
(x 1
0-4)
(kPa
-1)
intacto-5m-água (Futai,2002) intacto-5m-0,001 Nintacto-5m-0,01 N-eo=0,979 intacto-5m-0,1 Nintacto-5m-1 N solo remoldado-5m
Figura 5.19 – Curvas (mv x log ´v) para solo de 5m de profundidade
134
A variação do coeficiente de variação volumétrica (mv) com a tensão vertical
efetiva não segue o formato típico comumente apresentado pelos solos sedimentares.
Para solo de 5m de profundidade, nas diferentes condições de ensaio, os valores de mv
foram de modo geral decrescentes com o aumento da tensão vertical efetiva. Para solo
de 1m de profundidade, nas diferentes condições de ensaio, pode-se observar dois tipos
de comportamento:
. mv decrescente com o aumento de tensão vertical efetiva nos ensaios de solo com
solução 0,01 N e lama;
. mv crescente nos primeiros estágios de carregamento e a seguir decrescente nos
demais ensaios.
Os valores de mv obtidos para solo intacto de 1m de profundidade variaram de
0,5 a 18,1 x 10-4 kPa-1 e os obtidos para solo intacto de 5m variaram de 0,7 a 48 x 10-4
kPa-1, para tensões verticais na faixa de 6,25 kPa até 1600 kPa.
Antes do escoamento e considerando solo intacto, os maiores valores de mv são
referentes ao solo de 5m de profundidade, que é mais compressível neste trecho. Após o
escoamento, o solo de 1m torna-se mais compressível, apresentando maiores valores de
mv.
Quando se comparam os valores de mv do solo de 1m de profundidade em
diferentes condições de ensaio, observa-se que as diferenças entre os valores de cada
estágio tornam-se menores a partir de cerca de 40 kPa (Figura 5.18). De forma similar,
as diferenças observadas para o solo de 5m tornam-se menores a partir de cerca de 20
kPa (Figura 5.19).
Até 200 kPa, os valores de mv para solo de 1m com soluções foram superiores
aos correspondentes para solo de 5m. Acima de 200 kPa, os valores de mv para solo de
1m com solução ficaram iguais ou ligeiramente inferiores aos correspondentes para solo
de 5m. Os maiores valores de mv para solo de 1m com solução deve-se ao fato deste
solo conter mais argila, sendo mais susceptível aos efeitos das interações físico-
químicas provocados pelas soluções que o de 5m.
Existe tendência de convergência das curvas (mv x log ´v) para tensões verticais
mais elevadas. Esta tendência é reflexo das mudanças estruturais que ocorrem pelo
efeito das interações físico-químicas e pelo efeito dos esforços de compressão
edométrica. No final do ensaio, o arranjo das partículas e dos poros das amostras
inundadas com água e com soluções se modifica para um arranjo similar ao do solo
135
remoldado. Este comportamento ocorre para ambos os solos estudados (1 e 5m de
profundidade).
A Tabela 5.8 apresenta valores de mv obtidos por outros autores para solos
residuais de gnaisse, tendo sido também incluídos os resultados da presente dissertação.
Os valores de mv foram determinados para níveis de tensão semelhantes (cerca de 6,25
kPa até cerca de 1600 kPa).
Tabela 5.8 – Valores de mv obtidos por outros autores e na presente dissertação
solo mv (x10-4) kPa-1 rocha origem referência residual maduro 0,9 a 14,9 residual jovem 0,8 a 9,2
gnaisse
Souza Neto (1998)
coluvionar 1,8 a 2,6 residual jovem 1,0 a 7,4
granito
Silveira (1993)
solo laterítico 0,5 a 18,1 solo saprolítico 0,7 a 48,0
gnaisse
presente dissertação
Para solo laterítico, os valores de mv obtidos na presente dissertação foram
coerentes com outros obtidos na literatura. Para solo saprolítico, observa-se que o limite
superior de variação de mv obtido na presente dissertação (48,0x10-4 kPa-1) é bem
superior aos demais obtidos na literatura, podendo esta diferença estar relacionada com
as heterogeneidades peculiares a este solo.
5.1.7 – Comentários finais
O comportamento do solo de 5m foi bastante distinto do solo de 1m de
profundidade, quanto aos efeitos das interações físico-químicas, e a caracterização
física, química, mineralógica e microestrutural, feita no Capítulo 4, ajuda a
compreender a razão desta diferença de comportamento.
Considerações para solo de 1m de profundidade:
Os resultados de limites de Atterberg e granulometria obtidos para o solo intacto
no Capítulo 4 indicam que o solo apresenta limites elevados quando comparados a
outros solos residuais (wL=57,1%; IP=29% (Futai, 2002)) e quantidade expressiva de
136
argila. Apesar da influência destas propriedades no comportamento do solo intacto, sua
maior compressibilidade (em relação ao solo de 5m de profundidade) é devida
predominantemente à estrutura porosa associada à presença de cimentações. A
porosidade foi um aspecto observado nas fotografias de MEV, envolvendo microporos e
macroporos.
A interpretação das curvas granulométricas com e sem defloculante (Capítulo 4)
indicam que a fração argila no solo intacto encontra-se 100% floculada. Os ensaios de
limites de Atterberg e granulometria para o solo com soluções mostraram que, para a
faixa de concentrações 0,001N, 0,01N e 0,1N, o solo torna-se progressivamente mais
disperso com o aumento da concentração, e esta tendência está coerente com os
resultados de compressibilidade.
A capacidade de troca do solo tratado com solução 0,1N (CTC=6,3 cmolc/Kg,
Capítulo 4), foi superior aos valores obtidos para as demais condições (solo intacto e
solo com solução 0,001N), e este aspecto está de acordo com os efeitos mais acentuados
das interações físico-químicas apresentados pela curva de compressão do solo com
solução 0,1N.
A cimentação do solo intacto por óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio
constatada nas análises mineralógicas e nas fotografias de MEV, faz com que o solo
possa exibir uma tensão de escoamento e existir em índices de vazios superiores ao do
solo remoldado com teor de umidade correspondente a 0,9wL.
Para solo remoldado e solo com soluções, os aspectos observados nas fotografias
de MEV: quebra de cimentações, mudança no tamanho dos poros (com tendência para
menores dimensões), mudança na distribuição de poros (com tendência para uma
distribuição mais uniforme) e rearranjo de partículas, também ocorrem durante os
ensaios edométricos, demonstrando que o conhecimento da microestrutura é útil para o
entendimento da compressibilidade. As mudanças estruturais decorrentes das interações
físico-químicas fazem com que o comportamento mecânico de todas as amostras se
aproxime para tensões mais elevadas, independentemente de suas condições iniciais
(intacta, remoldada ou tratada com soluções), e este aspecto ficou evidenciado nas
curvas de compressão edométrica e na variação do coeficiente de variação volumétrica
(mv) com a tensão vertical efetiva.
Apesar da análise mineralógica indicar como argilomineral predominante a
caulinita, mineral de baixa atividade, o solo de 1m de profundidade se mostrou bastante
reativo à mudança no fluido intersticial e à remoldagem, e uma possível explicação
137
pode estar associada ao grau de cristalinidade da caulinita e à possibilidade da caulinita
existir em dimensões bem inferiores aos limites convencionais (Casanova, 1989).
Considerações para solo de 5m de profundidade:
A ausência de cimentações observada nas fotografias de MEV do solo intacto
faz com que a curva de compressão do solo intacto se posicione abaixo da curva de
compressão do solo remoldado. O comportamento deste solo é governado pelo índice de
vazios inicial, sendo semelhante ao de um solo granular muito pré-adensado.
O comportamento deste solo é mais influenciado pela mineralogia da fração silte
do que pela fração argila, que tem pouca expressão (8%). A presença de macrocristais
de caulinita, cristais de mica e grãos de óxidos de ferro na fração silte confere
características peculiares de compressibilidade e expansibilidade (Nogami e Villibor,
1995). Quando o solo é inundado e percolado com soluções, ligações interpartículas
existentes no estado intacto inundado com água são quebradas, resultando em
comportamento expansivo.
As fotografias de MEV do solo intacto mostram que os minerais constituintes
apresentam-se num arranjo intertravado, e este arranjo é responsável pela elevada tensão
de escoamento (400 kPa). À medida que se eleva o nível de tensão no ensaio
edométrico, o intertravamento dos minerais é quebrado, e o comportamento do solo
intacto se aproxima do comportamento do solo desestruturado por remoldagem ou por
mudanças no fluido intersticial (solo com soluções). As fotografias de MEV do solo
tratado com solução (0,1 N) indicam mudanças estruturais que resultam na ruptura de
forças de ligação interpartículas, explicando o comportamento expansivo mais
acentuado detectado nas etapas de inundação e descarregamento nos ensaios
edométricos com soluções.
Os resultados de limites de consistência e de granulometria para solo com
soluções de hexametafosfato de sódio variam pouco com a concentração, e este
comportamento também é observado nos ensaios edométricos. Os resultados de
capacidade de troca são dispersos e não podem ser correlacionados com os resultados de
compressibilidade.
138
Comparações de resultados (solos de 1 e 5m de profundidade):
Os solos de 1 e 5m de profundidade são de mesma gênese, porém de horizontes
diferentes, e apresentam diferenças nos parâmetros de compressão edométrica em
função das peculiaridades nas composições química, mineralógica e microestrutural
associadas ao grau de intemperismo. De forma geral, para solos de um mesmo perfil,
quanto mais intemperizado o solo, maior o índice de vazios inicial, menor a tensão de
escoamento e maior o índice de compressão. Desta forma, o solo de 1m apresenta
menor tensão de escoamento e maior índice de compressão, em relação ao solo de 5m.
O processo de laterização confere ao solo de 1m maior rigidez antes do escoamento,
resultando em menor índice de recompressão. O índice de expansão do solo de 5m é
ligeiramente maior que o do solo de 1m de profundidade. As diferenças constatadas nos
parâmetros às vezes atingem valores consideráveis: como exemplo, a tensão de
escoamento do solo intacto de 5m é cerca de 12 vezes superior à do solo intacto de 1m,
e a maior rigidez apresentada por este solo faz com que necessite de níveis de tensão
mais elevados para definir melhor a curva de compressão.
Observando-se o comportamento demonstrado nas curvas de compressão
edométrica referente aos ensaios com soluções 0,001N, 0,01N e 0,1N para os solos de 1
e 5m de profundidade (Figuras 5.1-a e 5.3-a, respectivamente), pode-se estabelecer dois
modelos de comportamento distintos:
a) solo de 1m:
. não ocorre expansão por inundação e percolação de soluções;
. a curva referente a solo intacto cruza as curvas referentes a solo com soluções e
mantém-se em índices de vazios superiores;
. o aumento da concentração (para a faixa de concentrações considerada) provoca
diminuição da tensão de escoamento e diminuição do índice de compressão (Cc);
. existe tendência de convergência das curvas para tensões elevadas.
b) solo de 5m:
. a expansão nas etapas de inundação e percolação com soluções constitui um aspecto
importante. A influência das diferenças nos índices de vazios iniciais é acrescida da
influência destas expansões, provocando o afastamento entre as curvas, que é mantido
139
mesmo com o aumento da tensão vertical efetiva. Como consequência, as curvas
referentes a solo com soluções posicionam-se acima da curva referente a solo intacto;
. a interação do solo com as soluções resulta em estados mais dispersos com menor
rigidez e menor tensão de escoamento. Para a faixa de concentrações considerada,
quanto maior a concentração menor a tensão de escoamento;
. existe tendência das curvas referentes a solo com soluções convergirem para a curva
referente a solo remoldado, para tensões superiores a 1600 kPa;
. analisando-se em conjunto o posicionamento das curvas de compressão, a tendência de
convergência das mesmas e a tendência de variação da tensão de escoamento, resulta
maiores índices de compressão (Cc), em relação a solo intacto.
As interações físico-químicas decorrentes de mudanças no fluido intersticial e
remoldagem se manifestaram sob diversos aspectos: magnitude das forças de atração e
repulsão, plasticidade, coesão, espessura da camada de água adsorvida, tipo e
quantidade de íons adsorvidos, etc, todos estes fatores associados ao estado de tensões e
ao índice de vazios induziram mudanças de estrutura que resultaram em diferenças
significativas no comportamento tensão-deformação e nos parâmetros de
compressibilidade. Os efeitos resultantes foram mensurados tendo-se como referência o
solo na condição intacta (estruturada) e foram mais acentuados para o solo de 1m de
profundidade, em função de seu maior teor de argila.
5.2 – Ensaios de permeabilidade de carga variável
5.2.1 - Introdução
O objetivo dos ensaios de permeabilidade foi o estudo da influência das
interações físico-químicas entre o esqueleto sólido e o fluido intersticial sobre o
comportamento hidráulico dos solos estudados. Estas interações resultam em mudanças
na estrutura do solo, que foram avaliadas comparando-se os resultados obtidos para solo
intacto com os resultados obtidos para solo remoldado e solo percolado por soluções de
hexametafosfato de sódio em diferentes concentrações.
O ensaio de permeabilidade foi realizado associado ao ensaio de adensamento
edométrico, utilizando-se carga variável. Os ensaios seguiram recomendações de
140
Lambe (1951) e Head (1986). As medições de permeabilidade foram realizadas no final
dos estágios de carregamento de 12,5 kPa, 50 kPa, 200 kPa e 1600 kPa.
A determinação da permeabilidade utilizando-se ensaios de laboratório tem
como vantagem a caracterização do comportamento do material sob condições de
contorno bem definidas, e como desvantagem o fato de utilizar amostras de dimensões
reduzidas, não muito representativas da situação real de campo. O ensaio é muito
sensível à heterogeneidade e grau de saturação da amostra, assim como ao grau de
deaeração do líquido percolante.
O uso do ensaio de permeabilidade associado ao ensaio de adensamento tem
algumas vantagens imediatas comparando-se com o ensaio feito em permeâmetro:
. devido à aplicação de tensão vertical, as tensões horizontais induzidas tendem a fechar
as folgas porventura existentes entre o corpo de prova e o anel de adensamento,
evitando-se assim o fluxo por esta interface;
. obtém-se diversos valores para o coeficiente de permeabilidade, cada um
correspondente ao índice de vazios do final do estágio de carregamento. Desta forma
pode-se conhecer a variação do coeficiente de permeabilidade para os vários estágios de
tensão efetiva.
Nos ensaios com solo intacto e com solo remoldado, foi determinada a
permeabilidade à água, e nos demais ensaios foi determinada a permeabilidade às
soluções. As soluções utilizadas tiveram as características indicadas no Anexo I.
Os materiais e métodos empregados na realização dos ensaios encontram-se
descritos no Anexo II, item II.3.
5.2.2 – Apresentação e análise dos resultados, solo de 1m de profundidade
Os resultados obtidos nos ensaios de permeabilidade de carga variável
associados aos ensaios de adensamento edométrico estão apresentados na Figura 5.20 e
na Tabela II.6 do Anexo II.
141
Figura 5.20 – Gráfico (e x log k), solo de 1m de profundidade
0.20
0.40
0.60
0.80
1.00
1.20
1.40
1.60
1.80
1.0E-09 1.0E-08 1.0E-07 1.0E-06 1.0E-05 1.0E-04 1.0E-03 1.0E-02
coeficiente de permeabilidade k (cm/s)
índi
ce d
e va
zios
água 0,001N 0,01N 0,1N 1N 1N(?) remoldado
água
0,001N
0,01N
0,1 N
remoldado
1N
1N ?
1m
Para todas as condições ensaiadas, exceto solo com solução 0,1N, houve
diminuição da permeabilidade com o índice de vazios. A relação índice de vazios-
coeficiente de permeabilidade é praticamente linear em escala semi-logarítmica. À
medida que prossegue o ensaio de adensamento, maiores tensões verticais efetivas são
impostas ao solo, que fica mais compacto, com redução do tamanho e forma dos canais
de fluxo, e conseqüentemente a permeabilidade fica menor.
O solo apresenta diferentes faixas de permeabilidade, havendo a influência de 2
fatores, índice de vazios e estrutura. Pode-se identificar uma faixa correspondente a solo
remoldado e solo com solução 1N, outra faixa correspondente a solo intacto e outra
correspondente a solo com soluções 0,001N e 0,01N.
A permeabilidade do solo intacto de 1m variou de 2,4 x 10-8 a 7 x 10-4 cm/s
(para índices de vazios variando de 0,66 a 1,59). Moraes Silva (2000) encontrou valores
de permeabilidade para este solo variando de 4,85 x 10-6 a 2,97 x 10-5 cm/s (para índices
de vazios variando de 1,03 a 1,37), e Futai (2002) encontrou valores variando de
1,0 x 10-6 a 1,58 x 10-4 cm/s (para índices de vazios variando de 0,6 a 1,33). Levando-se
em consideração as diferenças nos índices de vazios, os resultados estão dentro de
142
mesma ordem de grandeza quando comparados com Moraes Silva (2000) e Futai
(2002). Estes valores de permeabilidade são resultantes de aspectos micro e
macroestruturais característicos do solo de 1m: presença de agregações de partículas
argilosas relativamente resistentes e presença de macroporos associados à lixiviação.
Comparando-se os resultados de solo intacto com solo remoldado, pode-se
observar que o solo remoldado apresentou menores valores de permeabilidade. A
diferença nos valores de permeabilidade é tanto maior quanto maiores os índices de
vazios e menores as tensões verticais aplicadas no ensaio de adensamento edométrico.
Como exemplo, para índice de vazios e=1,2, o solo intacto apresenta permeabilidade
100 vezes maior que o solo remoldado. Para o solo intacto de 1m de profundidade, a
redução de permeabilidade associada à remoldagem pode ser explicada em termos de
quebra da estrutura floculada e destruição dos poros de maiores dimensões. A
remoldagem com umidade próxima ao limite de liquidez (0,9 wL) aumenta o teor de
umidade do solo em relação ao estado intacto, enfraquece as agregações de partículas
finas (grumos), e gera uma estrutura mais dispersa com tamanho médio de poros menor,
e conseqüentemente menores valores de permeabilidade.
A tendência de variação do índice de vazios com o coeficiente de
permeabilidade demonstrada no ensaio com solução 0,1N é bastante diferente dos
demais ensaios. Este comportamento errático pode ser devido a mudanças nas
características estruturais internas da massa de solo ao longo do tempo, de maneira
também errática. As mudanças estruturais podem estar associadas à dispersão das
partículas ou a reações químicas com formação de precipitados que bloqueiam os
caminhos de fluxo, os quais permanecem obstruídos mesmo com o acréscimo de
pressão vertical.
Para um mesmo índice de vazios, os ensaios com soluções 0,001N e 0,01N
apresentaram valores maiores de permeabilidade em relação a solo intacto ensaiado com
água, e o ensaio com solução 1N apresentou valores menores. Os menores valores de
permeabilidade associados à concentração 1N devem-se provavelmente à ocorrência de
reações químicas formando precipitados que bloqueiam os caminhos de percolação do
líquido. No ensaio com solução 1N, foi obtido um valor de permeabilidade no final do
estágio de 12,5 kPa (indicado por 1N ? na Figura 5.20), que ficou bastante fora da
tendência dos outros pontos, podendo ter ocorrido algum tipo de erro nesta medição.
143
Comparando-se a variação do coeficiente de permeabilidade com o índice de
vazios para cada uma das condições ensaiadas, pode-se verificar que a maior variação
ocorreu para solo com solução 0,01N, sendo a diferença entre os valores máximo e
mínimo da ordem de cem mil vezes.
O comportamento demonstrado nos ensaios com soluções 0,001N e 0,01N em
relação à permeabilidade não está de acordo com os resultados obtidos nos ensaios de
compressão edométrica. Os resultados dos ensaios de adensamento indicam que o solo
ensaiado com estas concentrações apresentou-se mais disperso que o solo intacto,
sugerindo menores valores de permeabilidade, porém estes não foram os resultados
obtidos. A dispersão de partículas argilosas durante a percolação provoca bloqueio e
desbloqueio dos canais de fluxo, podendo causar desvios entre os comportamentos
previsto e real.
As linhas de tendência ajustadas no gráfico de índice de vazios “versus”
coeficiente de permeabilidade são convergentes para tensões verticais mais elevadas.
Isto ocorre porque à medida que o solo adensa os esforços de compressão provocam
mudanças no arranjo das partículas, no tamanho e distribuição dos poros e nas forças
que mantêm as partículas nas suas respectivas posições relativas. Para maiores tensões,
o comportamento do solo estruturado se aproxima do comportamento do solo
desestruturado porque as ligações interpartículas são progressivamente destruídas. A
desestruturação provoca uma mudança nos poros para uma condição de porosidade mais
uniforme (Cruz, 1994). Futai (2002) realizou ensaios de porosimetria no solo de 1m de
profundidade após os ensaios de compressão edométrica, utilizando amostras nas
condições intacta, remoldada em 1,2 wL e compactada nos mesmos índice de vazios e
teor de umidade naturais. Os resultados indicaram que a compressão modifica somente
os poros de maiores dimensões (ø>10 ), mantendo inalterados os poros de menores
dimensões (ø<1 . Outra constatação importante é que, após a compressão, a
distribuição de poros tende a ser a mesma, independente da estrutura da amostra,
refletindo uma uniformização dos poros para menores dimensões. Os resultados de
porosimetria são corroborados nos ensaios de permeabilidade, onde se observa uma
convergência do tamanho dos poros para menores dimensões, e conseqüentemente
convergência nos valores de permeabilidade.
144
5.2.3 – Apresentação e análise dos resultados, solo de 5m de profundidade
Na Figura 5.21 e na Tabela II.6 do Anexo II são apresentados os resultados
obtidos nos ensaios de permeabilidade de carga variável associados aos ensaios de
adensamento edométrico.
0.20
0.40
0.60
0.80
1.00
1.20
1.40
1.0E-07 1.0E-06 1.0E-05 1.0E-04
coeficiente de permeabilidade k (cm/s)
índi
ce d
e va
zios
água (Futai, 2002) 0,001N 0,01N 1N remoldado
lama 0,001N
1N
0,01N
intacto
5m
Figura 5.21 – Gráfico (e x log k), solo de 5m de profundidade
A permeabilidade do solo intacto de 5m variou de 0,60 x 10-5 a 1,7 x 10-5 cm/s,
para índices de vazios na faixa de 0,5 a 0,82. Moraes Silva (2000) encontrou valores de
permeabilidade para este solo variando de 3,44 x 10-6 a 3,23 x 10-5 cm/s, para índices de
vazios na faixa de 0,38 a 0,83. Os valores utilizados na presente dissertação, obtidos por
Futai (2002), estão coerentes com os obtidos por Moraes Silva (2000).
Com base na Figura 5.22, percebe-se que para um mesmo índice de vazios, a
permeabilidade do solo de 1m é menor que a do solo de 5m, por apresentar maior
quantidade de argila na sua composição granulométrica. Percebe-se também uma menor
variação da permeabilidade com o índice de vazios para solo de 5m, decorrente da
maior rigidez e menor compressibilidade, relacionados ao menor grau de intemperismo.
145
Nas condições “in situ”, os solos de 1 e 5m de profundidade apresentam índices de
vazios iguais a 1,39 e 1,01 (Tabela 4.2, Capítulo 4), respectivamente, estando sob
tensões verticais efetivas de cerca de 15 kPa e 85 kPa, respectivamente. Nestas
condições, a permeabilidade do solo de 1m é maior, por apresentar maior índice de
vazios.
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,20
1,40
1,60
1,80
1,0E-09 1,0E-08 1,0E-07 1,0E-06 1,0E-05 1,0E-04 1,0E-03 1,0E-02
coeficiente de permeabilidade k (cm/s)
índi
ce d
e va
zios
intacto-1m-água intacto-5m-água
água-1m
água-5m
Figura 5.22 – Gráfico (e x log k) para solos de 1 e 5m de profundidade
Os resultados de permeabilidade para solo de 5m apresentaram-se menos
dispersos que os de 1m, provavelmente devido à menor influência da interação físico
química no comportamento do solo, em função da menor quantidade de argila (8%)
existente na profundidade de 5m.
O comportamento observado para as diversas condições de ensaio permite
identificar 3 faixas de permeabilidade: uma para o solo remoldado, outra para o solo
com as soluções 0,001N, 0,01N e 1N e uma terceira para o solo intacto. Estas faixas
guardam entre si um certo afastamento, de forma semelhante ao posicionamento das
curvas de compressão edométrica. As linhas de tendência ajustadas mantiveram-se
aproximadamente paralelas, exceção para solo com o fluido dos poros com
146
concentração em hexametafosfato igual a 1N, refletindo a forte influência do índice de
vazios inicial.
A permeabilidade do solo remoldado variou de 2,5 x 10-7 a 4,0 x 10-6 cm/s
(índices de vazios na faixa de 0,53 a 1,15), mantendo-se sempre inferior ao solo intacto,
para os mesmos índices de vazios. Como exemplo, para índice de vazios igual a 0,53, as
permeabilidades dos solos intacto e remoldado foram de 6,5 x 10-6 e 2,5 x 10-7 cm/s,
respectivamente. Para este exemplo, houve redução de cerca de 26 vezes no valor de k
da condição intacta em relação à condição remoldada. A remoldagem no limite de
liquidez aumenta o teor de umidade do solo em relação ao estado intacto, aumenta a
espessura das camadas de água adsorvida, aumenta as forças repulsivas e enfraquece as
forças atrativas entre as partículas , reorienta parcialmente as partículas para um arranjo
aproximadamente paralelo (disperso), diminui o tamanho médio de poros, todos estes
fatores resultando em menores valores de permeabilidade.
Os maiores valores de permeabilidade foram apresentados pelo solo intacto e os
menores pelo solo remoldado. Os resultados de permeabilidade para solo com soluções
foram menores que os de solo intacto, podendo ser enquadrados numa mesma faixa.
Comparando-se a variação do coeficiente de permeabilidade com o índice de
vazios para cada uma das condições ensaiadas, pode-se verificar que a maior variação
ocorreu para solo com solução 1N, sendo a diferença entre os valores máximo e mínimo
da ordem de 30 vezes. Procedimento semelhante aplicado ao solo de 1m obteve maior
variação da ordem de cem mil vezes, para o solo com solução 0,01N. A maior variação
demonstrada pelo solo de 1m resulta da maior intensidade das interações físico-
químicas, em virtude do maior teor de argila.
147
6 - Ensaios Triaxiais
6.1-Introdução
O objetivo dos ensaios triaxiais foi o estudo da influência das interações físico-
químicas no comportamento tensão-deformação e nos parâmetros de resistência ao
cisalhamento, para as condições drenada e não drenada, utilizando-se para tal solo
remoldado nas vizinhanças do limite de liquidez e solo percolado com soluções de
hexametafosfato de sódio.
As interações físico-químicas resultam em mudanças na estrutura dos solos, e
estas mudanças foram avaliadas através da comparação dos resultados obtidos para solo
intacto (solo estruturado) com os resultados obtidos para solo remoldado ou solo com
soluções (solo desestruturado). O termo “estrutura”, conforme explicado na revisão
bibliográfica, engloba os aspectos que são peculiares ao solo no estado intacto, e que
resultam de efeitos combinados de arranjo das partículas, distribuição e tamanho dos
poros, composição química e mineralógica e forças de ligações interpartículas (Mitchell,
1976).
Em ensaios triaxiais, o estudo da influência das interações físico-químicas
permite inferir conclusões em relação aos mecanismos de mobilização de resistência,
comportamento tensão-deformação, parâmetros de deformabilidade, magnitude das
alterações volumétricas no cisalhamento drenado e dos excessos de poropressões no
cisalhamento não drenado, trajetórias de tensões e parâmetros de resistência.
Os dados referentes a solo intacto foram obtidos por Futai (2002), exceto ensaio
adensado e drenado (CID), solo intacto de 1m, ´c=400 kPa, que foi realizado na
presente dissertação.
Foram realizadas duas campanhas de ensaios, todos na condição saturada. A
primeira campanha utilizou corpos de prova de solo remoldado de 1m e 5 m de
profundidade. Os corpos de prova de solo remoldado de 1m de profundidade foram
preparados com teor de umidade w=51,39 %, correspondente a 0,9 wL, e os corpos de
prova de solo remoldado de 5m de profundidade foram preparados com teor de umidade
w=41,3 %, correspondente ao limite de liquidez.
148
A escolha destes teores de umidade deve-se ao fato que os parâmetros obtidos
nesta consistência são propriedades intrínsecas do solo e constituem um modelo de
referência para avaliação do estado “in situ” do solo, permitindo a avaliação qualitativa
e quantitativa da influência da estrutura nas suas propriedades de resistência (Burland,
1990). Vargas (1992) enfatiza que, no caso de solos residuais, em que as propriedades
variam amplamente ao longo do perfil, o estudo do solo remoldado constitui a única
maneira de se obter dados confiáveis para a previsão de comportamento do solo
estruturado.
A segunda campanha de ensaios utilizou corpos de prova intactos de 1m de
profundidade com o fluido dos poros substituído por soluções de hexametafosfato de
sódio (NaPO3)n com pH=10,5 e concentrações 0,001 N e 0,1 N, preparadas conforme
Anexo I. A substituição do fluido dos poros foi realizada mediante percolação de um
volume de solução de no mínimo duas vezes o volume de vazios da amostra (cerca de
220 ml). Os ensaios assim realizados serão denominados ensaios com solução.
Na etapa de escolha da solução, foi avaliado o possível ataque da substância
química utilizada aos componentes da célula triaxial e do sistema de aplicação de
pressões, assim como o possível ataque à membrana de látex. Para isto foram feitos
alguns testes preliminares. A membrana foi imersa nas soluções por um longo período
de tempo, ao fim do qual foi verificada sua integridade. Não foram detectadas alterações
significativas. Em relação ao possível ataque ao alumínio, tomou-se uma pequena barra,
lixada em todas as faces para remover a película superficial de acabamento, e
mergulhou-se nas soluções por 24 horas. Durante este período, foi constatado a
formação de pequena quantidade de bolhas de ar, ficando as superfícies um pouco
opacas, mas o nível destas reações foi considerado insuficiente a ponto de danificar o
aparato e o sistema triaxial. Ainda em relação aos ensaios triaxiais, foi investigada a
possibilidade de ocorrência de fluxo de íons através da membrana por difusão, do corpo
de prova para a água da célula triaxial. Para isto e conforme sugestão de Barbosa
(2004), montou-se uma caixa de vidro dividida em dois compartimentos por meio de
uma membrana de látex, perfeitamente vedada à base e às paredes laterais. Preencheu-se
um compartimento com água destilada e deionizada e o outro com solução 0,1N de
hexametafosfato de sódio, preparada conforme procedimentos descritos no Anexo I.
Monitorou-se a concentração de íons em ambos os lados durante 3 semanas, através de
medições periódicas. Os resultados das análises químicas (Na+, PO3-, CO3
2-) indicaram
que não ocorreu o fenômeno da difusão. A Figura 6.1 ilustra o experimento.
149
Figura 6.1 – Ensaio para verificação de difusão
6.2 – Materiais e métodos
Os materiais e métodos empregados na realização dos ensaios triaxiais estão
descritos no item III.1, Anexo III.
6.3- Apresentação e análise dos resultados
A análise de resultados dos ensaios será feita sempre por comparação do
comportamento do solo intacto com o comportamento do solo desestruturado. Uma vez
que o solo no estado intacto é um referencial de estado para o enfoque que se pretende
dar, a revisão sobre os trabalhos anteriores envolvendo ensaios triaxiais com o solo
intacto foi realizada no Capítulo 3, e inclui as pesquisas realizados por Fonseca (2000) e
Futai (2002).
A seguir é apresentada a campanha de ensaios realizados na presente
dissertação, através das Tabelas 6.1, 6.2 e 6.3.
150
Tabela 6.1 – Campanha de ensaios triaxiais com solo remoldado, condição saturada
1m 5m ´c (kPa) CID CIU CID CIU
25 X X X X 100 X X X X
100-r X 400 (X) X X
400-r X 600 ((X)) X
100-r – repetição de ensaio
400-r - repetição de ensaio
solo remoldado de 1m: w=0,9wL=51,39%; solo remoldado de 5m: w=wL=41,3%
(X) – adensamento hidrostático em estágios 5-10-20-50-100-200-400 kPa
((X)) - adensamento hidrostático em estágios 5-10-20-50-100-300-600 kPa
Tabela 6.2 - Campanha de ensaios triaxiais com soluções de hexametafosfato de sódio,
condição saturada
1m solução 0,001N (*) solução 0,1N (*)
´c (kPa)
CID CIU CID CIU 25 X X X X 50 X X X X 100 X 200 X X 400 (X) X (X) (X)
(*) – soluções de hexametafosfato de sódio preparadas conforme Anexo I
(X)- adensamento hidrostático em estágios 5-10-20-50-100-200-400 kPa
Tabela 6.3 – Ensaio triaxial com solo intacto de 1m, condição saturada
´c (kPa) CID 400 X
151
Para obtenção das envoltórias de ruptura dos ensaios triaxiais realizados
primeiramente interpolou-se a linha Kf, a partir dos pontos p´f e q´f, correspondentes às
condições de tensão desviadora máxima ( dmax) ou máxima obliquidade ( ´1/ ´3)max,
sendo p´f e q´f definidos pelas expressões abaixo:
2´´
´p hvf e
2´´
´q hvf
Os coeficientes lineares (a´) e angulares ( ´) da linha Kf foram relacionados com os
parâmetros de ruptura pelo critério de Mohr-Coulomb, conforme as expressões abaixo,
obtendo-se assim o intercepto de coesão efetiva (c´) e o ângulo de atrito interno efetivo
( ´), para os ensaios CID e CIU.
a´=c´cos ´ e tg ´=sen ´
A ruptura de todos os corpos de prova ensaiados foi tipo plástica (ruptura dúctil),
com embarrigamento dos corpos de prova.
Serão apresentados inicialmente os resultados dos ensaios com solo remoldado
(CID e CIU), em seguida os resultados dos ensaios com soluções (CID e CIU) e
finalmente as comparações de resultados referentes a solo intacto e a solo remoldado ou
com soluções.
Em alguns ensaios houve dificuldade de se definir o ponto de tensão desviadora
máxima ( dmax), por limitações do aparato triaxial ou por outros motivos, e nestes casos
a resistência de pico foi adotada para 20% ou 25% de deformação axial.
No Anexo III são mostradas tabelas com os índices físicos dos corpos de prova
(Tabelas III.8 e III.9), os parâmetros de ruptura para critério de dmax (Tabelas III.10,
III.11 e III.12), e as curvas ( ´1/ ´3 x a) dos ensaios triaxiais CIU realizados (Figuras
III.39 a III.48).
6.3.1 – Ensaios com solo remoldado
6.3.1.1 – Solo remoldado de 1m de profundidade
Foram realizados ensaios triaxiais CID e CIU com corpos de prova remoldados
com teor de umidade de 0,9 wL (51,39%), adensados hidrostaticamente com 25 kPa, 100
kPa e 400 kPa.
152
6.3.1.1.1 – Ensaios CID
Os resultados dos ensaios CID com solo remoldado de 1m de profundidade estão
apresentados nas Figuras 6.2, 6.3 e 6.4.
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
200
400
600
800
1000
1200
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
lama-1m - 25 kPalama-1m - 100 kPalama-1m - 400 kPa
Figura 6.2 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-solo
remoldado-1m
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
10
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
lama-1m - 25 kPalama-1m - 100 kPalama-1m - 400 kPa
Figura 6.3 – Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,
ensaios CID-solo remoldado-1m.
153
0 200 400 600 800 1000 1200
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
200
400
600
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
pico
c' = 0 kPa' = 34,6°
Figura 6.4 – Caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
CID-solo remoldado-1m.
As curvas tensão-deformação demonstram que à medida que a tensão confinante
aumenta, a ruptura é atingida com deformações axiais progressivamente maiores, da
ordem de 20 a 25%. A tensão desviadora máxima está associada a um patamar de
escoamento, que coincide com a estabilização das deformações volumétricas. Conforme
explicado na revisão bibliográfica, durante a remoldagem as interações físico-químicas
e os esforços mecânicos impostos provocam mudanças no arranjo das partículas,
mudanças no tamanho (para menores dimensões) e distribuição dos poros, aumento do
teor de umidade e quebra das cimentações, todos estes fatores contribuindo para o
desenvolvimento de uma estrutura mais dispersa, com diminuição da coesão, rigidez e
resistência do solo. Os esforços de adensamento hidrostático induzem novas mudanças
estruturais, com redução do índice de vazios. O solo inicia a etapa de cisalhamento num
estado mais denso, e atinge a ruptura com deformações volumétricas que não variam
muito com a tensão confinante. A envoltória de resistência é retilínea e passa pela
origem. Os parâmetros de resistência de pico obtidos estão relacionados na Tabela
III.15, Anexo III, e são discutidos no item 6.3.3.1.1, no qual os parâmetros do solo
remoldado são analisados em conjunto com os parâmetros do solo intacto.
6.3.1.1.2 – Ensaios CIU
Os resultados dos ensaios CIU com solo remoldado de 1m de profundidade estão
apresentados nas Figuras 6.5, 6.6 e 6.7.
154
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
lama-1m - 25 kPalama-1m - 100 kPalama-1m - 400 kPa
Figura 6.5 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-solo
remoldado-1m
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
lama-1m - 25 kPalama-1m - 100 kPalama-1m - 400 kPa
Figura 6.6 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
CIU-solo remoldado-1m
155
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
50
100
150
200
250
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
pico( '1/ '3)max
picoc' = 0 kPa' = 32,3°
( '1/ '3)maxc'=0 kPa' = 33,0°
Figura 6.7 – Caminho de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
CIU-solo remoldado-1m
Analisando os resultados apresentados nas Figuras 6.5 a 6.7, pode-se observar
que as curvas tensão desviadora-deformação axial têm tendência crescente para
deformações axiais mais elevadas, e este comportamento está associado à geração de
excesso de poropressão decrescente. Há dificuldade de se definir o ponto de tensão
desviadora máxima, tendo sido adotado o valor correspondente a 25% de deformação
axial (Tabela III.10, Anexo III). O excesso de poropressão gerado durante o
cisalhamento é sempre positivo, e sua magnitude aumenta à medida que se eleva a
tensão confinante, para a faixa de tensões ensaiadas. O excesso de poropressão é
crescente até deformações axiais da ordem de 3,4% ( ´c=25 kPa), 5,6% ( ´c=100 kPa) e
8,3% ( ´c=400 kPa), e a partir destes pontos apresenta gradativa diminuição até a
condição de grandes deformações. Os caminhos de tensões efetivas têm a forma de “S”.
No trecho inicial, seguem aproximadamente a 45°, com pouca geração de excesso de
poropressão. Em seguida, a poropressão passa a aumentar mais rapidamente e os
caminhos tendem para a esquerda, havendo um ponto em que esta tendência se inverte e
as trajetórias tendem a caminhar sobre a envoltória, ganhando resistência.
Os parâmetros efetivos de resistência para as condições de máxima tensão
desviadora e máxima obliquidade podem ser vistos na Tabela III.15, Anexo III. O solo
remoldado atinge a condição ( ´1/ ´3)max antes da condição ( dmax), sendo as envoltórias
de ruptura para estas duas condições praticamente coincidentes. Outros comentários em
relação aos parâmetros de resistência do solo remoldado são feitos no item 6.3.3.1.2,
quando estes são comparados com os parâmetros do solo intacto.
156
6.3.1.2 – Solo remoldado de 5m de profundidade
Foram realizados ensaios triaxiais CID e CIU com corpos de prova remoldados
de 5m de profundidade e teor de umidade igual a wL (41,3%), adensados
hidrostaticamente com tensões de 25 kPa, 100 kPa e 600 kPa (ensaios CID) e com
tensões de 25 kPa, 100 kPa, 400 kPa e 600 kPa (ensaios CIU).
6.3.1.2.1 – Ensaios CID
Os resultados dos ensaios CID com solo remoldado de 5m de profundidade são
mostrados nas Figuras 6.8, 6.9 e 6.10.
157
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
200
400
600
800
1000
1200te
nsão
des
vio
(kPa
)
lama-5m - 25 kPalama-5m - 100 kPalama-5m - 600 kPa
Figura 6.8 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-solo
remoldado-5m
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
12
10
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
lama-5m - 25 kPalama-5m - 100 kPalama-5m - 600 kPa
Figura 6.9 – Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,
ensaios CID-solo remoldado-5m
158
0 200 400 600 800 1000 1200 1400
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
100
200
300
400
500
600
700
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
picoc' = 0 kPa' = 28,8°
Figura 6.10 – Caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
CID-solo remoldado-5m
Em relação às curvas tensão-deformação, quanto maior a tensão confinante
maior o nível de deformação axial para se alcançar a ruptura. A mobilização da tensão
desviadora máxima exigiu grandes deformações axiais, da ordem de 20% ou mais. Para
´c=100 e 600 kPa, a estabilização da tensão desviadora está associada à estabilização
da deformação volumétrica específica. O solo apresenta comportamento compressivo
para todos os níveis de tensão ensaiados. Para ´c=25 kPa e deformações axiais
superiores a 8,5%, existe uma tendência para comportamento dilatante, e aspecto
semelhante foi observado por Silveira (1993) em solos saprolíticos intactos do Soberbo,
para tensão de 49,1 kPa. Os parâmetros efetivos de resistência obtidos estão
relacionados na Tabela III.15, Anexo III. O intercepto de coesão efetiva é nulo e o
ângulo de atrito efetivo é menor que o do solo intacto. No item 6.3.3.2.1, os parâmetros
de resistência do solo remoldado são comparados com os do solo intacto.
6.3.1.2.2 – Ensaios CIU
Foram realizados ensaios triaxiais CIU com corpos de prova de solo remoldado
de 5m de profundidade adensados hidrostaticamente com tensões de 25 kPa, 100 kPa,
400 kPa e 600 kPa. Os resultados estão apresentados nas Figuras 6.11 a 6.13.
159
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
100
200
300
400
500
600
700
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
lama-5m - 25 kPalama-5m - 100 kPalama-5m - 400 kPalama-5m - 600kPa
Figura 6.11 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-solo
remoldado-5m
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
400
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
lama-5m - 25 kPalama-5m - 100 kPalama-5m - 400 kPalama-5m - 600kPa
Figura 6.12 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
CIU-solo remoldado-5m
160
0 100 200 300 400 500 600 700 800 900
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
pico( '1/ '3) max
picoc' = 0 kPa' = 33,1°
( '1/ '3) maxc' = 0 kPa' = 34,1°
Figura 6.13 – Caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
CIU-solo remoldado-5m.
Analisando-se as Figuras 6.11 e 6.12, pode-se verificar que à medida que
aumenta o nível de deformação axial as curvas tensão-deformação apresentam-se
crescentes, e esta tendência está associada ao desenvolvimento de excesso de
poropressão decrescente. Em função da dificuldade de se definir a ruptura de pico,
adotou-se de forma geral como tensão desviadora máxima a tensão correspondente a
25% de deformação axial (Tabela III.10, Anexo III). Os excessos de poropressão são
positivos e decrescentes a partir de deformações axiais superiores a 3,0% ( ´c=25 kPa),
7% ( ´c=100 kPa) e 9,5% ( ´c=400 e 600 kPa). Para ´c=25 kPa, as condições de pico e
( ´1/ ´3)max são alcançadas simultaneamente. O caminho de tensões efetivas para tensão
de adensamento hidrostático de 25 kPa curva-se para a direita, significando que para
este nível de tensão permanece um certo grau de estruturação, relacionado com o
intertravamento mecânico dos minerais constituintes do solo. Para os demais ensaios, os
caminhos de tensões efetivas têm a forma de “S”, com desenvolvimento de pressões
neutras relativamente rápido no início dos ensaios. O ponto de máximo excesso de
poropressão situa-se próximo ao ponto de máxima obliqüidade, e a partir deste ponto os
caminhos tendem a andar sobre a envoltória, ganhando resistência, até alcançar a
máxima tensão desviadora. No trecho em que os caminhos andam sobre a envoltória, a
tensão desviadora está aumentando, porém a obliqüidade ( ´1/ ´3) permanece constante,
como se pode observar a partir da Figura III.40, Anexo III. As envoltórias obtidas pelos
critérios de pico e máxima mobilização de atrito são praticamente as mesmas. Os
valores dos parâmetros efetivos de resistência para as condições de dmax e ( ´1/ ´3)max
161
são apresentados na Tabela III.15, Anexo III. O intercepto de coesão efetiva é nulo e o
ângulo de atrito efetivo não varia muito ao passar da condição de pico para a condição
de máxima mobilização de atrito. No item 6.3.3.2.2 os parâmetros de resistência do solo
remoldado são analisados em conjunto com os do solo intacto.
As fotografias de MEV do solo intacto de 5m mostram um arranjo dos minerais
constituintes (placas de caulinita, mica e demais minerais) intertravado mecanicamente.
As interações físico-químicas que ocorrem durante a remoldagem quebram este arranjo
e geram um estado desestruturado. Os resultados de granulometria com e sem
defloculante (Capítulo 4) indicam que as partículas de caulinita presentes na fração silte
apresentam-se floculadas no estado intacto, porém a remoldagem altera este arranjo para
um estado mais disperso. No estado disperso diminuem as forças atrativas
interpartículas, responsáveis pelos contatos intergranulares, e conseqüentemente há
redução da coesão, da resistência e da rigidez, e estes aspectos são confirmados pelos
valores de intercepto de coesão efetiva mostrados na Tabela 6.5.
6.3.2 – Ensaios com soluções de hexametafosfato de sódio
Foram realizados ensaios CID e CIU utilizando soluções de hexametafosfato de
sódio, caracterizadas no Anexo I, nas concentrações de 0,001N e 0,1N.
6.3.2.1 – Soluções 0,001N de hexametafosfato de sódio
6.3.2.1.1 – Ensaios CID
Os resultados dos ensaios triaxiais CID utilizando soluções de hexametafosfato
de sódio com concentração 0,001N e ´c=25, 50 e 400 kPa são apresentados nas Figuras
6.14, 6.15 e 6.16.
162
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
300
600
900
1200
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
0,001N-25 kPa0,001N-50 kPa0,001N-400 kPa
Figura 6.14 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-intacto-
1m-0,001 N
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
14
12
10
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
0,001N-25 kPa0,001N-50 kPa0,001N-400 kPa
Figura 6.15 – Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,
ensaios CID-intacto-1m-0,001 N
163
0 100 200 300 400 500 600 700 800 900 1000
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
100
200
300
400
500
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
picoc' = 0 kPa' = 32,5°
Figura 6.16 – Caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
CID-intacto-1m-0,001 N
A Figura 6.14 mostra que a tensão desviadora cresce lentamente com as
deformações axiais, tendendo a se estabilizar na forma de um patamar, associado à
estabilização das deformações volumétricas. Para ´c=25 kPa esta condição não foi
possível de ser alcançada, devido a limitações de curso do pistão. A máxima tensão
desviadora ocorre para deformações da ordem de 24%. Todos os corpos de prova
apresentaram comportamento compressivo (Figura 6.15). Para ´c=25 kPa, as
deformações volumétricas foram superiores às apresentadas pelos demais ensaios, os
quais tiveram reduções de volume de mesma ordem de grandeza durante o
carregamento axial. Observando os índices físicos (Tabela III.8, Anexo III), verifica-se
que o índice de vazios após o adensamento hidrostático para ´c=25 kPa (eadensto=1,34)
manteve-se superior ao das outras duas amostras (eadensto=1,12 e 1,16). Entretanto
somente esta diferença no índice de vazios não explica a diferença de comportamento
constatada no gráfico ( v x a). A principal causa da diferença são as mudanças
estruturais que ocorrem durante a fase de cisalhamento, induzidas pelas interações
físico-químicas entre o solo e o fluido intersticial. Os parâmetros efetivos de resistência
de pico obtidos a partir do ajuste linear da envoltória de ruptura estão apresentados na
Tabela III.15, Anexo III. Os resultados de ensaios de granulometria associados aos
resultados de mineralogia mostram que a fração argila presente no solo de 1m de
profundidade encontra-se, no estado intacto, floculada pela ação cimentante de
sesquióxidos de ferro e alumínio. A floculação também é visível nas fotografias de
MEV do solo intacto. A substituição do fluido dos poros por solução 0,001N de
164
hexametafosfato de sódio (caracterizada no Anexo I), altera a natureza e a concentração
de eletrólitos do ambiente intersticial. Os cátions sódio são adsorvidos nas faces dos
argilominerais e os ânions fosfato são adsorvidos nas arestas, e isto provoca aumento
das forças repulsivas do sistema solo-fluido dos poros. O valor elevado de pH
(pH=10,5) também contribui para este aumento. As interações físico-químicas se
manifestam principalmente na magnitude das forças atrativas e repulsivas, nas reações
de troca catiônica e aniônica, na espessura da dupla camada elétrica, na espessura e
propriedades da camada de água adsorvida, etc. A espessura da dupla camada é sensível
à constante dielétrica do fluido intersticial, à temperatura, à concentração da solução, à
valência e ao tamanho dos íons adsorvidos (Mitchell, 1976). Os efeitos destas interações
físico-químicas, associados ao estado de tensões imposto pelos ensaios e ao índice de
vazios inicial dos corpos de prova, fazem com que o comportamento do solo se altere
em relação ao comportamento do solo intacto, para uma condição em que as ligações
cimentantes são quebradas e os contatos mecânicos intergranulares são reduzidos,
resultando em diminuição de coesão verdadeira, de resistência e de rigidez. Os
resultados obtidos nos ensaios refletem estas mudanças estruturais. O comportamento
do solo perante as soluções 0,001N de hexametafosfato de sódio será comparado com o
comportamento do solo intacto e do solo remoldado em itens posteriores, e a partir
destes estados de referência, os efeitos destas interações poderão ser mais facilmente
visualizados.
6.3.2.1.2 – Ensaios CIU
Foram realizados ensaios triaxiais CIU utilizando soluções de hexametafosfato
de sódio com concentração 0,001N e tensões de adensamento hidrostático de 25 kPa,
50 kPa, 200 kPa e 400 kPa, e os resultados são mostrados nas Figuras 6.17, 6.18 e 6.19.
165
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
0,001 N-25 kPa0,001 N-50 kPa0,001 N-200 kPa0,001 N-400 kPa
Figura 6.17 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-
1m-0,001 N.
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
0,001 N - 25 kPa0,001N - 50 kPa0,001N - 200 kPa0,001N - 400 kPa
Figura 6.18 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
CIU-intacto-1m-0,001 N
166
0 100 200 300 400 500
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
50
100
150
200
250
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
pico( '1/ '3)max
picoc' = 0 kPa' = 23,8°
( '1/ '3)maxc' = 0 kPa' = 31,1°
Figura 6.19 – Caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
CIU-intacto-1m-0,001 N
Analisando os resultados apresentados nas Figuras 6.17 a 6.19 pode-se verificar
que as curvas ( d x a) apresentam comportamento similar, para os níveis de tensão
utilizados. Formam pico de resistência para deformações axiais da ordem de 1,6%
( ´c=50 kPa, 200 kPa e 400 kPa) e da ordem de 10% ( ´c=25 kPa). Após o pico, a
resistência cai, formando um patamar de escoamento, que coincide com a estabilização
do excesso de poropressão (condição de estados críticos). O pico não está associado à
dilatância, pois o excesso de poropressão foi sempre positivo e crescente. As curvas
( d x a) para ´c=25 kPa e ´c=50 kPa são praticamente coincidentes. A tensão de
escoamento edométrica é da ordem de 20 kPa, e o solo não exibe efeitos de “sobre-
adensamento” para a faixa de tensões ensaiadas. O caminho de tensões efetivas para
´c=25 kPa sobe quase na vertical, com pouca variação da tensão efetiva média, e o
caminho para ´c=50 kPa curva-se para a esquerda. Para as demais tensões, os caminhos
tendem para a direita, até cerca de 0,3% de deformação axial, em seguida o excesso de
poropressão aumenta rapidamente, fazendo com que o caminho se curve para a
esquerda, indo até cerca de 7% de deformação axial ( ´c=200 kPa) e 15% de
deformação axial ( ´c=400 kPa). O critério de ruptura para a condição de máxima
obliqüidade coincide com a condição de estados críticos. Os parâmetros efetivos de
resistência ao cisalhamento para as condições de pico e máxima obliqüidade são
mostrados na Tabela III.15, Anexo III. Analisando os dados desta Tabela, percebe-se
que as interações físico-químicas que ocorreram nos ensaios triaxiais CIU com solução
0,001N de hexametafosfato de sódio resultaram na desestruturação do solo, pelos
167
mecanismos explicados no item 6.3.2.1.1, e o intercepto de coesão nulo reflete a quebra
das ligações interpartículas oriundas de cimentação por sesquióxidos de ferro e
alumínio. Os caminhos de tensões efetivas atingem primeiro a condição de pico, em
seguida a condição ( ´1/ ´3)max, exceto o ensaio adensado com 25 kPa, e os valores de
ângulos de atrito interno efetivo são conseqüência deste comportamento.
6.3.2.2. – Soluções 0,1N de hexametafosfato de sódio
6.3.2.2.1 – Ensaios CID
Os gráficos dos ensaios triaxiais CID das amostras de 1m de profundidade
tratadas com soluções 0,1N de hexametafosfato de sódio estão traçados nas Figuras
6.20, 6.21 e 6.22.
168
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
300
600
900
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
0,1N-25 kPa0,1N-50 kPa0,1N-100 kPa0,1N-400 kPa
Figura 6.20 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-intacto-
1m-0,1 N
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
0,1N-25 kPa0,1N-50 kPa0,1N -100kPa0,1N-400 kPa
Figura 6.21 – Curvas deformação volumétrica x deformação específica axial, ensaios
CID-intacto-1m-0,1 N.
169
0 100 200 300 400 500 600 700 800 900
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
picoc' = 0 kPa' = 26,5°
Figura 6.22 – Caminho de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico para
ensaios CID-intacto-1m-0,1 N
Analisando os resultados das Figuras 6.20 a 6.22 verifica-se que a tensão
desviadora cresce lentamente com as deformações axiais até estabilizar na forma de
patamar, associado à estabilização das variações volumétricas, e esta condição nem
sempre é possível de ser alcançada, por limitações do aparato triaxial. A ruptura ocorre
para deformações axiais da ordem de 20%. O critério de ruptura da máxima tensão
desviadora coincide com a condição de estados críticos. Todos os corpos de prova
ensaiados tiveram comportamento compressivo. A interação do solo com a solução
0,1N de hexametafosfato de sódio é mais intensa do que com solução 0,001N, fato
demonstrado nas análises químicas de capacidade de troca catiônica. A capacidade de
troca catiônica para solo tratado com solução 0,001N de hexametafosfato de sódio foi
de 1,8 cmolc/Kg, enquanto que a capacidade de troca para solo tratado com solução
0,1N foi de 6,3 cmolc/Kg. As fotografias de MEV para solo tratado com solução 0,1N
de hexametafosfato mostraram acentuada quebra de cimentações. No ensaio de
compressão edométrica com solução 0,1N de hexametafosfato de sódio, o solo
apresentou maior deformabilidade e menor tensão de escoamento ( ´vy=5 kPa), em
relação a solução 0,001N. Os aspectos constatados no ensaio de adensamento
edométrico são coerentes com os observados nos ensaios triaxiais. Os parâmetros
efetivos de resistência de pico obtidos a partir de ajuste linear da envoltória de ruptura
(Figura 6.22) estão apresentados na Tabela III.15, Anexo III. O ângulo de atrito não
sofreu muita variação em relação ao estado estruturado, que apresenta ´=28,1° (Futai,
2002).
170
6.3.2.2.2 – Ensaios CIU
Foram realizados ensaios triaxiais CIU com corpos de prova de 1m de
profundidade com o fluido dos poros substituído por soluções 0,1N de hexametafosfato
de sódio, adensados hidrostaticamente com tensões de 25 kPa, 50 kPa, 200 kPa e 400
kPa , e os resultados são apresentados nas Figuras 6.23, 6.24 e 6.25.
171
0 5 10 15 20 25
deformação específica axial (%)
0
20
40
60
80
100
120
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
0,1 N-25 kPa0,1 N-50 kPa0,1 N-200 kPa0,1 N-400 kPa
Figura 6.23 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-
1m-0,1 N
0 5 10 15 20 25
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
400
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa) 0,1 N - 25 kPa
0,1N - 50 kPa0,1N - 200 kPa0,1N - 400 kPa
Figura 6.24 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
CIU-intacto-1m-0,1 N
172
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
50
100
150
200
250
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
pico( '1/ '3)max
picoc' = 0 kPa' = 11,7°
( '1/ '3)max c' = 0 kPa' = 21,4°
Figura 6.25 – Caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
CIU-intacto-1m-0,1 N
Os resultados dos gráficos mostram que as curvas ( d x a) apresentam picos de
resistência, e estes picos são mais discretos para ´c=25 kPa e ´c=50 kPa. Após o pico,
a tensão desviadora diminui e estabiliza formando um patamar, que coincide com a
estabilização do excesso de poropressão. O excesso de poropressão gerado durante o
cisalhamento é sempre positivo. A ruptura é atingida para deformações axiais inferiores
a 3%. A tensão de escoamento obtida no ensaio edométrico foi muito baixa ( ´vy=5
kPa), e para a faixa de tensões utilizadas, o comportamento demonstrado foi
“normalmente adensado”. Os caminhos de tensões efetivas correspondentes a
´c=25 kPa e ´c=50 kPa curvam-se para a esquerda. Os caminhos correspondentes a
´c=200 kPa e ´c=400 kPa andam para a direita, até deformações axiais menores que
0,2%, e em seguida para a esquerda, alcançando o pico para deformações axiais
menores que 2,8%. A condição de pico é alcançada antes da condição ( ´1/ ´3)max para
todos os níveis de tensão ensaiados. A condição ( ´1/ ´3)max coincide com a condição de
estados críticos e ocorre para deformações da ordem de 18%, tendendo para a envoltória
de resistência drenada.
Os parâmetros de resistência ao cisalhamento são mostrados na Tabela III.15,
Anexo III. Analisando os valores apresentados nesta Tabela, verifica-se que o critério de
tensão desviadora máxima forneceu o menor valor do ângulo de atrito.
Os valores de c´e ´ refletem a grande desestruturação do solo ensaiado com
solução 0,1N. A coesão do solo é função de sua estrutura, sendo resultante de ligações
iônicas primárias existentes dentro das camadas estruturais dos argilominerais e entre
173
estas camadas, e de forças atrativas e repulsivas associadas com ligações mais fracas de
hidrogênio dentro da dupla camada difusa (Rosenquist, 1960). Na medida que a
estrutura tende a ficar mais dispersa, é esperado que o valor da coesão se reduza. A
expansão da dupla camada também resulta em redução do atrito entre partículas
adjacentes, causando uma diminuição do ângulo de atrito interno. Ensaios de
desagregação realizados com o solo de 1m de profundidade demonstraram a
incapacidade deste solo permanecer intacto quando inundado sem confinamento com
solução 0,1N de hexametafosfato de sódio, justificando os valores de intercepto de
coesão efetiva nulo obtidos no ajuste da envoltória de ruptura pelo critério de Mohr-
Coulomb.
O efeito das interações físico-químicas foi mais acentuado com solução 0,1N de
hexametafosfato de sódio do que com solução 0,001N, conduzindo a menores tensões
desviadoras máximas, atingindo a ruptura com menores deformações axiais (exceção
para ´c=400 kPa) e exibindo envoltória de pico mais baixa. A forma de ruptura dos
corpos de prova para as duas concentrações (0,001N e 0,1N) foi do tipo plástica, com
embarrigamento dos corpos de prova.
Os resultados dos ensaios químicos de capacidade de troca catiônica (CTC)
mostraram que quando o solo de 1m de profundidade interage com a solução 0,1N de
hexametafosfato de sódio, o valor da CTC (CTC=6,3 cmolc/Kg) se eleva em relação a
solo intacto e em relação a solo com solução 0,001N (CTC=2,6 cmolc/Kg e CTC=1,8
cmolc/Kg, respectivamente). Aumentando a CTC aumentam os efeitos das interações
solo-fluido dos poros, e este aspecto se confirma nos resultados dos ensaios triaxiais. Os
resultados dos ensaios de MEV com solo tratado com solução 0,1N mostraram
acentuada quebra de ligações interpartículas, com perda de resistência e rigidez, o que
também se confirma nos ensaios triaxiais.
6.3.3 – Comparação de resultados – efeitos de estrutura
Os efeitos das interações físico-químicas nos solos de 1 e 5m de profundidade,
que resultam em efeitos de estrutura, serão avaliados mediante comparação dos
resultados de ensaios feitos com solo intacto (Futai, 2002, exceto ensaio triaxial CID
para ´c=400 kPa) com os resultados dos ensaios feitos com o solo desestruturado, seja
na forma remoldada nas vizinhanças do limite de liquidez, seja na forma tratada com
soluções de hexametafosfato de sódio, caracterizadas no Anexo I. Os resultados dos
174
ensaios de adensamento edométrico mostram que os solos de 1 e 5m de profundidade
apresentam uma tensão de escoamento relacionada com a resistência de ligações
interpartículas, sendo considerados solos “estruturados”. No caso do solo de 1m de
profundidade, estas ligações são devidas às cimentações por sesquióxidos de ferro e
alumínio. No caso do solo de 5m de profundidade, estas ligações são devidas ao arranjo
intertravado de seus minerais constituintes. A remoldagem e o tratamento do solo com
soluções quebram estas ligações interpartículas, e estes efeitos, associados ao estado de
tensões e ao índice de vazios dos corpos de prova, resultam em mudanças nas curvas
tensão-deformação, na rigidez do solo, na magnitude das deformações volumétricas
(ensaios CID) ou excessos de poropresssão (ensaios CIU) gerados durante o
carregamento axial, nos parâmetros de resistência ao cisalhamento, nas envoltórias de
resistência para os diversos critérios de ruptura, etc.
6.3.3.1 – Solo de 1m de profundidade
6.3.3.1.1 – Ensaios CID: comparação de resultados de ensaios com solo intacto e solo
remoldado
As Figuras 6.26, 6.27 e 6.28 permitem a comparação de resultados obtidos para
o solo de 1m de profundidade nas condições intacta e remoldada, em ensaios adensados
hidrostaticamente nas tensões de 25, 100 e 400 kPa. No Anexo III, são apresentadas
comparações para cada nível de tensão (Figuras III.7 a III.12), que facilitam a
visualização das diferenças de comportamento, e tabela com parâmetros na ruptura para
condição de pico (Tabelas III.10 e III.12).
175
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
0
200
400
600
800
1000
1200
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-1m - 25 kPaintacto-1m - 100 kPaintacto-1m - 400 kPalama-1m - 25 kPalama-1m - 100 kPalama-1m - 400 kPa
Figura 6.26 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-intacto-
1m (Futai, 2002 exceto ´c=400 kPa) e CID-solo remoldado-1m
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
12
10
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
intacto-1m - 25 kPaintacto-1m - 100 kPaintacto-1m - 400 kPalama-1m - 25 kPalama-1m - 100 kPalama-1m - 400 kPa
Figura 6.27 - Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,
ensaios CID-intacto-1m (Futai, 2002 exceto ´c=400 kPa) e CID-solo
remoldado-1m
176
0 100 200 300 400 500 600 700 800 900 1000 1100 1200
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
100
200
300
400
500
600
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
intactolama
intactoc' = 7 kPa' = 28,1°
lamac' = 0 kPa' = 34,6°
Figura 6.28 - Caminhos de tensões efetivas e envoltórias de resistência de pico, ensaios
CID-intacto-1m (Futai, 2002 exceto ´c=400 kPa) e CID-solo remoldado-
1m
A Figura 6.26 mostra que para baixos níveis de tensões a influência da estrutura
é marcante. Para ´c=25 kPa, o solo intacto apresenta maior resistência e rigidez que o
solo remoldado, até cerca de 13% de deformação axial. Para este valor de tensão
confinante, o comportamento do solo intacto é “pré-adensado”, formando um pico de
resistência discreto não associado à dilatância, alcançando a ruptura com pequena
deformação axial (cerca de 5%) e tendo deformação volumétrica de pequena magnitude.
Cabe ressaltar que a diferença observada entre as curvas deve-se ao efeito de estrutura e
à influência do índice de vazios, uma vez que o solo intacto inicia a etapa de
cisalhamento com índice de vazios e=1,23 e o solo remoldado com índice de vazios
e=0,92 (Tabela III.8, Anexo III).
Para ´c=100 kPa e ´c =400 kPa as curvas de solo remoldado passaram acima
do solo intacto, contrariando o comportamento esperado e contrariando os resultados
obtidos nos ensaios de compressão edométrica (Capítulo 5), que indicaram que o solo
intacto apresenta ligações cimentantes capazes de conferir características de resistência
e rigidez superiores às do solo remoldado. Antes de se buscar possíveis explicações para
esta questão, optou-se por repetir os ensaios CID com solo remoldado para ´c=100 kPa
e ´c=400 kPa. No Anexo III apresentam-se os resultados dos ensaios de repetição
(Figuras III.13 e III.14), os índices físicos dos corpos de prova utilizados (Tabela III.8) e
os parâmetros na ruptura para condição de pico (Tabela III.10). Após a repetição dos
ensaios, verificou-se comportamento idêntico para ´c=100 kPa, enquanto que o ensaio
177
adensado com 400 kPa apresentou resistência ligeiramente superior à do primeiro
ensaio (cerca de 14%). Mantiveram-se então os resultados obtidos inicialmente para
CID-solo remoldado-1m-100 e 400 kPa, e procedeu-se à repetição do ensaio com o solo
intacto de 1m e ´c=400 kPa. Os resultados deste ensaio estão plotados nas Figuras
III.15 e III.16 (Anexo III) e os índices físicos dos corpos de prova estão apresentados na
Tabela III.8 (Anexo III). A Tabela 6.4 apresenta os parâmetros na ruptura para condição
de tensão desviadora máxima.
Tabela 6.4 – Parâmetros na ruptura, condição de pico, ensaios CID-intacto-1m-400 kPa
Futai, (2002) Presente dissertação ´c
(kPa) dr
(kPa) vr
(%) ar
(%) dr
(kPa) vr
(%) ar
(%)
400 789,76 12,65 29,78 923,35 9,73 27,13
Com base na Tabela 6.4, observa-se que o ensaio realizado na presente
dissertação, quando comparado com o ensaio realizado por Futai (2002), apresentou
resistência cerca de 17% superior, atingiu a ruptura com menor deformação axial e
exibiu menor deformação volumétrica durante o carregamento axial. Adotou-se então
para CID-intacto-1m-400 kPa os resultados do ensaio de repetição. Esta escolha foi
balizada apenas pela intenção de se incluir os ensaios feitos na presente dissertação, mas
poderia ter sido usado indistintamente os resultados obtidos por Futai (2002).
Existem duas possíveis explicações que podem ter influenciado os resultados, e
que serão a seguir relatadas. A primeira é de natureza física e é decorrente da correção
de área feita no cálculo do ensaio. A fórmula usada para correção da área, de acordo
com as recomendações de Head (1986) é dada por:
a
a
vc A
11
A
Onde:
Ac - área corrigida
v - deformação específica volumétrica
a – deformação específica axial
Aa – área após o adensamento
178
Esta fórmula é baseada na hipótese de que o corpo de prova se deforma como
um cilindro, com diâmetro constante ao longo da altura. La Rochelle et al. (1988)
ressaltam que esta hipótese nunca é obtida nas situações reais, sendo a fórmula para
correção de área uma fórmula aproximada. À medida que o ensaio vai sendo executado,
o corpo de prova deixa a forma cilíndrica e passa a se deformar mais no centro. Os solos
que atingem a ruptura com deformações axiais maiores apresentam embarrigamento
maior. Conseqüentemente, a tensão desvio no plano situado a meia altura do corpo de
prova não é aquela calculada pela hipótese inicial. O efeito do embarrigamento ocorre
com solo intacto e com solo remoldado, sendo mais acentuado no segundo. Esta
explicação física pode ser verificada na prática medindo-se as deformações do corpo de
prova após a ruptura e corrigindo-se a tensão desviadora na ruptura.
Uma segunda possível explicação está relacionada com a variação de volume
durante o adensamento hidrostático. Wesley (1990) realizou ensaios triaxiais adensados
não drenados nas condições intacta e remoldada, em um solo residual da Nova Zelândia
cujos argilominerais principais eram caulinita e ilita. Obteve curvas tensão-deformação
para o solo remoldado passando acima das curvas de solo intacto para níveis de tensões
confinantes mais elevados, justificando este comportamento pela variação volumétrica
durante o adensamento hidrostático. Tomando-se com exemplo o ensaio com ´c=400
kPa, a Tabela 6.5 compara valores de índices de vazios e deformações volumétricas no
final da etapa de adensamento hidrostático.
Tabela 6.5 – Índice de vazios inicial, índice de vazios e deformação volumétrica no final
do adensamento hidrostático, ensaios CID-1m-400 kPa
condição eo eadensto v (%)
intacto 1,41 1,30 0,13
remoldado 1,31 1,15 0,22
Pode-se verificar que o solo remoldado apresentou uma condição inicial
ligeiramente diferente do solo intacto em termos de índice de vazios inicial, e que
durante o adensamento sofreu variações volumétricas muito maiores (cerca de 70 %)
que o solo intacto, e consequentemente iniciou a etapa de cisalhamento num estado mais
denso.
179
Analisando os parâmetros na ruptura para solo intacto e para solo remoldado
(Tabelas III.12 e III.10, respectivamente, Anexo III), verifica-se que para ´c=25 kPa o
solo intacto alcança a ruptura com deformação axial bem inferior ao solo remoldado.
Para ´c=100 kPa e ´c=400 kPa, as deformações axiais na ruptura para solo intacto são
superiores. Tanto o solo intacto quanto o solo remoldado tiveram comportamento
compressivo durante o cisalhamento. Para ´c=25 kPa, existe uma grande diferença de
deformação volumétrica quando se passa da condição de solo intacto para a condição
remoldada ( vr do solo remoldado cerca de 6 vezes maior), porque o solo intacto
encontra-se no domínio “sobre-adensado” e apresenta deformação volumétrica de
pequena magnitude. Para as tensões de 100 e 400 kPa, as deformações volumétricas do
solo remoldado mantiveram-se inferiores às deformações do solo intacto. Conforme
visto nos ensaios de adensamento edométrico, o solo remoldado, para qualquer valor de
tensão efetiva vertical, existe em índices de vazios inferiores aos do solo intacto.
Durante o adensamento hidrostático este solo sofre maior redução de índice de vazios
que o solo intacto, como se pode verificar a partir dos dados da Tabela III.8, Anexo III,
iniciando o cisalhamento num estado mais denso e conseqüentemente comprimindo-se
menos durante o cisalhamento. Para ´c=100 e 400 kPa, o solo intacto apresenta
deformações volumétricas de mesma ordem de grandeza, e este aspecto também ocorre
com o solo remoldado. A envoltória de resistência de pico do solo remoldado está
passando ligeiramente acima da envoltória de pico do solo intacto, e esta característica
se relaciona com o comportamento tensão-deformação do solo remoldado, discutido
anteriormente. A Tabela III.15, Anexo III, relaciona os parâmetros efetivos de
resistência de pico obtidos para os ensaios realizados. O solo remoldado apresenta
intercepto de coesão efetiva nulo e ângulo de atrito maior que o do solo intacto.
Analisando os índices de vazios dos solos remoldado e intacto após o adensamento
hidrostático (Tabela III.8, Anexo III), verifica-se que o solo remoldado inicia a etapa de
cisalhamento em índices de vazios inferiores aos do solo intacto, apresentando
consequentemente um comportamento tensão-deformação mais rígido, fato que se
reflete no valor do ângulo de atrito interno obtido.
180
6.3.3.1.2 – Ensaios CIU: comparação de resultados de ensaios com solo intacto e solo
remoldado
As comparações de resultados de ensaios CIU para o solo de 1m de
profundidade nas condições intacta e remoldada são apresentadas nas Figuras 6.29, 6.30
e 6.31.
181
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
tens
ão d
esvi
o (k
Pa) intacto-1m - 25 kPa
intacto-1m - 100 kPaintacto-1m - 400 kPalama-1m - 25 kPalama-1m - 100 kPalama-1m - 400 kPa
Figura 6.29 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-
1m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m.
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
intacto-1m - 25 kPaintacto-1m - 100 kPaintacto-1m - 400 kPalama-1m - 25 kPalama-1m - 100 kPalama-1m - 400 kPa
Figura 6.30 - Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
CIU-intacto-1m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m
182
0 100 200 300 400 500 600
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
100
200
300
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
( '1/ '3)max - intacto
pico - intacto( '1/ '3)max - lama
pico - lama
lamac' = 0 kPa' = 32,3°
intactoc' = 7 kPa' = 28,1°
Figura 6.31 – Caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
CIU-intacto-1m (Futai, 2002) e ensaios CIU-solo remoldado-1m
No Anexo III, item III.7, as comparações dos resultados dos ensaios triaxiais
CIU com solo intacto e solo remoldado são separadas por tensão confinante, para uma
visualização mais detalhada das diferenças de comportamento.
A análise dos resultados mostrados nas Figuras 6.29 a 6.31 revela diferenças
entre o comportamento do solo intacto e do solo remoldado, que se manifestam na
forma das curvas tensão-deformação, na rigidez, nos parâmetros de ruptura, na
magnitude dos excessos de poropressão gerados durante o cisalhamento, nos caminhos
de tensões efetivas, nas envoltórias de resistência e nos parâmetros c´e ´. Todas estas
diferenças são devidas à influência do índice de vazios inicial e às mudanças estruturais
que ocorrem nas fases de moldagem do corpo de prova, adensamento hidrostático e
cisalhamento. Estas diferenças serão a seguir detalhadas. Para solo intacto, a tensão
desviadora cresce com as deformações axiais até atingir um valor máximo (pico). A
resistência pós-pico cai, de forma não muito acentuada, para um patamar bem definido,
que coincide com a estabilização do excesso de poropressão. A resistência de pico não
está associada a dilatância, pois o excesso de poropressão gerado durante o
cisalhamento é positivo. As curvas correspondentes a solo remoldado não apresentam
picos de resistência nem estabilização de tensão desviadora para deformações axiais
mais elevadas.
Analisando os parâmetros na ruptura e critério de dmax (Tabelas III.10 e III.12,
Anexo III), verifica-se que para solo intacto a ruptura é alcançada com deformações
183
axiais inferiores a 6%, enquanto que para solo remoldado esta condição ocorre com
deformações da ordem de 25%.
Para ´c=25 kPa, o solo intacto suporta maiores tensões desviadoras até cerca de
12% de deformação axial, e acima deste valor ambos os solos tendem a suportar a
mesma tensão desviadora. Este comportamento significa que para este nível de tensão
houve influência das cimentações, que foram progressivamente quebradas, fazendo com
que para maiores deformações axiais o comportamento do solo estruturado se aproxime
do comportamento do solo desestruturado. Para ´c=100 kPa, o solo intacto apresenta
rigidez igual ou superior à do solo remoldado até cerca de 7,5% de deformação axial. A
partir desta deformação, a curva do solo remoldado exibe maior resistência e rigidez, e o
ganho de resistência está associado à geração de excesso de poropressão decrescente
durante o cisalhamento. Para ´c=400 kPa, o solo remoldado apresenta maior resistência
e rigidez até cerca de 3% de deformação e acima de 10% de deformação. O ganho de
resistência acima de 10% de deformação está associado à geração de excesso de
poropressão decrescente. Para a faixa de tensões de 100 e 400 kPa, tensões maiores que
a de escoamento do material ( ´vy=60 kPa, Futai (2002)), não se percebem grandes
diferenças entre o comportamento tensão-deformação do solo intacto e o do solo
remoldado, pois o próprio confinamento quebrou as cimentações existentes no solo
intacto, e a influência da estrutura torna-se menos acentuada.
Os índices de vazios do solo remoldado após a etapa de adensamento
hidrostático são, de modo geral, inferiores àqueles do solo intacto, como se pode
observar a partir da Tabela III.2, Anexo III. Este fato faz com que o solo remoldado
desenvolva excesso de poropressão de menor magnitude durante o carregamento axial.
Para ´c=25 kPa, o solo intacto encontra-se no estado “sobre-adensado”, e gera pouco
excesso de poropressão. Um aspecto distinto entre as curvas ( u x a) de solo intacto e
solo remoldado é o excesso de poropressão decrescente apresentado por este último, a
partir de deformações axiais de cerca de 3% ( ´c=25 kPa), 4,5% ( ´c=100 kPa) e 6%
( ´c=400 kPa).
Os comentários que virão a seguir, com relação aos caminhos de tensões efetivas
e envoltórias de resistência, são aspectos que podem ser observados na Figura 6.31. Os
caminhos de tensões efetivas para solo intacto têm geometrias semelhantes, tendendo
para a esquerda, com acentuado desenvolvimento de excesso de poropressão positivo.
Apresentam o aspecto de caminhos de tensões de solos “normalmente adensados”,
184
apesar de não se tratar de solos sedimentares. Os ensaios com solo remoldado
apresentaram caminhos de tensões em forma de “S”, tendendo inicialmente para a
direita, em seguida para a esquerda, e por fim para a direita , caminhando sobre a
envoltória no trecho final. Os ensaios com solo remoldado atingem primeiramente a
condição ( ´1/ ´3)max, para depois atingirem a condição de tensão desviadora máxima.
Os ensaios com solo intacto atingem primeiramente a condição de tensão desviadora
máxima, para depois atingirem a condição ( ´1/ ´3)max, exceto para ´c=25 kPa. O solo
intacto apresenta envoltória de pico diferenciada de envoltória de máxima mobilização
de atrito, enquanto que para solo remoldado estas envoltórias são praticamente
coincidentes. A envoltória de resistência de pico do solo remoldado passa acima da
envoltória do solo intacto, entretanto, para a condição de máxima mobilização de atrito,
as envoltórias são praticamente coincidentes.
A Tabela III.15, Anexo III, apresenta os parâmetros efetivos de resistência ao
cisalhamento para as condições de pico e de máxima mobilização de atrito. O solo
remoldado apresenta intercepto de coesão nulo, conforme o esperado, sendo este fato
atribuído à quebra das ligações cimentantes características de sua estrutura natural. O
ângulo de atrito efetivo do solo remoldado apresenta-se maior que o do solo intacto, e
este comportamento foi explicado no item 6.3.3.1.1. A variação do ângulo de atrito
efetivo ao passar da condição de pico para condição de máxima mobilização de atrito
foi maior para solo intacto.
Cabe ressaltar que o solo intacto de 1m apresenta uma parcela de coesão
verdadeira colaborando na sua resistência ao cisalhamento, fato que pode ser
comprovado em ensaios de compressão simples em corpos de prova saturados,
conforme os executados por Futai (2002). O solo remoldado não apresenta intercepto de
coesão, conforme o esperado, sendo esta diferença atribuída à remoção de sua estrutura
natural. A envoltória de resistência de pico do solo intacto é curva para tensões
confinantes inferiores à tensão de escoamento edométrico (cerca de 60 kPa (Futai,
2002)), devido à parcela adicional de resistência e rigidez conferida pela cimentação
pelos sesquióxidos de ferro e alumínio. Entretanto, a envoltória linear consegue
representar bem o comportamento do mesmo na faixa de tensões de interesse da
engenharia. Na presente dissertação os parâmetros foram calculados a partir de ajuste
linear.
185
6.3.3.1.3 – Ensaios CID: comparação de resultados de ensaios com solo intacto, solo
remoldado e solo com soluções de hexametafosfato de sódio
Foram realizadas comparações de resultados de ensaios triaxiais CID com o solo
em diferentes condições: intacta, remoldada e saturada com soluções 0,001N e 0,1N de
hexametafosfato de sódio. Estas comparações são apresentadas nas Figuras 6.32, 6.33,
6.34, 6.35, 6.36, 6.37 e 6.38.
186
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto - 25 kPa0,001N - 25 kPa0,1N - 25 kPalama - 25 kPa
Figura 6.32 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios triaxiais CID
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta (Futai, 2002),
remoldada e com soluções, ´c=25 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
14
12
10
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
intacto - 25 kPa0,001N - 25 kPa0,1N - 25 kPalama - 25 kPa
Figura 6.33 - Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,
ensaios triaxiais CID com solo de 1m de profundidade nas condições
intacta (Futai, 2002), remoldada e com soluções, ´c=25 kPa
187
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto - 50 kPa0,001N - 50 kPa0,1N - 50 kPa
Figura 6.34 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios triaxiais CID
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta (Futai, 2002) e
com soluções, ´c=50 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
12
10
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
intacto - 50 kPa0,001N - 50 kPa0,1N - 50 kPa
Figura 6.35 – Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,
ensaios triaxiais CID com solo de 1m de profundidade nas condições
intacta (Futai, 2002) e com soluções, ´c=50 kPa
188
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
200
400
600
800
1000
1200
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto - 400 kPa0,001N - 400 kPa0,1N - 400 kPalama - 400 kPa
Figura 6.36 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios triaxiais CID
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta (Futai, 2002),
remoldada e com soluções, ´c=400 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
12
10
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
intacto - 400 kPa0,001N - 400 kPa0,1N - 400 kPalama - 400 kPa
Figura 6.37 – Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,
ensaios triaxiais CID com solo de 1m de profundidade nas condições
intacta, remoldada e com soluções, ´c=400 kPa
189
0 200 400 600 800 1000 1200
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
200
400
600
800
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
intacto0,001N0,1Nlama
intactoc' = 7 kPa' = 28,1°
0,001Nc' = 0 kPa' = 32,5°
0,1Nc' = 0 kPa' = 26,5°
lamac' = 0 kPa' = 34,6°
Figura 6.38 –Caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
triaxiais CID com solo de 1m de profundidade nas condições intacta
(Futai, 2002 exceto ´c=400 kPa), remoldada e com soluções
Análise dos gráficos ( d x a) e ( v x a) para ´c=25 kPa (Figuras 6.32 e 6.33)
Analisando o comportamento tensão-deformação demonstrado, observa-se que a
ruptura é bem definida para o solo intacto e para solo remoldado. A influência da
estrutura no comportamento do solo é marcante para o nível de tensão de 25 kPa. No
estado intacto, o solo apresenta maior resistência e rigidez que o solo remoldado, e a
tensão desviadora máxima é alcançada com pequena deformação axial. Após o pico, as
cimentações são gradualmente quebradas, com tendência da tensão desviadora se
estabilizar num nível mais baixo, quando a resistência passa a ser devida ao atrito entre
as partículas. As interações físico-químicas entre o esqueleto sólido e o fluido dos poros
resultaram em redução de resistência ao passar da condição intacta para solo com
solução 0,001N (redução de cerca de 33%) e solo com solução 0,1N (redução de cerca
de 57%). O comportamento dos solos ensaiados nos ensaios triaxiais se correlaciona
com o comportamento observado nos ensaios de compressão edométrica (Capítulo 5):
. a tensão de escoamento edométrica do solo intacto é ´vy=60 kPa (Futai, 2002).
Conseqüentemente, para ´c=25 kPa, o solo intacto apresenta-se “sobre-adensado”,
exibindo maior resistência e rigidez que o solo nas outras condições (remoldado ou com
190
soluções) e apresentando deformação específica volumétrica de pequena magnitude
(cerca de 1,5%);
. nos ensaios edométricos, o solo com solução 0,1 N apresentou maior deformabilidade
que os demais. Nos ensaios triaxiais, este aspecto foi confirmado, na medida que o solo
com solução 0,1N apresentou menor resistência e rigidez que o solo nas demais
condições;
. a convergência do estado intacto (estruturado) para o estado desestruturado (solo
remoldado ou solo com soluções) ficou bem evidenciada nos ensaios edométricos para
tensões verticais mais elevadas. Nos ensaios triaxiais em questão, este aspecto não ficou
bem caracterizado.
Todos os corpos de prova tiveram comportamento compressivo, com
deformações volumétricas da ordem de 1,5% (solo intacto), 7% (solo com solução
0,1N), 8,7% (solo remoldado) e 11,5% (solo com solução 0,001N). As menores
deformações volumétricas foram apresentadas pelo solo intacto e as maiores pelo solo
com solução 0,001N.
Análise dos gráficos ( d x a) e ( v x a) para ´c=50 kPa (Figuras 6.34 e 6.35)
A tensão desviadora cresce gradualmente com as deformações axiais, tendendo a
se estabilizar na forma de um patamar, associado à estabilização das deformações
volumétricas. As curvas tensão-deformação têm aspectos semelhantes e as curvas ( v x
a) não apresentam dilatância. A convergência dos comportamentos dos solos intacto,
remoldado e com soluções, observada nos ensaios edométricos para níveis de tensões
verticais mais elevados, é demonstrada nos ensaios triaxiais apenas para as condições
intacta e com solução 0,001N. As deformações volumétricas apresentadas pelo solo
intacto são resultantes de sua condição ligeiramente pré-adensada. As curvas tensão-
deformação refletem a perda de estrutura natural do solo quando este interage com as
soluções de hexametafosfato de sódio, havendo tendência de diminuição de resistência
com o aumento da concentração, para a faixa de concentrações utilizadas. Esta
tendência obtida nos ensaios triaxiais está coerente com a tendência obtida nos ensaios
edométricos.
Análise dos gráficos ( d x a) e ( v x a) para ´c=400 kPa (Figuras 6.36 e 6.37)
191
À medida que se eleva a tensão confinante, a influência da estrutura torna-se
menos acentuada, e diminuem as diferenças no comportamento tensão-deformação para
as diversas condições ensaiadas (solo intacto, solo remoldado, solo com soluções).
Existe coincidência das curvas tensão-deformação do solo intacto e do solo com solução
0,001N. O comportamento do solo remoldado foi explicado anteriormente no item
6.3.3.1.1. Para solo com soluções, as curvas são coincidentes até cerca de 9% de
deformação axial, e a partir deste ponto a curva correspondente a solo com solução 0,1N
se individualiza, enquanto as outras duas continuam coincidentes. Existe uma redução
de resistência de cerca de 30% quando se compara as condições intacta e com solução
0,1N. A magnitude das deformações volumétricas varia pouco para solo remoldado,
solo com solução 0,001N e solo intacto, porém varia mais para solo com solução 0,1N.
Os valores de deformação volumétrica para cada condição de ensaio se relacionam com
os valores de índices de vazios apresentados pelos corpos de prova após o adensamento
hidrostático.
Análise dos caminhos de tensões efetivas e envoltória de ruptura de pico
(Figura 6.38)
A envoltória de resistência de pico do solo intacto é coincidente com a do solo
com solução 0,001N, passando acima da envoltória de pico do solo com solução 0,1N,
para a faixa de tensões ensaiadas. Ressalta-se que apesar do solo intacto e o solo com
solução 0,001N terem apresentado a mesma envoltória, o comportamento tensão-
deformação foi bastante diferente para tensões até 50 kPa. Futai (2002) constatou, a
partir de uma grande quantidade de ensaios com o solo intacto, que a envoltória de
resistência de pico (que coincide com a envoltória de resistência de condição última) é
curva, devido à influência das cimentações. Nesta dissertação, foi ajustada envoltória
linear, para fins de obtenção dos parâmetros de resistência. A envoltória de resistência
de pico do solo remoldado passa acima das demais, sendo este comportamento uma
conseqüência da maior rigidez demonstrada nas curvas tensão-deformação, aspecto
explicado no item 6.3.3.1.1. A Tabela III.15, Anexo III, fornece os parâmetros efetivos
de resistência de pico.
O valor do intercepto de coesão efetiva se anula ao passar da condição de solo
intacto para solo remoldado e solo com soluções, em conseqüência da quebra das
cimentações. O valor do ângulo de atrito efetivo, em relação a solo intacto, aumenta
para solo com solução 0,001N e diminui para solo com solução 0,1N. O aumento do
192
ângulo de atrito para solo com solução 0,001N não reflete bem o comportamento do
solo, pois a sua resistência nesta condição manteve-se inferior ou próxima à do solo
intacto. A diminuição do ângulo de atrito efetivo para solo com solução 0,1N é devida
ao maior grau de dispersão provocado pelas interações físico-químicas, com a expansão
da dupla camada e diminuição dos contatos mecânicos intergranulares. Partículas ou
agregações de partículas que antes se mantinham mais próximas são afastadas pelo
aumento das forças repulsivas, sob uma dada pressão externa, resultando em redução de
´.
6.3.3.1.4 – Ensaios CIU: comparação de resultados de ensaios com solo intacto, solo
remoldado e solo com soluções de hexametafosfato de sódio
São apresentadas nas Figuras 6.39 a 6.48 as comparações de resultados de
ensaios triaxiais CIU com corpos de prova em diferentes condições: solo intacto, solo
remoldado e solo com soluções de hexametafosfato de sódio nas concentrações 0,001N
e 0,1N.
193
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
5
10
15
20
25
30
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto - 25 kPa0,001N - 25 kPa0,1N - 25 kPalama - 25 kPa
Figura 6.39 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios triaxiais CIU
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta (Futai, 2002),
remoldada e com soluções, ´c=25 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
5
10
15
20
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
intacto - 25 kPa0,001N - 25 kPa0,1N - 25 kPalama - 25 kPa
Figura 6.40 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
triaxiais CIU com solo de 1m de profundidade nas condições intacta
(Futai, 2002), remoldada e com soluções, ´c=25 kPa
194
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
10
20
30
40
50
60
70
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto - 50 kPa0,001N - 50 kPa0,1N - 50 kPa
Figura 6.41 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios triaxiais CIU
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta (Futai, 2002) e
com soluções, ´c=50 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
5
10
15
20
25
30
35
40
45
50
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
intacto - 50 kPa0,001N - 50 kPa0,1N - 50 kPa
Figura 6.42 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
triaxiais CIU com solo de 1m de profundidade nas condições intacta
(Futai, 2002) e com soluções, ´c=50 kPa
195
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
20
40
60
80
100
120
140
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto - 200 kPa0,001N - 200 kPa0,1N - 200 kPa
Figura 6.43 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios triaxiais CIU
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta (Futai, 2002) e
com soluções, ´c=200 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
intacto - 200 kPa0,001N - 200 kPa0,1N - 200 kPa
Figura 6.44 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
triaxiais CIU com solo de 1m de profundidade nas condições intacta
(Futai, 2002) e com soluções, ´c=200 kPa
196
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto - 400 kPa0,001N - 400 kPa0,1N - 400 kPalama - 400 kPa
Figura 6.45 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios triaxiais CIU
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta (Futai, 2002),
remoldada e com soluções, ´c=400 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
400
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
intacto - 400 kPa0,001N - 400 kPa0,1N - 400 kPalama - 400 kPa
Figura 6.46 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
triaxiais CIU com solo de 1m de profundidade nas condições intacta
(Futai, 2002), remoldada e com soluções, ´c=400 kPa
197
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
50
100
150
200
250
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
intacto0,001N0,1Nlama
intactoc' = 7 kPa' = 28,1°
0,001Nc' = 0 kPa' = 23,8°
0,1Nc' = 0 kPa' = 11,7°
lamac' = 0 kPa' = 32,3°
Figura 6.47 – Caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
triaxiais CIU com solo de 1m de profundidade nas condições intacta
(Futai, 2002), remoldada e com soluções
0 20 40 60 8
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
0
20
40
60
80
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
intacto0,001N0,1Nlama
Figura 6.48 – Caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
triaxiais CIU com solo de 1m de profundidade nas condições intacta
(Futai, 2002), remoldada e com soluções, detalhe para baixas tensões
Comentários gerais (Figuras 6.39 a 6.46)
Excetuando os ensaios com solo remoldado, a tensão desviadora cresce com as
deformações axiais até um valor máximo, e em seguida cai para um patamar mais baixo
198
que coincide com a estabilização do excesso de poropressão. Os ensaios adensados com
25 e 50 kPa apresentam picos menos expressivos, e os adensados com 200 e 400 kPa
apresentam picos mais bem definidos. A existência de picos de resistência não está
associada à dilatância, porque o excesso de poropressão gerado durante o cisalhamento
é sempre positivo. Para os ensaios com solo remoldado, a tensão desviadora tem
tendência crescente para deformações axiais mais elevadas, e este comportamento está
associado à tendência decrescente do excesso de poropressão gerado. Os excessos de
poropressão aumentam com a tensão confinante. De forma geral, existe tendência de
redução da tensão desviadora máxima e da deformação axial de ruptura quando se passa
de solo intacto para solo com soluções, e esta redução se acentua para solo com solução
0,1N. Este comportamento está de acordo com a deformabilidade do solo observada nos
ensaios edométricos, nas diferentes condições de ensaio.
A resistência de pico para os ensaios com solo remoldado não é bem definida,
tendo sido adotado o valor correspondente a 25% de deformação axial (Tabela III.10,
Anexo III).
Para os ensaios que apresentaram picos de resistência, o critério de ruptura de
tensão desviadora máxima fornece o menor valor de ângulo de atrito efetivo. A
condição ( ´1/ ´3)max coincide com a condição última, e tende para a mesma envoltória
drenada.
Análise dos gráficos ( d x a) e ( u x a) para ´c=25 kPa (Figuras 6.39 e 6.40)
O comportamento tensão-deformação varia pouco para o solo intacto, solo
remoldado e solo com solução 0,001N, e varia de forma mais acentuada para solo com
solução 0,1N. Para solo com solução 0,1N houve redução da tensão desviadora máxima
de cerca de 43%, em relação a solo intacto, e a menor rigidez demonstrada está coerente
com os aspectos observados nos ensaios de compressão edométrica. Nestes ensaios, a
curva de compressão (e x log ´v) correspondente a solo com solução 0,1N posicionou-
se bem abaixo das demais, indicando maior deformabilidade do solo nesta condição, em
função das interações físico-químicas mais intensas provocadas por esta concentração.
Este comportamento também está de acordo com os resultados dos ensaios de
capacidade de troca catiônica, que indicaram maior valor de CTC para esta
concentração. Existe tendência de convergência das curvas de solo intacto, solo
remoldado e solo com solução 0,001N para deformações axiais superiores a cerca de
199
10%, indicando que para este nível de confinamento e estas condições de ensaio, as
cimentações são gradualmente quebradas e o comportamento do solo estruturado tende
para o comportamento do solo desestruturado, fato também observado nos ensaios de
compressão edométrica. A curva correspondente a solo intacto forma um pico discreto,
e esta parcela adicional de resistência é devida às cimentações pelos sesquióxidos de
ferro e alumínio. Os maiores excessos de poropressão finais foram gerados pelo solo
com solução 0,1N e os menores pelo solo com solução 0,001N. Apesar do solo com
solução 0,1N ter demonstrado resistência bastante diferente do solo intacto, o excesso
de poropressão gerado durante o cisalhamento não variou muito, em relação a solo
intacto, sendo os valores na ruptura bem próximos (Tabelas III.11 e III.12, Anexo III).
Análise dos gráficos ( d x a) e ( u x a) para ´c=50 kPa (Figuras 6.41 e 6.42)
Existe grande diferença de rigidez entre o solo intacto e o solo com soluções: a
tensão desviadora máxima suportada pelo solo intacto é cerca de 65 kPa, enquanto que
para solo com soluções é cerca de 25 kPa (Tabelas III.11 e III.12, Anexo III). Este
aspecto demonstra a grande influência da estrutura neste nível de tensão. O solo com
solução 0,1N gerou maiores excessos de poropressão que o solo nas outras duas
condições (solo intacto e solo com solução 0,1N). Apesar do comportamento tensão-
deformação do solo intacto ter sido distinto do apresentado pelo solo com solução
0,001N, a resposta de poropressão durante o cisalhamento foi praticamente a mesma.
Análise dos gráficos ( d x a) e ( u x a) para ´c=200 kPa (Figuras 6.43 e
6.44)
As curvas tensão desviadora : deformação axial têm aspectos semelhantes,
descritos anteriormente em comentários gerais. A ruptura (critério dmax) é alcançada
primeiro pelo solo com solução 0,1N, em seguida pelo solo com solução 0,001N e por
último pelo solo intacto (Tabelas III.11 e III.12, Anexo III). Os corpos de prova geraram
excessos de poropressão de mesma ordem de grandeza durante o cisalhamento.
Análise dos gráficos ( d x a) e ( u x a) para ´c=400 kPa (Figuras 6.45 e
6.46)
O comportamento tensão-deformação do solo nas diferentes condições de
ensaio, exceto para solo remoldado, é semelhante, com a tensão desviadora crescente
200
até o pico, em seguida ocorre perda de resistência pós-pico, com formação de um
patamar de escoamento. A rigidez demonstrada nas curvas ( d x a) está de acordo com
os resultados observados nos ensaios edométricos, que indicaram deformabilidade para
solo com solução 0,001N intermediária entre o solo intacto e o solo com solução 0,1N.
O solo com soluções gerou excessos de poropressão superiores ao solo intacto. O solo
remoldado gerou excesso de poropressão final menor que o solo nas demais condições.
Análise dos caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico
(Figuras 6.47 e 6.48)
Os caminhos de tensões efetivas para solo intacto e solo remoldado foram
descritos em 6.3.3.1.2. Para solo com soluções, os caminhos foram descritos em
6.3.2.1.2 e 6.3.2.2.2. Os parâmetros efetivos de resistência ao cisalhamento para cada
condição de ensaio (solo intacto, solo remoldado, solo com soluções) podem ser vistos
na Tabela III.15, Anexo III.
A interação do solo com as soluções e a remoldagem resultam em quebra das
ligações cimentantes, e conseqüentemente o intercepto de coesão efetiva obtido foi
nulo. Ao passar da condição de solo intacto para solo com soluções 0,001N e 0,1N,
ocorre redução do ângulo de atrito efetivo (critério dmax) de cerca de 15% e 58%,
respectivamente. Para a condição ( ´1/ ´3)max, o ângulo de atrito assume valores
próximos para os ensaios com solo intacto e solo com solução 0,001N, e sofre redução
de cerca de 33%, em relação a solo intacto, para os ensaios com solução 0,1N. Para
todos os ensaios, o ângulo de atrito efetivo aumenta quando se passa da condição de
pico para condição de máxima obliquidade, e este aumento é mais acentuado para solo
com soluções. O ângulo de atrito efetivo do solo remoldado (critérios de tensão
desviadora máxima e máxima mobilização de atrito) foi superior ao obtido para as
demais condições (solo intacto e solo com soluções), e a ausência de ensaios nas tensões
´c=50 kPa e ´c=200 kPa dificulta a correlação destes resultados com o
comportamento tensão-deformação. A envoltória de resistência de pico do solo intacto
passa acima da envoltória do solo com solução 0,001N, que por sua vez passa acima da
envoltória do solo com solução 0,1N. Houve substancial decréscimo de resistência com
o aumento da concentração da solução, para os valores de concentração usados nos
ensaios.
201
As interações do solo de 1m de profundidade com as soluções e a remoldagem
provocam grandes mudanças em termos de caminhos de tensões efetivas e posição de
envoltória de pico, refletindo as mudanças estruturais que ocorrem com o solo nas
diversas condições de ensaio. No caso de solo remoldado, as alterações estruturais são
capazes de alterar a forma do caminho de tensões, em relação a solo intacto. No caso de
solo com soluções, a forma geral dos caminhos de tensões é mantida, porém estes ficam
mais abatidos e atingem a envoltória de pico em pontos mais baixos. As deformações
cisalhantes alteram a estrutura natural do solo, fazendo com que a envoltória de
condição última seja a mesma, independente das diferentes condições iniciais dos
corpos de prova.
As Figuras 6.49 e 6.50 ilustram a variação dos parâmetros efetivos de resistência
com a concentração das soluções utilizadas, para ensaios triaxiais CID e CIU com solo
de 1m de profundidade.
0
1
2
3
4
5
6
7
8
0,00 0,01 0,02 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,10 0,11
concentração em hexametafosfato de sódio ( N )
inte
rcep
to d
e co
esão
efe
tiva
(kPa
)
CID-1m
CIU-1m
água
Figura 6.49 – Variação do intercepto de coesão efetiva com a concentração em
hexametafosfato de sódio, ensaios com solo intacto (Futai, 2002,
exceto CID - ´c=400 kPa) e ensaios com soluções (0,001N e 0,1N)
202
0
5
10
15
20
25
30
35
0,00 0,01 0,02 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,10 0,11
concentração em hexametafosfato de sódio ( N )
ângu
lo d
e at
rito
inte
rno
efet
ivo
(gra
us)
CID-1m
CIU-1m
água
Figura 6.50 – Variação do ângulo de atrito interno efetivo com a concentração em
hexametafosfato de sódio, ensaios com solo intacto (Futai, 2002, exceto
CID - ´c=400 kPa) e ensaios com soluções (0,001N e 0,1N)
A interação do solo com as soluções resulta em intercepto de coesão efetiva nulo
e variações do ângulo de atrito efetivo que dependem das condições de drenagem
(Figuras 6.49 e 6.50). Quando a concentração em hexametafosfato de sódio passa de
zero (solo saturado com água) para 0,001N, o ângulo de atrito efetivo tem tendência
crescente nos ensaios CID e decrescente nos ensaios CIU, e quando a concentração
aumenta para 0,1N a tendência é sempre decrescente, para ambas as condições de
ensaio (CID e CIU).
6.3.3.2 – Solo de 5m de profundidade
6.3.3.2.1 – Ensaios CID: comparação de resultados de ensaios com solo intacto e solo
remoldado
A comparação de resultados dos ensaios triaxiais CID com o solo de 5m de
profundidade e ´c=25 e 100 kPa é mostrada nas Figuras 6.51 e 6.52. Na Figura 6.53
são apresentados os caminhos de tensões efetivas e a envoltória de resistência de pico
203
para os ensaios com solo intacto e com solo remoldado. No anexo III, Figuras III.26 a
III.29, é feita a comparação por nível de tensão confinante.
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-5m - 25 kPaintacto-5m - 100 kPalama-5m - 25 kPalama-5m - 100 kPa
Figura 6.51 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-intacto-
5m (Futai, 2002) e ensaios CID-solo remoldado-5m
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
10
8
6
4
2
0
-2
-4
-6
-8
-10
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
intacto-5m - 25 kPaintacto-5m - 100 kPalama-5m - 25 kPalama-5m - 100 kPa
Figura 6.52 – Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,
ensaios CID-intacto-5m (Futai,2002) e ensaios CID-solo remoldado-5m
204
0 300 600 900 1200 1500 1800
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
300
600
900
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
intactolama
intactoc' = 15 kPa' = 31,0°
lamac' = 0 kPa' = 28,8°
Figura 6.53 – Caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
CID-intacto-5m (Futai,2002) e ensaios CID-solo remoldado-5m
Analisando o comportamento expresso nas Figuras 6.51 a 6.53, e os parâmetros
de ruptura para condição de pico (Tabelas III.10 e III.12, Anexo III) observa-se que para
´c=25 kPa o solo intacto suporta tensão desviadora máxima bem superior ao solo
remoldado (cerca de 67%), enquanto que para ´c=100 kPa, as tensões desviadoras
máximas têm a mesma ordem de grandeza. A mobilização de tensão desviadora máxima
exigiu maiores deformações axiais para o solo remoldado, da ordem de 20%. O
comportamento tensão-deformação do solo intacto para ´c=25 kPa apresenta um pico
de resistência associado a dilatância. Entretanto, o pico não corresponde à máxima taxa
de dilatância, como ocorre, por exemplo, em areias compactas. No ponto de tensão
desviadora máxima o corpo de prova ainda está se contraindo. Conforme investigado
por Futai (2002) este fato também ocorre no solo compactado no mesmo índice de
vazios e teor de umidade do solo intacto, e não é causado pela presença de cimentações
e sim, pelo intertravamento das partículas de caulinita, mica e demais minerais.
O solo intacto de 5m apresentou comportamento dilatante para ´c=25 kPa e
´c=100 kPa, enquanto que o solo remoldado apresentou comportamento compressivo,
e esta resposta diferenciada de variação volumétrica é devida à influência da estrutura.
Para o solo intacto, houve formação de planos de ruptura até 200 kPa (Futai, 2002).
Para ´c=100 kPa, as curvas de solo intacto e de solo remoldado convergem
para a mesma tensão desviadora, para deformações axiais mais elevadas, indicando que
o estado estruturado converge para o estado desestruturado. Ressalta-se que os índices
de vazios iniciais dos solos intacto e remoldado são próximos, e a diferença de
205
comportamento apresentada é devida, de forma mais significativa, à influência da
estrutura.
Um aspecto importante é que o solo de 5m não apresenta cimentação por
sesquióxidos de ferro e alumínio, porém existe estruturação devido ao arranjo
intertravado de seus minerais constituintes.
A envoltória de pico do solo intacto é curva para baixas tensões (domínio
“sobre-adensado”), e para tensões superiores a 800 kPa (Futai, 2002). A envoltória de
pico do solo remoldado não apresenta efeito de “sobre-adensamento”, sendo retilínea e
passando pela origem. Entretanto, para a condição de grandes deformações (condição
última), a envoltória do solo intacto tende para a envoltória do solo remoldado, pois a
tensão desviadora tende para um mesmo valor, fato que ficou bem evidente no ensaio
com ´c=100 kPa. Para fins de determinação dos parâmetros efetivos de resistência, foi
adotado um ajuste linear para solo intacto e solo remoldado (Figura 6.53), e os valores
obtidos estão apresentados na Tabela III.15, Anexo III. A comparação dos parâmetros
mostra que o intercepto de coesão do solo remoldado se anulou, e o ângulo de atrito
efetivo apresentou uma ligeira redução em relação a solo intacto, aspecto que está de
acordo com a resistência demonstrada no comportamento tensão-deformação.
6.3.3.2.2 – Ensaios CIU: comparação de resultados de ensaios com solo intacto e solo
remoldado
As Figuras 6.54 a 6.56 apresentam a comparação de resultados de ensaios
triaxiais CIU obtidos para solo de 5m de profundidade nas condições intacta e
remoldada e ´c= 25, 100 e 400 kPa. As Figuras III.30 a III.38, Anexo III, mostram as
comparações por nível de tensão de confinamento.
206
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
0
100
200
300
400
500
600
700
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-5m - 25 kPaintacto-5m - 100 kPaintacto-5m - 400 kPalama-5m - 25 kPalama-5m - 100 kPalama-5m - 400 kPa
Figura 6.54 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-
5m (Futai,2002) e CIU-solo remoldado-5m
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
-50
0
50
100
150
200
250
300
350
400
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
intacto-5m - 25 kPaintacto-5m - 100 kPaintacto-5m - 400 kPalama-5m - 25 kPalama-5m - 100 kPalama-5m - 400 kPa
Figura 6.55 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
ensaios CIU-intacto-5m (Futai,2002) e CIU-solo remoldado-5m
207
0 100 200 300 400 500 600 700
( '1 + '3)/2 (kPa)
0
100
200
300
400
500
600
700
(' 1
- ' 3)
/2 (
kPa)
pico - intacto pico - lamaintacto - 5mlama - 5m
intactoc' = 15 kPa' = 31°
lamac' = 0 kPa' = 33,1°
Figura 6.56 – Caminhos de tensões efetivas e envoltória de resistência de pico, ensaios
CIU-intacto-5m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-5m
Análise dos resultados expressos nas Figuras 6.54, 6.55 e 6.56.
Para solo remoldado, a tensão desviadora é crescente para deformações axiais
mais elevadas, e este comportamento está associado à geração de excesso de
poropressão decrescente. De forma geral, a resistência de pico foi adotada para
deformação axial de 20%. O solo intacto apresenta comportamento dilatante para
´c=25 kPa e ´c =100 kPa, e desenvolve excesso de poropressão decrescente após o
pico para ´c =400 kPa. Os excessos de poropressão gerados pelo solo remoldado
durante o cisalhamento foram sempre superiores aos gerados pelo solo intacto, e este
comportamento está relacionado com os resultados obtidos nos ensaios de compressão
edométrica. Nestes ensaios, a curva de compressão do solo remoldado posicionou-se
acima da curva de compressão do solo intacto. Como o solo remoldado existe em
índices de vazios superiores ao solo intacto, para qualquer nível de tensão vertical, é de
se esperar que o solo remoldado inicie a etapa de cisalhamento em índices de vazios
superiores ao solo intacto (Tabela III.9, Anexo III), gerando maiores excessos de
poropressão.
208
Os efeitos de estrutura ficam bastante evidenciados quando se compara o
comportamento do solo intacto com o comportamento do solo remoldado,
manifestando-se sob vários aspectos:
. as curvas tensão-deformação demonstram maior resistência e rigidez do solo intacto
em relação ao solo remoldado, porém esta diferença torna-se menos expressiva com o
aumento da tensão confinante. Sabe-se, a partir da caracterização mineralógica e
microestrutural, que o solo intacto apresenta um arranjo intertravado de seus minerais
constituintes (quartzo, caulinita, mica e demais minerais), e este arranjo é quebrado para
tensões de adensamento hidrostático superiores à tensão de escoamento.
Conseqüentemente, o comportamento do solo estruturado converge para o
comportamento do solo desestruturado;
. o solo intacto atinge a ruptura (critério dmax) com menores deformações axiais que o
solo remoldado. As deformações axiais de ruptura para solo intacto são da ordem de
17%, enquanto que para solo remoldado as deformações são superiores a 20% (Tabelas
III.10 e III.12, Anexo III);
. o solo intacto apresenta comportamento dilatante para ´c=25 e 100 kPa, enquanto que
o solo remoldado apresenta comportamento sempre compressivo;
. o solo intacto e o solo remoldado percorrem caminhos de tensões efetivas diferentes,
mesmo sendo adensados sob as mesmas tensões de adensamento hidrostático.
As trajetórias de tensões efetivas e a envoltória de resistência de pico estão
mostrados na Figura 6.56. Os caminhos do solo intacto curvam-se para a direita ( ´c=25
kPa e ´c =100 kPa) ou o caminho segue quase verticalmente, com pouca variação da
tensão efetiva média ( ´c=400 kPa). Os caminhos de tensões efetivas do solo remoldado
estão descritos no item 6.3.1.2.2. As trajetórias, exceto para solo remoldado e ´c=25
kPa, atingem primeiramente a condição ( ´1/ ´3) max, em seguida andam sobre a
envoltória, indicando ganho de resistência, até a condição de dmax. O solo de 5m é
predominantemente siltoso, e seu comportamento em termos de caminhos de tensões
efetivas é semelhante ao das areias, podendo ser explicado em termos da curva
´1/ ´3 x a), apresentada na Figura III.48, Anexo III. No trecho em que o caminho
anda sobre a envoltória, a tensão desviadora está aumentando, porém a razão ( ´1/ ´3)
mantém-se constante.
209
A envoltória de resistência de pico do solo intacto é curva para tensões
confinantes abaixo da tensão de escoamento, em conseqüência do ganho de resistência
pelo efeito de “sobre-adensamento”. A envoltória de pico do solo remoldado também é
curva, provavelmente devido à quebra das partículas de mica e caulinita, presentes na
fração argila e a fração silte. Para fins de obtenção dos parâmetros de resistência, foi
adotado ajuste linear. Após a remoldagem, o intercepto de coesão efetiva assume
valores nulos, enquanto que o ângulo de atrito efetivo aumenta (Tabela III.15, Anexo
III). O aumento do ângulo de atrito efetivo não reflete bem o comportamento em termos
de resistência, pois as curvas tensão-deformação do solo intacto apresentaram maior
rigidez que as curvas do solo remoldado, e possíveis fatores que podem influenciar estes
resultados seriam o número de pontos para ajuste da envoltória e a adoção de ajuste
linear.
6.3.3.3 – Módulos de deformação secante para 50% e 25% da tensão desviadora
máxima (E50% e E25%)
As Tabelas III.13 e III.14, Anexo III, apresentam os valores dos módulos de
deformação secante para 50% e 25% da tensão desviadora máxima (E50% e E25%,
respectivamente) para os solos estudados.
As Figuras 6.57 a 6.60 apresentam as variações de E50% com a tensão confinante
efetiva.
0
1000
2000
3000
4000
5000
6000
7000
8000
9000
10000
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450´c (kPa)
E 50%
(kPa
)
CID-intacto-1m (Futai, 2002exceto 400 kPa)CID-0,001N-1m
CID-0,1N-1m
'
Figura 6.57 – Variação do módulo de deformação secante (E50%) com ´c, ensaios
triaxiais CID com solo de 1m de profundidade
210
0
10000
20000
30000
40000
50000
60000
70000
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450´c (kPa)
E 50%
(kPa
)CIU-intacto-1m (Futai, 2002)
CIU-0,001N-1m
CIU-0,1N-1m
'
Figura 6.58 – Variação do módulo de deformação secante (E50%) com ´c, ensaios
triaxiais CIU com solo de 1m de profundidade
0
5000
10000
15000
20000
25000
30000
35000
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450´c (kPa)
E 50%
(kPa
)
CID-intacto-1mCID-lama-1mCIU-intacto-1mCIU-lama-1m
'
Figura 6.59 – Variação do módulo de deformação secante (E50%) com ´c, ensaios
triaxiais CID e CIU com solo de 1m de profundidade nas condições
intacta e remoldada
211
0
2000
4000
6000
8000
10000
12000
14000
16000
18000
20000
0 100 200 300 400 500 600 700´c (kPa)
E 50%
(kPa
)
CID-intacto-5m (Futai, 2002)CID-lama-5mCIU-intacto-5m (Futai, 2002)CIU-lama-5m
'
Figura 6.60 – Variação do módulo de deformação secante (E50%) com ´c, ensaios
triaxiais CID e CIU com solo de 5m de profundidade nas condições
intacta e remoldada
Analisando os resultados expressos nas Figuras 6.57 a 6.60 e nas Tabelas III.13
e III.14, Anexo III, verifica-se que comportamento tensão-deformação do solo não é
linear, mesmo para baixos níveis de tensões de adensamento, e os valores de E50% e
E25% dependem dos níveis de tensão e deformação considerados. Os valores de E25%
foram superiores aos valores de E50%, para todas as condições ensaiadas, conforme o
comportamento esperado. De modo geral os valores de E50% e E25% aumentam com a
tensão de adensamento hidrostático, uma vez que o solo torna-se mais denso, e exceção
a este comportamento ocorre para o solo intacto de 1m.
O solo intacto de 1m de profundidade apresenta componentes de resistência e
rigidez associadas às cimentações por óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio, e este
aspecto se reflete nos valores dos módulos obtidos (E50% e E25%). Quando a resistência
de pico é alcançada para pequenas deformações, o valor de E50% se aproxima do valor
de E25%. A seguir, serão feitas análises separadas para cada gráfico apresentado.
Ensaios CID-solo intacto e solo com soluções-1m, Figura 6.57
Para ´c=25 kPa, os valores de E50% do solo intacto são bastante diferentes dos
valores para solo com soluções, e esta diferença torna-se menos acentuada com o
aumento da tensão confinante, significando que para tensões confinantes mais elevadas,
212
a rigidez do solo intacto (estruturado) converge para a rigidez do solo desestruturado,
uma vez que as cimentações são quebradas ainda na fase de adensamento hidrostático.
Para solo intacto, os valores de E50% são decrescentes de 25 a 50 kPa, e crescentes de 50
a 400 kPa, enquanto que para solo com soluções estes valores são sempre crescentes.
Ensaios CIU-solo intacto e solo com soluções-1m, Figura 6.58
A diferença nos valores de E50% para solo intacto e solo com soluções torna-se
mais acentuada com o aumento da tensão confinante, e este comportamento é diferente
do observado nos ensaios CID-solo intacto e solo com soluções-1m. As tendências de
variação de E50% para o solo intacto e solo com soluções são semelhantes (sempre
crescentes) apenas para ´c entre 200 e 400 kPa.
Ensaios CID-solo intacto e solo remoldado-1m, Figura 6.59
Os valores de E50% do solo intacto são maiores que os do solo remoldado até
´c=100 kPa, e a partir daí são próximos e crescentes. No trecho inicial, para ´c entre
25 e 100 kPa, E50% é decrescente para solo intacto e crescente para solo remoldado.
Ensaios CIU-solo intacto e solo remoldado-1m, Figura 6.59
Para ´c variando de 25 a 100 kPa, E50% do solo intacto é superior a E50% do solo
remoldado, e a partir de 100 kPa esta tendência se inverte. Os valores de E50% do solo
remoldado são sempre crescentes, enquanto que os do solo intacto são inicialmente
decrescentes ( ´c entre 25 e 400 kPa) e a seguir aproximadamente constantes ( ´c entre
100 e 400 kPa).
Ensaios CID-solo intacto e solo remoldado-5m, ensaios CIU-solo intacto e solo
remoldado-5m, Figura 6.60
Nos ensaios CID e CIU, os valores de E50% do solo intacto são superiores aos
valores de E50% do solo remoldado. A diferença nestes valores aumenta com a tensão
confinante para ensaios CID e diminui para ensaios CIU. Em ambas as condições
(intacta e remoldada), a tendência de variação de E50% é sempre crescente.
213
7 – Conclusões e Sugestões Para Pesquisas Futuras
7.1 – Principais conclusões
Identificação e classificação dos solos
De acordo com o Sistema Unificado, os solos de 1 e 5m de profundidade foram
classificados como CH (argila inorgânica muito plástica) e CL (argila inorgânica pouco
plástica), respectivamente. De acordo com a proposta de Vargas (1988), os solos de 1 e
5m de profundidade se classificaram como KH (argila de alta plasticidade tipo
caulinítica) e CL (argila de baixa plasticidade tipo não caulinítica), respectivamente.
Tanto o Sistema Unificado quanto a proposta de Vargas (1988) mostraram-se
inadequados para descrever o comportamento do solo “in situ”. O solo de 1m apresenta
comportamento de solo arenoso, devido às agregações de partículas argilosas, apesar de
seu elevado teor de argila, e o solo de 5m apresenta comportamento siltoso. As
informações obtidas nos ensaios de caracterização física, química, mineralógica e
microestrutural conduziram ao enquadramento dos solos estudados como laterítico (1m
de profundidade) e saprolítico (5m de profundidade).
Granulometria, limites de Atterberg e índices físicos
O solo de 1m de profundidade apresentou composição constituída por 50% de
argila, 40% de areia e 10% de silte, com 57% de limite de liquidez e 29% de índice de
plasticidade. O solo de 5m apresentou-se constituído por 5% de argila, 60% de silte e
35% de areia, com 41% de limite de liquidez e 22% de índice de plasticidade.
O índice de vazios do solo de 1m de profundidade variou entre 1,36 e 1,45, e o
peso específico foi 15 kN/m3, enquanto que o solo de 5m apresentou índice de vazios na
faixa de 0,9 a 1,0 e peso específico de 17,5 kN/m3. Os valores de índices de vazios das
amostras foram próximos ao índice de vazios no limite de liquidez (1m-ewL=1,50; 5m-
ewL=1,10).
214
Limites de consistência usando soluções
Para o solo de 1m de profundidade, os limites de consistência diminuíram com o
aumento da concentração das soluções, para a faixa de concentrações ensaiadas
(0,001N; 0,01N e 0,1N). Para argilas cauliníticas, o sódio reduziu a rigidez da camada
de água adsorvida, diminuindo a força de ligação exercida por esta camada e facilitando
o deslizamento das partículas entre si. Conseqüentemente, diminuiu o teor de umidade
necessário para se alcançar os limites de consistência. O efeito da adição de sódio é
tanto maior quanto mais concentrada a solução.
O solo de 5m apresentou diminuição dos limites de consistência quando
ensaiado com solução mais diluída (0,001N) e aumento dos limites, tendendo a valores
próximos, quando ensaiado com soluções mais concentradas (0,01N e 0,1N). A solução
0,001N provocou ligeira dispersão do solo, e as demais concentrações não
influenciaram muito.
Granulometria (NBR 7181 e métodos alternativos)
Foram realizados ensaios de granulometria substituindo-se o defloculante
prescrito pela NBR 7181 pelas soluções utilizadas nesta dissertação (0,001N; 0,01N e
0,1N – pH=10,5) e não executando dispersão mecânica. Também foram realizados
ensaios sem o uso de defloculante e sem dispersão mecânica. Os resultados para solo de
1m demonstraram que quanto mais concentrada a solução maior o grau de dispersão das
partículas argilosas, aumentando a fração argila e diminuindo a fração silte. Foram
observadas alterações nos teores de areia, porém esta fração é inerte em relação à
utilização de soluções, e as mudanças estão relacionadas possivelmente às
heterogeneidades das amostras. Para o solo de 5m de profundidade os resultados
utilizando soluções ou metodologia ABNT foram próximos, indicando menor
sensibilidade do solo em relação às metodologias testadas, e este comportamento foi
devido ao menor teor de argila contido neste solo. A comparação das curvas
granulométricas obtidas com a metodologia ABNT e a metodologia sem defloculante e
sem dispersão mecânica indicaram que a fração argila encontra-se floculada, para
ambos os solos (1 e 5m de profundidade).
215
Composição mineralógica (solo natural e solo tratado com soluções)
A partir dos resultados de análise química por ataque sulfúrico referentes à
fração terra fina do solo natural de 1m, obteve-se uma composição mineralógica
aproximada constituída por quartzo (45%), caulinita (30%), gibsita (17%), goetita (5%)
e mica (2%). De forma análoga, foi obtida a composição aproximada para o solo de 5m:
caulinita (48%), quartzo (42%), mica (12%) e goetita (3,5%). Para ambos os solos (1 e
5m), o argilomineral predominante na fração argila é a caulinita. Os resultados dos
ensaios de difração de raio-X corroboraram, no aspecto qualitativo, a composição
mineralógica obtida a partir dos ensaios de análise química por ataque sulfúrico.
Para os solos de 1 e 5m de profundidade tratados com soluções (0,001N e
0,01N), observou-se que tanto nos ensaios de análise química por ataque sulfúrico
quanto nos ensaios de difração de raio-X não houve alterações profundas da composição
mineralógica em relação ao solo natural, significando que as soluções utilizadas
reagiram com o solo, mas não provocaram degradação (ou dissolução) dos minerais
constituintes.
Ensaios de microscopia eletrônica de varredura (MEV)
As micrografias do solo de 1m de profundidade nas condições remoldada e
tratada com solução 0,1N mostraram a quebra das cimentações existentes no solo
intacto, a perda dos contornos arredondados dos grumos e mudanças na distribuição das
partículas e poros. Para o solo de 5m de profundidade, as micrografias do solo
remoldado e tratado com solução 0,1N mostraram a quebra do arranjo intertravado dos
minerais constituintes, existente no estado intacto, conduzindo a uma nova organização
espacial das partículas e poros.
Capacidade de troca catiônica
A capacidade de troca referente à fração terra fina (material passado na peneira
#10) dos solos naturais de 1 e 5m de profundidade foi inferior a 2,9 cmolc/Kg, sendo
este resultado considerado baixo e compatível com o argilomineral que predomina na
fração fina, a caulinita. Para o solo de 1 e 5m tratado com soluções (0,001N e 0,1N), a
metodologia de determinação do excesso de sais solúveis através de pasta de saturação
216
não apresentou a necessária acurácia para o tipo de análise requerida na presente
dissertação. Concluiu-se que resultados mais precisos só seriam possíveis com a
eliminação do excesso de sais solúveis pelo método de lavagens sucessivas (Jackson,
1958).
Ensaios de adensamento edométrico
O comportamento demonstrado pelo solo de 1m de profundidade nos ensaios de
compressão edométrica mostrou-se bastante diferente do comportamento apresentado
pelo solo de 5m, para as diversas condições de ensaio.
Solo de 1m de profundidade
As interações físico-químicas associadas à remoldagem provocaram a quebra
das cimentações existentes no solo natural, resultando num estado desestruturado, com
menor rigidez e maior compressibilidade (em relação ao solo intacto), caracterizado por
tensão de escoamento nula e menor índice de compressão.
Para o solo ensaiado com soluções (0,001N; 0,01N e 0,1N), foi possível
identificar um padrão de comportamento com as seguintes características: a) não
ocorreram expansões significativas associadas à inundação e percolação com soluções;
b) a curva de compressão referente a solo intacto manteve-se em índices de vazios
superiores em relação às curvas referentes ao solo com soluções; c) o aumento da
concentração provocou o aumento do grau de dispersão do solo, com conseqüente
diminuição da tensão de escoamento e do índice de compressão, e aumento do índice de
recompressão, para a faixa de concentrações utilizadas; d) houve tendência de
convergência das curvas para tensões elevadas. Para o solo ensaiado com solução 1N, a
tendência de comportamento verificada nos ensaios com as demais concentrações
(0,001N; 0,01N e 0,1N) se inverteu, pois o solo voltou a flocular.
Foi verificado que a grande variação no índice de vazios inicial dos corpos de
prova dificultou a comparação dos resultados dos ensaios. Quando se representou os
resultados na forma ( v x log ´v), as diferenças persistiram após o escoamento.
A curva de compressão do solo intacto mostrou-se bem definida, pois permitiu
caracterizar bem o escoamento e o trecho virgem. A remoldagem e a interação do solo
com as soluções alteraram a conformação geométrica das curvas, com o trecho de maior
217
curvatura apresentando-se menos acentuado e o trecho virgem apresentando-se mais
retificado. Estes efeitos se acentuaram para solo com solução 0,1N.
Solo de 5m de profundidade
As interações físico-químicas associadas à remoldagem provocaram a quebra do
arranjo intertravado dos minerais constituintes (quartzo, mica e caulinita) existente no
estado natural, resultando num estado desestruturado com tensão de escoamento nula.
As curvas de compressão referentes a solo remoldado e solo com soluções
posicionaram-se acima da curva referente a solo intacto. Para o solo ensaiado com
soluções (0,001N, 0,01N e 0,1N) identificou-se o seguinte modelo de comportamento:
a) a expansão nas etapas de inundação e percolação com soluções constituiu um aspecto
importante, provocando o afastamento das curvas de compressão, que se manteve
mesmo com o aumento da tensão vertical efetiva b) a interação do solo com as soluções
resultaram em estados mais dispersos, com menor rigidez e menor tensão de
escoamento. Para a faixa de concentrações considerada, quanto maior a concentração,
menor a tensão escoamento c) existe tendência das curvas referentes a solo com
soluções convergirem para a curva referente a solo remoldado, para tensões superiores a
1600 kPa.
Foi verificado aumento do índice de compressão e do índice de expansão, em
relação a solo intacto, quando o solo foi ensaiado com soluções ou remoldado. O índice
de recompressão diminuiu, em relação a solo intacto, para o solo ensaiado com
soluções. O comportamento do solo ensaiado com solução 1N se inverteu em relação ao
solo ensaiado nas demais concentrações (0,001N; 0,01N e 0,1N), indicando que para
esta concentração o solo voltou a flocular.
Velocidade de recalque e coeficiente de variação volumétrica
Foram obtidos valores de Cv para solo intacto (1 e 5m de profundidade)
superiores a 3,2 x 10-2 cm2/s, valores elevados que indicam que estes solos têm
comportamento típico de solo arenoso, com compressão primária ocorrendo quase que
instantaneamente, e rápida dissipação do excesso de poropressão. Para o solo de 1m de
profundidade, existiu variação de t90 quando se compararam os resultados referentes a
218
solo intacto com os referentes a solo remoldado e solo com soluções, e este
comportamento não ocorreu para o solo de 5m de profundidade.
Observou-se tendência de convergência das curvas (mv x log ´v) para tensões
verticais mais elevadas, e este fato é reflexo das mudanças estruturais que ocorrem pelo
efeito das interações físico-químicas e pelo efeito dos esforços de compressão
edométrica. No final dos ensaios de compressão, a estrutura do solo intacto e do solo
com soluções se modificou para uma condição semelhante à estrutura do solo
remoldado.
Ensaios de permeabilidade
Conforme o esperado, a permeabilidade diminuiu com o índice de vazios. Para
um mesmo valor de índice de vazios e em relação ao solo intacto de 1m, o solo
remoldado e o solo com solução 1N apresentaram menores valores de permeabilidade, e
o solo ensaiado com soluções 0,01N e 0,001N apresentou maiores valores. A interação
do solo de 1m com as soluções resultou em grande variação no coeficiente de
permeabilidade, da ordem de cem mil vezes (solo com solução 0,01N).
Para um mesmo valor de índice de vazios e em relação ao solo intacto de 5m, o
solo remoldado e o solo com soluções apresentaram menores valores de permeabilidade.
As variações observadas nos valores de permeabilidade para uma dada condição de
ensaio foram inferiores às apresentadas pelo solo de 1m, sendo da ordem de 30 vezes
(solo com solução 1N), e este fato deve-se ao menor teor de argila contido neste solo.
Ensaios triaxiais
O efeito das interações físico-químicas foram estudados através da comparação
dos resultados referentes a solo intacto com os resultados referentes a solo remoldado
ou solo com soluções (0,001N e 0,1N).
Ensaios CID com solo intacto, solo remoldado e solo com soluções (0,001N e 0,1N)
O padrão de comportamento apresentado nos ensaios CID foi caracterizado pelo
crescimento da tensão desviadora até a estabilização na forma de patamar, associado à
219
estabilização das deformações volumétricas. Os critérios de ruptura de tensão
desviadora máxima e condição última foram coincidentes.
A interação do solo com as soluções provocou a dispersão da fração argila, com
os seguintes efeitos, em relação a solo intacto: a) redução da resistência de pico b)
ruptura alcançada, de forma geral, para menores deformações axiais c) intercepto de
coesão nulo d) envoltória de resistência de pico mais baixa. A redução de resistência de
pico atingiu valores de cerca de 35%, para solo com solução 0,001N, e de cerca de 60%,
para solo com solução 0,1N.
A remoldagem, de forma geral, provocou redução da resistência e rigidez do
solo, em relação a solo intacto, com intercepto de coesão nulo. As reduções nos valores
de intercepto de coesão nas condições remoldada e com soluções foram devidas à
quebra das cimentações.
O solo intacto adensado com 25 kPa apresentou comportamento “sobre-
adensado”, com formação de pico não associado a dilatância. Todos os corpos de prova
apresentaram comportamento compressivo durante o cisalhamento.
As envoltórias de pico dos ensaios com solo remoldado, solo com solução
0,001N e solo intacto foram praticamente coincidentes. A envoltória de pico do ensaio
com solução 0,1N posicionou-se mais baixa que as demais. O ângulo de atrito efetivo
referente aos ensaios com solo remoldado e com solução 0,001N não refletiu de forma
satisfatória a maior desestruturação do solo, em relação a solo intacto.
A envoltória de resistência de pico apresentou-se curva para tensões confinantes
inferiores à tensão de escoamento edométrica referente a cada condição ensaiada, tendo
sido, entretanto, ajustada envoltória retilínea para efeito de obtenção dos parâmetros de
resistência.
Ensaios CIU com solo intacto, solo remoldado e solo com soluções (0,001N e 0,1N)
De forma geral, o solo intacto apresentou maior resistência e rigidez que o solo
remoldado e o solo com soluções. A influência das cimentações no comportamento do
solo foi significativa no ensaio com ´c=25 kPa. O padrão de comportamento
apresentado pelo solo remoldado foi caracterizado por tensões desviadoras crescentes
para deformações axiais mais elevadas, associadas à geração de excesso de poropressão
decrescente. Nos ensaios com solo intacto e solo com soluções, de forma geral a tensão
220
desviadora formou um pico de resistência, e em seguida caiu para um patamar pós-pico,
associado à estabilização do excesso de poropressão.
Os excessos de poropressão gerados durante o cisalhamento foram sempre
positivos. A interação do solo com as soluções resultou em dispersão do solo, tanto
maior quanto mais concentrada a solução, para a faixa de concentrações estudada. No
estado disperso, predominaram as forças repulsivas interpartículas, ocorrendo o
afastamento das partículas entre si, e conseqüente redução da coesão, da resistência e da
rigidez do solo. A queda de resistência atingiu valores da ordem de 65%, e a ruptura foi
atingida para menores deformações axiais, em relação a solo intacto.
Os resultados dos ensaios triaxiais foram coerentes com os resultados de
adensamento edométrico, nos quais se verificou aumento da deformabilidade com o
aumento da concentração, na faixa de 0,001N a 0,1N.
O solo intacto apresentou intercepto de coesão igual a 7 kPa. Nos ensaios com
solo remoldado e com soluções, ocorreu quebra das cimentações, resultando em
intercepto de coesão nulo. O ângulo de atrito efetivo do solo intacto foi de 28,1°, e este
valor se reduziu para solo com soluções. O aumento de ´ para solo remoldado não
refletiu de forma satisfatória o comportamento do solo, pois as curvas tensão-
deformação indicaram diminuição de resistência após a remoldagem.
7.2 – Sugestões para pesquisas futuras
. Estudar a influência das interações fisico-químicas utilizando-se solos tropicais e
substâncias químicas ácidas e orgânicas;
. Executar ensaios triaxiais com o solo de 5m de profundidade, utilizando-se as mesmas
soluções de hexametafosfato de sódio utilizadas nesta dissertação (0,1N e 0,001N,
pH=10,5) e as mesmas tensões de adensamento hidrostático, para comparar com os
resultados obtidos para o solo de 1m de profundidade;
. Estudo da influência do pH na resistência e na compressibilidade, uma vez que este
fator exerce extrema influência no comportamento físico-químico dos solos tropicais;
. Estudo do colapso para o solo de 1m de profundidade utilizando-se soluções de
hexametafosfato de sódio, tendo em vista que o comportamento obtido nos ensaios de
221
compressão edométrica sugeriu a possibilidade deste solo ser colapsível quando
inundado com soluções;
. Estudo da expansão para o solo de 5m de profundidade utilizando-se soluções de
hexametafosfato de sódio, uma vez que o comportamento obtido nos ensaios de
compressão edométrica sugeriu a possibilidade deste solo ser expansivo quando
inundado com soluções.
222
Referências Bibliográficas
Anandarajah, A., Zhao, D., 2000, “Triaxial Behavior of Kaolinite in Different Pore
Fluids”, Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, v.126, n.2
(Feb), pp.148-156.
Agnelli, N., Albiero, J., 1997, “Aspectos Físicos, Químicos e Mecânicos de um Solo
Colapsível Inundado com Diferentes Líquidos”, Solos e Rochas Revista Brasileira
de Geotecnia, v.18, n.1, pp. 77-95.
Aitchison, G.D. e Wood, C.C., 1965, “Some Interactions of Compaction Permeability
and Post-Construction Defloculation Affecting the Probability of Piping Failure in
Small Earth Dams”, 1965. In: Proceedings of the 6th International Conference of
Soil Mechanics and Foundation Engineering, Montreal.
Alawaji, H.A., 1999, “Swell and Compressibility Characteristics of Sand-Bentonite
Mixtures Inundated with Liquids”, 1999, v.15, pp. 411-430.
Alvarenga, M.M., 1974, Estruturas de Solos: Métodos de Observação. Dissertação de
M.Sc., COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro, RJ, Brasil.
Avelar, A.S., 1996, Investigação Histórica e Geotécnica do Movimento de Massa do
Soberbo, RJ. Dissertação de M.Sc., COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro, RJ, Brasil.
Bacellar, L.A.P., 2000, Condicionantes Geológicos, Geomorfológicos e Geotécnicos
dos Mecanismos de Voçorocamento da Bacia do Rio Maracujá, Ouro Preto-MG.
Tese de D.Sc., COPPE-UFRJ, Rio de Janeiro, RJ.
Barbosa, M.C., 2004, Comunicação Verbal.
Barksdale, R.D., Blight, G.E., 1997, “Compressibility and Settlement of Residual
Soils”. In: Blight, G.E.(ed), Mechanics of Residual Soils, chapter 8, USA, A.A.
Balkema Publishers.
Barreto, F.C., Ferreiro, R.S., Menezes, M.S.S., 1982, “Expansão de Silte Argiloso em
Contato com Solução de Soda Cáustica”, Solos e Rochas Revista Brasileira de
Geotecnia, v.5, n.2(agosto), pp.33-43.
Bernardes, G.P., Antunes, F.S., Munechika, V.L., 1992, “Propriedades Geomecânicas
de um Solo Residual de Leptinito da Região do Mirante Dona Marta, Rio de
Janeiro”. In: 1ª Conferência Brasileira de Estabilidade de Taludes, v.2, pp. 419-
431, Rio de Janeiro, Brasil.
223
Birkeland, P.W., 1974, Pedology, weathering, and geomorfological research. Boulder:
Department of Geological Sciences, University of Colorado, 285p.
Bishop, A.W., e Henkel, D.J.,1962, The Measurement of Soil Properties in the Triaxial
Test. London, Edward Arnold, 228 pp.
Bjerrum, L., 1967, “Progressive Failure in Slopes of Overconsolidated Plast Clay and
Clay Shales”. Journal Soil Mechanics and Foundation Engineering Div., ASCE,
93(s), 3-49.
Blight, G.E., 1997, “Origin and Formation of Residual Soils”. In: Blight, G.E.(ed),
Mechanics of Residual Soils, chapter 1, USA, A.A. Balkema Publishers.
Brancucci, A., Coviello, R., Di Maio, C., 2003, “Influenza Della Constante Dielettrica
Del Fluido Interstiziale Sul Comportamento Dei Terreni Argillosi” Incontro
Annuale dei Ricercatori di Geotecnica IARG, 18-20, Potenza, Itália, Giugno.
Brand, E.W., 1985, “Geotechnical Engineering in Tropical Residual Soils”. In: First
International Conference on Geomechanics in Tropical Lateritic and Saprolitic
Soils TROPICAL´S 85, v.3, pp. 23-91, Brasília, Brasil.
Bressani, L.A., Vaughan, P.R., 1989, “Damage to Soil Structure During Triaxial
Testing”. In: Proc. of the XII International Conference on Soil Mechanics and
Foundation Engineering, v.1, pp. 17-20, Rio de Janeiro, Brasil.
Burland, J.B., 1990, “On the Compressibility and Shear Strength of Natural Clays”,
Géotechnique, v.40, n.3, pp. 329-378.
Burmister, D.M., 1950, “Identification and Classification of Soils. An Apraisal and
Statement of Principles”. Symposium on the Identification and Classification of
Soils – ASTM – Special Technical Publication, n.113.
Casagrande, A., 1932, “Research on the Atterberg Limits of Soils”, Public Roads,
october.
Casanova, F.J.O.C., 1984, Antunes, F.S., Polivanov, H., dos Santos, R.D. e Gama,
J.R.N.F., “Perspectivas do Uso do Ataque Sulfúrico e da Dissolução Alcalina para
a Análise Mineralógica Expedita de Solos com B textural e B latossólico”,
Boletim de Pesquisa, n.34, Embrapa, Rio de Janeiro, RJ.
Casanova, F.J.O.C., 1989, “Eletroquímica e Propriedades Mecânicas dos Solos”. In: II
Colóquio de Solos Tropicais e Subtropicais e Suas Aplicações em Engenharia
Civil, CPGEC/UFRGS, pp. 43-58, Porto Alegre, RS, 29-30 nov e 1° dez.
Casanova, F.J.O.C., 2003, comunicação pessoal.
Casanova, F.J.O.C., 2005, comunicação pessoal.
224
Castro, G.T., 1974, Caracterização Geotécnica de Solos Residuais de Gnaisse.
Dissertação de M.Sc., PUC, Rio de Janeiro, RJ, Brasil.
Chapman, D.L., 1913, “A Contribution to the Theory of Electrocapillarity”,
Philosophical Magazine, v.25, n.6, pp. 475-481.
Clementino, R.V., 1993, Características dos Solos Coluvionares e Residuais de Granito
do Escorregamento da Rua Licurgo, RJ. Dissertação de M.Sc., COPPE/UFRJ,
Rio de Janeiro.
Collins, K., 1985, “Towards Characterization of Tropical Soil Microstructure”. In:
Proceedings of the 1st International Conference on Geomechanics in Tropical
Lateritic and Saprolitic Soils, v.1, pp. 85-96, Brasília.
Costa Filho, L.M., de Campos, T.M.P., 1991, “Anisotropy of a Gneissic Residual Soil”.
In: Proc. of the IX Panamerican Conference on Soil Mechanics and Foundation
Engineering, v.1, pp. 51-61, Viña del Mar, Chile.
Costa Filho, L.M., Dobereiner, L., Campos, T.M.P. et al., 1989, “Fabric and
Engineering Properties of Saprolites and Laterites”. In: Proceedings of the XII
International Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering,
Moscow, v.4, pp. 2463-2476.
Costa Júnior, F.A., 2001, Estudo da Influência da Infiltração de Soda Cáustica nas
Características de Resistência de um Solo Laterítico. Dissertação de Mestrado,
PUC, Rio de Janeiro, RJ.
Cozzolino, V.M.N. e Nogami, J.S., 1993, “Classificação Geotécnica MCT para Solos
Tropicais”, Solos e Rochas, São Paulo, v.116, n.2 (ago), pp.77-91.
Cruz, P.T., 1994, “Pressões Efetivas e Sucção em Solos Não Saturados de Origem
Residual”. In: 2º Simpósio Sobre Solos Não Saturados, AMSF-UFPE/ABMS-NE,
v.1, pp. 153-166, Recife, abril. Cruz, P.T., 1996, 100 Barragens Brasileiras – Casos Históricos, Materiais de
Construção e Projeto. 1ª ed. São Paulo, Oficina de Textos.
Cury, N., Larach, J.O.I., Kampf, N. et al., 1993, Vocabulário de Ciência do
Solo.Campinas, SP, Sociedade Brasileira de Ciência do Solo, 90p.
De Brito Galvão, T.C., Elsharief, A., Simões, G.F, 2004, “Effects of Lime on
Permeability and Compressibility of two Tropical Residual Soils”, Journal of
Environmental Engineering, ASCE, v.130, n.8 (august), pp.881-885.
225
Deere, D.U., Patton, F.D., 1971, “Slope Stability in Residual Soils”. In: Proc. of the IV
Panamerican Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, v.1,
pp. 87-170, San Juan, Porto Rico.
Desai, M.D., 1985, “Geotechnical Aspects of Residual Soils of India”. In: Brand, E.W.
& Phillipson, H.B. (eds), Sampling and Testing of Residual Soils – A Review of
International Practice, Hong Kong, Scorpion Press.
Earth Manual, 1968, United States Department of the Interior Bureau of Reclamation,
Washington, D´C. Second Printing.
EMBRAPA, 1997, Manual de Métodos de Análise de Solo. 2ª edição. Centro Nacional
de Pesquisa de Solos - CNPS, Rio de Janeiro.
EMBRAPA, 1999, Sistema Brasileiro de Classificação de Solos. 1ª edição. Centro
Nacional de Pesquisa de Solos - CNPS, Serviço de Produção de Informação –
SPI, Brasília, DF.
Ferreira, S.R.M., 1995, Colapso e Expansão de Solos Naturais Não-Saturados Devido à
Expansão. Tese de D.Sc., COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro, RJ, Brasil.
Fonseca, A.P. ,2000, Compressibilidade e Resistência ao Cisalhamento dos Solos de
Uma Voçoroca em Ouro Preto-MG. Dissertação de M.Sc., COPPE-UFRJ, Rio de
Janeiro, RJ, Brasil.
Futai, M.M., 1995, Comportamento de Fundações em Solos Tropicais de Cuiabá,
Monografia UFMT, Cuiabá.
Futai, M. M., 2001, Estudo Teórico-Experimental do Comportamento de Solos
Tropicais Não-Saturados: Aplicação a um Caso de Voçorocamento. 2° Seminário
de Qualificação, COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro.
Futai, M.M., 2002, Estudo Teórico-Experimental do Comportamento de Solos Tropicais
Não-Saturados: Aplicação a um Caso de Voçorocamento. Tese de D.Sc.,
COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro.
Gouy, G., 1910, “Sur la Constitution de la Charge Electrique a la Surface d´un
Electrolyte”, Anniue Physique (Paris), série 4, v.9, pp. 457-468.
Graham, J., Yuen, K., Goh, T.B. et al., 2001, “Hidraulic Conductivity and Pore Fluid
Chemistry in Artificially Weathered Plastic Clay”, Engineering Geology, n.60, pp.
69-81.
Grim, R.E., 1965, “The Clay Mineral Concept”, American Ceramic Society Bulletin,
n.44, pp. 687.
226
GSEGWP – Geological Society Engineering Group Working Party, 1990, “Report on
Tropical Residual Soils”, The Quaterly Journal of Engineering Geology, v.23,
n.1, pp. 1-101.
Head, K.H., 1982, Manual of Soil Laboratory Testing. First Edition. Vol.2, London, Ele
International Limited.
Head, K.H., 1986, Manual of Soil Laboratory Testing. First Edition. Vol.3, London, Ele
International Limited.
Head, K.H., 1989, “Soil Techinician´s Handbook”. London, Pentech Press Limited
London.
Ignatius, S.G., Pinto, C.S., 1991, “Aspectos do Comportamento de Um Solo em
Presença de Efluente Químico a Base de Soda Cáustica”. Simpósio sobre
Barragens de Rejeitos e Disposição de Resíduos – REGEO´91, 233-241, Rio de
Janeiro, Brasil, 6-9 novembro.
Irfan, T.Y., Woods, N.W., 1988, “The Influence of Relict Discontinuities on Slope
Stability in Saprolitic Soils”. In: Proc. of the II International Conference on
Geomechanics in Tropical Soils, v.1, pp. 267-276, Singapore.
Jackson, M.L., 1958, Soil Chemical Analysis. Englewood Cliffs, N.J., Ed Prentice-Hall,
498p.
Koo, Y.C., 1982, “The Mass Strenght of Jointed Residual Soils”. In: Canadian
Geotechnical Journal, v.19, n.3, pp. 225-231.
Lacerda, W.A., Sandroni, S.S., Collins, K., Dias, R.D. e Prusza, Z., 1985,
“Compressibility Properties of Lateritic and Saprolitic Soils”. Theme 2-
Mechanical and Hidraulic Properties of Tropical Lateritic and Saprolitic Soils. In:
Proc of the I International Conference on Geomechanics in Tropical Lateritic and
Saprolitic Soils. ABMS. Brasília, pp. 37-65.
Lacerda, W.A., Almeida, M.S.S., 1995, “Engineering Properties of Regional Soils:
Residual Soils and Soft Clays”, State of the Art Lecture, In: Proc of the X
Panamerican Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering
COPAMSEF, México.
Lambe, T.W., 1951, Soil Testing for Engineers. New York, edited by T.William Lambe
& Robert V. Whitman, copyright by John Wiley and Sons, Inc.
Lambe, T.W., 1958, “Compacted Clays: Structure/Engineering Behaviour”, Journal of
Soil Mechanics and Foundation Division, ASCE, v.84, SM5, pp. 682-741.
227
Lambe, T.W., Whitman, R.V., 1969, Soil Mechanics. New York, John Wiley & Sons,
Inc, 553p.
La Rochelle, P., Leroueil, S., Trak, B. et al., 1988, “Observational Approach to
Membrane and Area Corrections in Triaxial Tests”. In: Robert T. Donaghe,
Ronald C. Chaney, and Marshall L.Silver (eds), Advanced Triaxial Testing of Soil
and Rock, ASTM STP 977, American Society for Testing and Materials,
Philadelphia, pp. 715-731.
Leroueil, S., Vaughan, P.R., 1990, “The General and Congruent Effects of Structure in
Natural Clays and Weak Rocks”. Géotechnique, v. 40, n. 3, pp. 467-488.
Leroueil, S., 1992, “A Framework for the Mechanical Behavior of Structured Soils,
from Soft Clays to Weak Rocks”. In: Proc. of the US/Brazil Geotechnical
Workshop on Applicability of Classical Soil Mechanics Principles to Structured
Soils, pp. 258-279, Belo Horizonte, nov. 23-25.
Lew, B., Soares, M.M., 1998, “Um Caso Típico de Trincas em Residência Devido a
Solo Expansivo”. In: XI congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e
Engenharia Geotécnica, v.1, pp.15-19, Brasília.
Macarini, M., 1987, Laboratory Studies of a Weakly Bonded Artificial Soil. Ph.D.
dissertation, University of London, London.
Mariz, D.F., 1993, Um Estudo Físico Químico Mecânico sobre o Colapso de Solos
Residuais Sesquioxídicos Micro-agregados do Planalto Central. Dissertação de
mestrado, COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro, RJ, Brasil.
Martins, I.S.M., Lacerda, W.A., 1994, “Sobre a Relação Índice de Vazios – Tensão
Vertical Efetiva na Compressão Unidimensional”, Solos e Rochas Revista
Brasileira de Geotecnia, v.17, n.3, pp. 157-166.
Massad, F., Teixeira, H.R., 1985, “Deep Cut on Saprolitic Soils Conditioned by Relict
Structures”. In: Proc. of the First International Conference on Geomechanics in
Tropical Lateritic and Saprolitic Soils, Tropical´s 85, v.2, pp. 381-391, Brasília.
Massey, J.B., Irfan, T.Y. e Cipullo, A., 1989, The Characterization of Granitic
Saprolitic Soils”. In: Proc. of the XII International Conference on Soil Mechanics
and Foundation Engineering, v.1, pp. 533-542, Rio de Janeiro.
ME093/94, 1994, “Solos-Determinação da Densidade Real (Método de Ensaio)”,
DNER-Departamento Nacional de Estradas e Rodagens.
Medina, J., 1989, “Pontos de Propriedades Físico-químicas e de Estabilização de
Solos”, Apostila COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro.
228
Mitchell, J.K., 1976, Fundamentals of Soil Behavior. New York, John Wiley and Sons,
Inc., 422 p.
Mitchell, J.K., Sitar, N., 1982, “Engineering Properties of Residual Soils”. In: Proc of
the ASCE Specialty Conference on Engineering and Construction in Tropical and
Residual Soils, Hawaii, pp. 30-57.
Mitchell, J.K., Coutinho, R.Q., et al., 1991, “Occurrence, Geotechnical Properties, and
Special Problems of Some Soils of America”, In: Proc. of the IX COPAMSEF,
vol.4, pp. 1651-1741, Viña Del Mar.
Moraes Silva, T.R.M., 2000, Caracterização e Erodibilidade dos Solos de Uma
Voçoroca de Ouro Preto, Minas Gerais. Dissertação de M.Sc., COPPE-UFRJ,
106 p.
Morin, W.J., Todor, P.C., 1976, “Laterite and Lateritic Soils and Other Problem Soils of
the Tropics”, USAID Publication 3682, Lyon Associates, Baltimore, USA.
Moura, H.H.S.G., Garcia, F.J.A.Y., 1985, “Influence of the Silt Fraction Mineralogy on
the Behavior of Saprolitic Soils”. In: Proc. of the 1st International Conference on
Geomechanics in Tropical Lateritic and Saprolitic Soils, ABMS, v.1, pp. 345-
358, Brasilia.
NBR 6457, 1986, “Amostras de Solo – Preparação Para Ensaios de Compactação e
Ensaios de Caracterização”, ABNT.
NBR 6459, 1984, “Solo - Determinação do Limite de Liquidez”, ABNT.
NBR 7180, 1984, “Solo - Determinação do Limite de Plasticidade”, ABNT.
NBR 7181, 1984, “Solo – Análise Granulométrica”, ABNT.
NBR 12007, 1990, “Solo – Ensaio de Adensamento Unidimensional”, ABNT.
Nogami, J.S., Villibor, D.F., 1981, “Uma Nova Classificação de Solos para Finalidades
Rodoviárias”. In: Simpósio Brasileiro de Solos Tropicais em Engenharia,
COPPE/UFRJ-ABMS-CNPq, v.1, pp. 30-41, Rio de Janeiro.
Nogami, J.S., 1985, “Preliminary Remarks”. In: Committee on Tropical Soils of the
ISSMFE, Theme 1: Characterization, Identification and Classification of Tropical
Soils, 1st International Conference on Geomechanics in Tropical Lateritic and
Saprolitic Soils, ABMS, pp1-4, Brasília.
Nogami, J.S., Villibor, D.F., 1995, Pavimentação de Baixo Custo com Solos Lateríticos.
São Paulo, v.1, Editora Villibor.
Norman, L.E.J., 1958, “A Comparison of Values of Liquid Limit Determined with
Apparatus with Bases of Different Hardness”, Geotechnique, v.8, n.1, pp. 70-91.
229
Pastore, E.L., 1992, Massas Saprolíticas para Fundações de Barragens de Concreto.
Dissertação de M.Sc., EESC/USP.
Pastore, E.L., Fontes, R.M., 1998, “Caracterização e Classificação de Solos”. In:
Oliveira, A.M.S., Brito, S.N.A. (eds), Geologia de Engenharia, 1ª ed., Capítulo
12, ABGE, São Paulo.
Picarelli, L., Olivares, L., Di Maio, C. et al., 2003, “Structure, Properties and
Mechanical Behaviour of the Highly Plastic Intensely Fissured Bisaccia Clay
Shale”. In: Tan et al. (eds), Characterisation and Engineering Properties of
Natural Soils, Swets&Zeitlinger, Lisse, ISBN 90 5809 537 1, pp.947-982.
Pinto, C.S., 2000, Curso Básico de Mecânica dos Solos. São Paulo, Editora Oficina de
Textos.
Pinto, C.S., Gobara, W., Peres, J.E.E. e Nader, J.J., 1993, “Propriedades dos Solos
Residuais”. Solos do Interior de São Paulo. ABMS/USP-São Carlos. São Carlos.
Vol.1, p. 95-142.
Polivanov, H., 1984, Correlações Preliminares Entre Características Químico-
Mineralógicas e Físicas de Solos com Horizonte B Latossólico do Estado do Rio
de Janeiro. Dissertação de M.Sc., IG-UFRJ, Rio de Janeiro.
Reginatto, A.R. e Ferrero, J.C., 1973, “Collapse Potencial of Soils and Soil-Water
Chemistry”. In: Proceedings of the VIII International Conference on Soil
Mechanics and Foundation Engineering, v.2-2, pp. 177-183, Moscou.
Rosenquist, I.T, 1960, “The Influence of Physico-Chemical Factors Upon the
Mechanical Properties of Clays”. In: Clays and Clay Minerals, Proceedings, Ninth
National Conference, Porgamon Press Inc., New York, pp. 12-27.
Salomão, F.X.T., Antunes, F.S., 1998, “Solos em Pedologia”. In: Oliveira, A.M.S.,
Brito, S.N.A. (eds), Geologia de Engenharia, 1 ed., capítulo 6, ABGE, São Paulo.
Sandroni, S.S., 1974, The Shear Strenght of Young Residual Soils. Thesis Master of
Science. Imperial College of Science & Technology, London, v.1, 75p.
Sandroni, S.S., 1977, “Micromorphology and the Interpretation of a Landslide in
Gneissic Residual Soil”. In: Int. Symp. on the Geotechnics of Structurally
Complex Formations, Associazone Geotecnica Italiana, v.1, pp. 423-431, Capri.
Sandroni, S.S., 1985, “Sampling and Testing of Residual Soils in Brazil”. In: Brand,
E.W. & Phillipson, H.B.(eds), Sampling and Testing of Residual Soils - A Review
of International Practice, pp. 31-50, Hong Kong, Scorpion Press.
230
Sandroni, S.S., 1991, “Young Metamorphic of Residual Soils”, In: Proc. of the IX
COPAMSEF, vol. 4, pp. 1771-1778, Viña Del Mar.
Santos Júnior, O.F., 1996, Estudo Experimental do Comportamento de um Solo
Residual Submetido a Variações Cíclicas de Poro-pressão. Tese de D.Sc.,
COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro, Brasil.
Santos, C.A., 2001, Comportamento Hidrológico Superficial, Subsuperficial e a
Erodibilidade dos Solos da Região de Santo Antônio do Leite, Distrito de Ouro
Preto-Minas Gerais. Dissertação de M.Sc., Ouro Preto, MG.
Santos, P.S., 1975, Tecnologia de Argilas Aplicada às Argilas Brasileiras. São Paulo,
Editora Edgard Blucher, v.1, 340p.
Sherard, I.L., 1972, “Piping in Earth Dams of Dispersive Clays”. In: Proc. Conf. On
Performance of Earth Suported Structures, ASCE.
Silva, J.M.J., 2001, Variação Volumétrica de Uma Argila Contrátil Expansiva Não
Saturada Submetida a Diferentes Condições Climáticas. Tese de D.Sc., USP.
Silveira, G.C., 1993, Características Geomecânicas dos Solos Residuais e Coluvionares
do Escorregamento na Estrada do Soberbo, Alto da Boa Vista – Rio de Janeiro.
Dissertação de M.Sc., COPPE/UFRJ, Rio de Janeiro.
Sivapullaiah P. V. e Savitha, S., 1999, “Index Properties of Illite-Bentonite Mixtures in
Electrolyte Solutions”, Geotechnical Testing Journal, GTJODJ, v.22, n.3
(september), pp. 257-265.
Skempton, A.W., 1953, “The Colloidal Activity of Clays”. In: Proc. of the 3rd Int. Conf.
of Soil Mechanics and Foundation Engineering, Zurich.
Souza Neto, J.B., 1998, Características Geotécnicas do Solo Residual de Gnaisse da
Encosta Espinhaço da Gata, PE-89, Machados-PE. Dissertação de M.Sc., UFPE,
Recife, v.1, 250p.
Souza Neto, J.B., 2000, Considerações Sobre as Propriedades Geotécnicas de Alguns
Solos Residuais Brasileiros. I Seminário de Qualificação ao doutorado.
COPPE/UFRJ, 52p.
Sowers, G.F., 1963, “Engineering Properties of Residual Soils Derived from Igneous
and Metamorphic Rocks”. In: Proc. of the II COPAMSEF, v. 1, pp. 39-72, Brasil.
Stern, O., 1924, “Zur Theorie der Elektrolytischen Doppelschriht”, Zietschrift
Electrochem, v.30, pp. 508-516.
231
Taqieddin, S., Al-Homoud, A.S., Thomas, A., 1995, “Physico-Chemical Aspects of
Shear Strength of an Illitic Clay”, Solos e Rochas Revista Brasileira de Geotecnia,
v.18, n.1 (abril), pp. 19-30.
Tavenas, F., Leroueil, S., 1985, “Discussion”. In: Proc. of the 11th International
Conference On Soil Mechanics and Foundation Engineering, v.5, pp. 2693-2694,
San Francisco.
Terzaghi, K., 1958, “Design and Performance of the Sasumua Dam”. In: Proc of the
Institution of Civil Engineers, v.9, pp. 369-394, april.
Townsend, F.C., 1985, “Geotechnical Characteristics of Residual Soils”, Journal of
Geotechnical Engineering, ASCE, v.111, n.1 (January), pp. 77-94.
Uehara, G., Gillman, G., 1981, The Mineralogy, Chemistry, and Physics of Tropical
Soils With Variable Charge Clays. Boulder, Colorado, Westview Press, Westview
Tropical Agricultural Series, 4, 170p.
Vargas, M., 1953, “Some Engineering Properties of Residual Clay Soils Occurring in
Southern Brazil”, In: Proc. of the III ICSMFE, vol. 1, pp. 67-71, Zurich.
Vargas, M., 1974, “Engineering Properties of Residual Soils from South-Central Region
of Brasil”. In: Proc. Of the 2nd International Congress of the International
Association of Engineering Geology ICIAEG, v.1, pp. IV-PC-5.1-IV-PC-5.26.
Vargas, M., 1981, Introdução à Mecânica dos Solos. São Paulo, Editora McGraw-Hill
do Brasil Ltda.
Vargas, M., 1982, “O Uso dos Limites de Atterberg na Classificação dos Solos
Tropicais”. In: Proc. of the VII Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e
Engenharia de Fundações, ABMS, Olinda, Recife, v.5, pp. 262-278, set.
Vargas, M., 1988, “Caracterization, Identification and Classification of Tropical Soils”.
In: Proc. of the II International Conference on Geomechanics in Tropical Soils,
pp.71-75, Singapore.
Vargas, M., 1992, “Identification and Classification of Tropical Soils”. In: Proc. of the
US/Brazil Geotechnical Workshop on Applicability of Classical Soil Mechanics
Principles to Structured Soils, Belo Horizonte, pp. 200-205, nov.23-25.
Vaughan, P.R., 1985, “Mechanical and Hydraulic Properties of in-situ Residual Soils”,
In: Proc. of the I International Conference on Geomechanics in Tropical Lateritic
and Saprolitic Soils (TROPICAL´S 85), vol. 3, pp. 231-263, Brasília.
232
Vaughan, P.R., 1988, “Characterising the Mechanical Properties of in-situ Residual
Soil”, In: Proc. of the II International Conference on Geomechanics in Tropical
Soils, vol.2, pp. 469-487, Singapure.
Vaughan, P.R., Maccarini, M. e Mokhtar, S.M., 1988, “Indexing the Engineering
Properties of Residual Soils”, Quarterly Journal of Engineering Geology,
London, v.21, pp. 69-84.
Vaughan, P.R., 1992, “Contribution to the Study of Residual and Other Structured
Soils”, In: Proc. of the US/Brasil Geotechnical Workshop on Applicability of
Classical Soil Mechanics Principle to Structured Soils, pp. 338-345, Belo
Horizonte.
Wallace, K.B., 1973, “Structural Behaviour of Residual Soils of the Continually Wet
Highlands of Papua New Guinea”. Géotechnique, v.23,n.2, pp. 203-218.
Wesley, L.D. & Irfan, T.Y., 1997, “Classification of Residual Soils”. In: Blight,
G.E.(ed), Mechanics of Residual Soils, chapter 1, USA, A.A. Balkema Publishers
Wesley, L.D., 1990, “Influence of Structure and Composition on Residual Soils”,
Journal of Geotechnical Engineering, ASCE, v.116, n. 4 (April), pp. 589-603.
233
Anexo I
I.1 - Preparo de soluções de hexametafosfato de sódio
Nos ensaios realizados na presente dissertação foram utilizadas soluções de
hexametafosfato de sódio (NaPO3)n com diferentes concentrações e com pH=10,5.
A dissolução de hexametafosfato de sódio em água destilada nas quantidades
pré-definidas fornecia soluções com pH em torno de 6, e era necessário acrescentar
carbonato de sódio (Na2CO3) para se obter pH=10,5.
Uma observação importante é que, ao longo de toda esta dissertação, as soluções
serão identificadas apenas pela concentração em hexametafosfato de sódio (NaPO3)n,
para evitar referências muito extensas.
A Tabela I.1 apresenta as características das soluções usadas nos ensaios.
Tabela I.1 – Características das soluções usadas nos ensaios
concentração (g/l) solução (NaPO3)n Na+(*) (Na2CO3) Na+(**)
conc. total Na+
(g/l)
pH
(***)
0,001N 0,102 0,023 1,52 0,66 0,68 10,5
0,01N 1,02 0,23 1,38 0,60 0,83 10,5
0,1N 10,2 2,29 12,4 5,38 7,67 10,5
1N 102 22,95 74,7 32,42 55,37 10,5
N - normalidade
(NaPO3)n – hexametafosfato de sódio
Na+ (*) – concentração de sódio no (NaPO3)n
(Na2CO3) – carbonato de sódio
Na+ (**) - concentração de sódio no (Na2CO3)
(***) - pH determinado através de potenciômetro marca ANALION, modelo PM 606 F
234
A reação química associada à adição de hexametafosfato de sódio (NaPO3)n
encontra-se abaixo representada, e o efeito dispersante induzido pela adição do referido
sal foi discutido no item 4.7.1 (Capítulo 4).
32
n3 POn Nan OH)(NaPO
A adição de carbonato de sódio (Na2CO3) pode ser melhor compreendida através
das principais reações químicas associadas:
32232 COHNaOH 2OH 2CONa
OHCOCOH 2232
A hidrólise do carbonato de sódio (Na2CO3) gera uma base forte (NaOH) e um
ácido fraco (H2CO3). A presença de hidroxilas na solução dos poros, associadas à
formação de hidróxido de sódio (NaOH), provoca a dissociação de hidrogênios (H+) dos
grupos SiOH, AlOH e FeOH existentes nas arestas dos argilominerais, resultando em
aumento da carga negativa das partículas e consequente aumento das forças repulsivas
do sistema argila-água (efeito dispersivo), conforme discutido no item 4.7.1 (Capítulo
4). Concomitantemente, o sódio adicionado pelo tratamento desloca o hidrogênio e/ou o
alumínio adsorvido (s) ao solo, que vai (vão) para a solução dos poros para neutralizar
as hidroxilas, resultando em efeito estabilizador do pH (efeito tampão). Concluindo, a
adição de carbonato de sódio tem dupla função, atuando como dispersante e como
tampão da solução de hexametafosfato de sódio.
Procedimentos para preparo das soluções:
1) Pesava-se a quantidade de hexametafosfato de sódio (NaPO3)n necessária à obtenção
da concentração desejada, conforme a Tabela I.1;
2) Para preparo de 1 litro de solução, media-se em um béquer uma quantidade de água
destilada ligeiramente menor, cerca de 800 ml, e adicionava-se a quantidade de sal
pesada;
3) Com o auxílio de um agitador magnético, dissolvia-se completamente o sal na água
destilada;
4) Concluída a dissolução do sal, media-se o pH da solução, com o auxílio de um
pHmetro, previamente calibrado, e acrescentava-se carbonato de sódio (Na2CO3) aos
poucos, até se atingir o pH desejado, igual a 10,5. Durante a adição de carbonato de
235
sódio, mantinha-se a solução em permanente agitação, e contabiliza-se as
quantidades adicionadas;
5) Atingido o pH necessário, completava-se o volume para 1 litro de solução e checava-
se novamente o pH;
6) Após preparadas, as soluções eram acondicionadas em recipientes adequados,
fazendo-se as suas respectivas identificações.
I.2 – Comentários gerais em relação à utilização das soluções
A Tabela I.2 abaixo apresenta para cada tipo de ensaio realizado as respectivas
concentrações das soluções utilizadas:
Tabela I.2 – Concentrações de hexametafosfato de sódio (NaPO3)n usadas nos ensaios
ensaio prof (m) 0,001 N 0,01 N 0,1 N 1 N
limites de Atterberg 1 e 5 X X X -
granulometria 1 e 5 X X X -
capacidade de troca catiônica
1 e 5 X - X -
análise química seletiva (*)
1 e 5 X - X -
pH do solo 1 e 5 X X X -
difração de raios X 1 e 5 X - X -
microscopia eletrônica de varredura (MEV)
1 e 5 - - X -
adensamento 1 e 5 X X X X
permeabilidade (**) 1 X X X X
permeabilidade (**) 5 X X - X
triaxial CID e CIU
1
X
-
X
-
(*) = análise química seletiva por ataque sulfúrico
(**) = ensaio de permeabilidade de carga variável associado ao ensaio de adensamento
edométrico
A seguir é apresentada uma visão geral em relação à forma de utilização das soluções:
236
1) Nos ensaios de limites de Atterberg, as soluções substituíram a água destilada usada
na obtenção do solo remoldado;
2) No início do ensaio de granulometria conjunta (sedimentação e peneiramento) foi
adicionado ao solo, destorroado e passado na peneira #10 (2 mm), 125 ml de solução
definida na presente dissertação em substituição à solução prescrita pela NBR
7181/84, item 4.3.2;
3) Nos ensaios de capacidade de troca catiônica (CTC), análise química seletiva por
ataque sulfúrico, difração de raios X e microscopia eletrônica de varredura (MEV), o
solo intacto foi previamente tratado com as soluções. Para CTC e análise química
seletiva, o solo tratado foi destorroado e passado na peneira #10 (2mm). Para
difração de raios X o solo tratado foi destorroado e passado na peneira #200 (0,075
mm). Para MEV, moldaram-se cubos de 1 cm de aresta a partir do solo tratado;
4) Nos ensaios de pH, a solução foi usada para formar uma suspensão, utilizando-se
solo destorroado e passado na peneira #10;
5) Nos ensaios de adensamento, as soluções foram usadas para inundação e para
percolação de um volume de fluido igual a duas vezes o volume de vazios dos corpos
de prova. Aplicava-se inicialmente uma carga de assentamento, em seguida
inundava-se com solução, em seguida percolava-se com solução, aguardando a
estabilização dos recalques em cada etapa;
6) Nos ensaios de permeabilidade de carga variável, as soluções foram usadas como
fluido permeante;
7) Nos ensaios triaxiais, as soluções foram usadas para percolação de um volume de
fluido igual a duas vezes o volume de vazios dos corpos de prova, para saturação dos
mesmos e para saturação das linhas conectadas aos corpos de prova.
I.3 – Preparo de amostras para ensaios de capacidade de troca catiônica (CTC), análise
química seletiva por ataque sulfúrico, difração de raios-X
Para realização destes ensaios, o solo era pré-tratado com soluções de
hexametafosfato de sódio (NaPO3)n nas concentrações de 0,001N e 0,1N da seguinte
forma:
1) Moldava-se um anel de adensamento com o solo intacto e inundava-se ao redor do
mesmo com a solução na concentração desejada, por um período de 24 horas;
2) Retirava-se a solução com cuidado para não haver carreamento de partículas;
237
3) Deixava-se a amostra secar à sombra e após secagem retirava-se o anel de
adensamento;
4) Destorroava-se o solo com auxílio de mão de gral e almofariz. Para capacidade de
troca catiônica o solo era passado na peneira #10 (2 mm). Para difração de raios X, o
solo era passado na peneira #200 (0,075 mm).
I.4 – Preparo de amostras para MEV
As amostras para MEV foram preparadas no estado remoldado e no estado pré-
tratado com solução 0,1N de hexametafosfato de sódio.
I.4.1 – Preparo de amostras de solo remoldado
1) Preparava-se uma lama com teor de umidade igual a 51,39% (0,9 wL) para solo de
1m de profundidade e teor de umidade igual a 41,3% (wL) para solo de 5m de
profundidade;
2) Acomodava-se esta lama em um anel de adensamento, e deixava-se secar à sombra;
3) Após secagem da amostra, retirava-se o anel de adensamento e moldava-se um cubo
com cerca de 1cm de aresta.
I.4.2 – Preparo de amostras com solo pré-tratado com solução 0,1N de hexametafosfato
de sódio
1) Moldava-se um anel de adensamento com o solo intacto e inundava-se ao redor do
mesmo com a solução na concentração desejada, por um período de 24 horas;
2) Retirava-se a solução com cuidado para não haver carreamento de partículas;
3) Deixava-se a amostra secar à sombra e após secagem retirava-se o anel de
adensamento;
4) Moldava-se um cubo com cerca de 1cm de aresta.
A face superior dos cubos, que seria observada nos ensaios de MEV, era obtida
por “quebra” da amostra, para não houvesse interferência dos instrumentos cortantes
usados na moldagem.
238
Após a moldagem, as amostras permaneciam na estufa de 60°C, até se obter
constância de peso e até a data da análise. As amostras eram então transferidas para um
dessecador contendo sílica gel (aplicando-se pequena pressão de vácuo) e conduzidas
até o local do ensaio.
As amostras foram fixadas com cola de prata coloidal a um pedestal de
alumínio, e em seguida colocadas numa câmara de vácuo e submetidas à pulverização
de ouro. A cobertura metálica com ouro teve como objetivo evitar carregamentos
eletrostáticos que pudessem impedir a formação da imagem quando o feixe de elétrons
incidisse sobre a superfície das amostras (Alvarenga, 1974). O banho de ouro também
proporciona uma boa condução do feixe de elétrons por toda a superfície da amostra,
possibilitando a obtenção de boa qualidade nas fotografias.
Para o tipo de equipamento de microscópio eletrônico utilizado, as amostras não
podiam conter água nos poros. Caso as amostras contivessem água, ao entrar em contato
com o vácuo no interior do microscópio, estas perderiam água e poderiam ter a
microestrutura perturbada, e poderiam ainda danificar o aparelho.
I.5 - Metodologia dos ensaios de análise química seletiva por ataque sulfúrico
(Laboratório de Química dos Solos – Geotecnia - COPPE/UFRJ)
I.5.1 – Perda ao fogo ( P)
É obtida pela diferença de peso do solo ao ser calcinado a 550°C em relação ao
solo seco a 105°C.
I.5.2 – Ataque sulfúrico
A amostra calcinada é tratada com ácido sulfúrico (H2SO4) e nesse extrato são
analisados os teores de ferro (Fe2O3), alumínio (Al2O3), titânio (TiO2) e potássio (K2O).
O resíduo é tratado com hidróxido de sódio (NaOH - 0,5M) e no extrato obtido é
analisada a porcentagem de sílica (SiO2). O resíduo final é calcinado a 1000°C,
calculando-se então a porcentagem de material não atacado pelo tratamento (% resíduo,
relacionada com os minerais primários).
I.5.2.1 – Determinação de Fe2O3 (%)
239
. por complexometria pelo EDTA, utilizando o ácido salicílico como indicador.
I.5.2.2 – Determinação de Al2O3 (%)
. por complexometria pelo EDTA, após separação do ferro e titulando-se com sulfato de
zinco (ZnSO4), utilizando-se o xilenol orange como indicador.
I.5.2.3 – Determinação de TiO2 (%)
. por calorimetria com água oxigenada no comprimento de onda 430 nm no
espectrofotômetro da Bauch Lomb (modelo Spectronic 20 D).
I.5.2.4 – Determinação de K2O (%)
. por fotometria de chama no aparelho da Micronal modelo B262.
I.5.2.5 – Determinação de SiO2 (%)
. por calorimetria com molibdato de amônia, desenvolvendo o comportamento amarelo
que absorve no comprimento de onda de 410 nm no Spectronic 20D.
240
Anexo II
II.1 – Materiais e métodos – ensaios de adensamento edométrico
II.1.1 – Equipamentos e acessórios utilizados
Foram utilizadas duas prensas fabricadas pela Wykeham Farrance, do tipo
convencional, com sistema de carga através de pesos em pendural e relação de braço de
alavanca 1:11. Os deslocamentos verticais foram lidos em extensômetros de
sensibilidade de 0,01 mm/divisão. As células de adensamento continham uma pedra
porosa na base e outra colada no “top cap”, permitindo a drenagem da amostra no topo e
na base. Estas células permitiam a utilização de anéis rígidos metálicos com diâmetro
interno igual a 7,15 cm e altura igual a 2,0 cm, configurando uma relação
altura/diâmetro para a amostra de 1:3,575. Os anéis eram lubrificados internamente com
vaselina ou graxa de silicone para minimizar os efeitos do atrito entre a parede do anel e
a amostra. As pedras porosas eram previamente lixadas e fervidas para garantir a
saturação. Os pesos correspondentes a cada estágio de carregamento eram previamente
calculados, separados e identificados.
II.1.2 – Procedimentos adotados
Os ensaios seguiram as prescrições da norma NBR 12007/1990 da ABNT.
II.1.2.1 – Moldagem dos corpos de prova de solo intacto
Os corpos de prova intactos foram usados nos ensaios com solução. Antes de
iniciar a moldagem, os anéis de adensamento eram limpos, medidos (diâmetro externo e
espessura), pesados e lubrificados internamente com vaselina. Os corpos de prova eram
moldados nos blocos indeformados. Com o auxílio de uma faca bem amolada retirava-
se do topo do bloco uma camada de cerca de 1 cm, nivelando-se a superfície.
Posicionava-se o anel e iniciava-se a cravação. A cravação era facilitada pela remoção
de solo ao redor do anel. Prosseguia-se o avanço vertical do anel até o ponto em que a
parte superior do anel ficasse cerca de 0,5 cm abaixo do nível inicial de cravação. Do
241
solo excedente da moldagem retiravam-se duas cápsulas com material para
determinação do teor de umidade. Concluída a cravação, soltava-se o anel do bloco
indeformado desbastando-se por baixo, com o auxílio de uma faca, deixando cerca de 1
cm abaixo da parte inferior do anel.
A figura II.1 abaixo ilustra a fase de moldagem.
Figura II.1 – Fase de moldagem de corpos de prova intactos
Fazia-se o rasamento do topo e da base do anel inicialmente com uma faca, e
depois com uma régua metálica de face reta. Concluída a moldagem, pesava-se o
conjunto anel+corpo de prova. Em geral moldavam-se dois corpos de prova de cada
vez, que eram acondicionados em sacos plásticos, identificados e armazenados na
câmara úmida até o momento de montagem do ensaio. Após a moldagem, cobria-se
novamente o bloco com parafina e recolocava-se na câmara úmida.
II.1.2.2 – Moldagem dos corpos de prova de solo remoldado
Tomava-se cerca de 200 g de solo previamente seco ao ar, destorroado e passado
na peneira #10 (2 mm), com umidade higroscópica conhecida. Calculava-se a
quantidade de água a ser adicionada para se obter o teor de umidade desejado. A tabela
II.1 abaixo apresenta os teores de umidades utilizados na preparação dos corpos de
242
prova em função do limite de liquidez. Estes teores de umidade foram escolhidos
porque permitiam a moldagem de corpos de prova para ensaios triaxiais com êxito. A
Tabela II.2 abaixo apresenta outros dados utilizados na fase de preparação dos corpos de
prova de solo remoldado.
Tabela II.1 – Teores de umidade utilizados na preparação dos corpos de prova
profundidade
(m)
wL
(%)
teor de umidade adotado
(%)
1 57,1 0,9 wL = 0,9 *57,1=51,39
5 41,3 1,0 wL = 1,0 *41,3=41,30
Tabela II.2 – Dados para preparação dos corpos de prova de solo remoldado
Prof
(m)
Solo
úmido
(g)
Umidade
Higroscópica
(%)
Solo
Seco
(g)
Pw
existente
(g)
wnec
(%)
Pw nec
(g)
Pw a
acrescentar
(g)
1 200 1,94 196,19 3,81 51,39 100,82 97,01
5 200 0,78 198,41 1,59 41,30 81,94 80,35
Onde:
Pw existente = peso de água existente
wnec = teor de umidade necessário
Pw nec = peso de água necessário
Pw a acrescentar = peso de água a acrescentar
Pw a acrescentar = (Pw nec - Pw existente)
O solo destorroado era colocado num almofariz de porcelana, adicionava-se a
quantidade de água calculada e misturava-se até se obter uma completa
homogeneização. Em seguida, colocava-se o anel de adensamento sobre uma superfície
plana e forrada com filme de PVC, e, com o auxílio de uma espátula, ia-se preenchendo
o anel com solo remoldado. O anel era previamente limpo, medido (diâmetro externo e
espessura), pesado e lubrificado internamente com vaselina. No final, fazia-se o
rasamento do topo e da base do anel, e pesava-se o conjunto. Das sobras de solo
243
remoldado, retiravam-se duas cápsulas de material para determinação do teor de
umidade.
II.1.2.3 – Montagem do ensaio
Na montagem da célula de adensamento, as pedras porosas eram colocadas
saturadas, ou com água (ensaios com solo intacto e solo remoldado) ou com solução
(ensaios com solução). Encaixava-se a parte superior da célula sobre a base e colocava-
se o anel contendo a amostra sobre a pedra porosa inferior. Colocava-se sobre o anel de
adensamento um anel centralizador, para impedir deslocamentos laterais do “top cap”.
A metade superior da célula possuía um “o-ring” de vedação na altura do topo do anel,
para impedir passagem de fluido (água ou solução) externamente ao anel, quando se
percolava o solo com solução ou se fazia ensaio de permeabilidade. Em seguida
encaixava-se o “top cap” internamente ao anel centralizador e aparafusava-se a parte
superior da célula na base.
A figura II.2 ilustra a etapa de montagem da célula para solo intacto.
Figura II.2 – Montagem da célula de adensamento edométrico para solo intacto
A célula era colocada na prensa de adensamento e fazia-se o equilíbrio do
sistema, evitando-se quaisquer perturbações da amostra. Fazia-se o ajuste do
extensômetro anotando-se a leitura inicial do ensaio. Os estágios de carregamento e
descarregamento tiveram tempo suficiente para a completa estabilização das
deformações.
244
Procedimentos específicos para solo intacto ou solo remoldado:
1) Aplicava-se o primeiro estágio de carregamento (3,125 kPa) e aguardava-se a
estabilização dos recalques;
2) Inundava-se a célula com água destilada e aguardava-se a estabilização dos
recalques. A célula era preenchida com água até a superfície do “top cap”, garantindo a
total inundação da amostra;
3) Prosseguia-se o ensaio, com a aplicação do estágio de 6,25 kPa;
4) Faziam-se medições de permeabilidade no final dos estágios de 12,5 kPa, 50 kPa,
200 kPa e 1600 kPa.
Procedimentos específicos para ensaios com solução:
1) Aplicava-se o primeiro estágio de carregamento (3,125 kPa) e aguardava-se a
estabilização dos recalques;
2) Inundava-se a célula com solução e aguardava-se a estabilização dos recalques. A
célula era preenchida com solução até a superfície do “top cap”, garantindo a total
inundação da amostra;
3) Percolava-se pela célula de adensamento um volume de solução igual a duas vezes o
volume de vazios do corpo de prova (cerca de 100 ml para solo de 1m e 80 ml para solo
de 5m). Para isto, saturavam-se as duas linhas de drenagem da base da célula, fechava-
se uma das linhas e conectava-se a outra à bureta. Obstruía-se o fluxo na linha
conectada à bureta e colocava-se solução no topo com o auxílio de um pissete. A
solução era colocada aos poucos, evitando-se gradientes elevados, que pudessem causar
carreamento de partículas finas;
4) Eliminavam-se as bolhas de ar eventualmente presentes na linha e na bureta;
5) Desobstruía-se o fluxo na linha conectada à bureta e executava-se a percolação. Eram
feitas leituras no extensômetro antes e após a percolação;
6) Concluída a percolação, abria-se a linha de drenagem que tinha sido fechada e
desconectava-se a célula da bureta;
7) Prosseguia-se o ensaio, com a aplicação do estágio de 6,25 kPa;
8) Faziam-se medições de permeabilidade no final dos estágios de 12,5 kPa, 50 kPa,
200 kPa e 1600 kPa.
II.2 – Resultados obtidos nos ensaios de compressão edométrica
6
II.2
.1 –
Def
orm
ação
vol
umét
rica
espe
cífic
a
Tabe
la II
.3 –
Val
ores
de
v (%
) par
a so
los d
e 1
e 5m
de
prof
undi
dade
1m
en
saio
3,
125
inun
dpe
rcol
6,
2512
,525
5010
020
040
080
016
0040
010
025
6,25
3,12
5in
tact
o eo
=1,6
18
0,15
0,
18
- 0,
43
0,
962,
737,
2514
,20
21,3
027
,34
32,3
936
,75
36,0
135
,28
34,9
134
,40
34,3
4
0,00
1N
eo=1
,681
0,
15
0,13
0,26
1,30
3,90
10,4
514
,45
21,3
527
,15
32,5
036
,85
40,8
539
,95
39,2
538
,45
37,7
037
,50
0,01
N
eo=1
,501
0,
85
1,74
1,81
3,66
6,06
9,21
15,6
121
,25
25,8
429
,76
33,1
936
,14
35,3
934
,58
33,9
733
,21
32,7
4
0,1N
eo
=1,7
09
0,34
2,
092,
165,
9921
,33
26,9
631
,60
35,4
639
,03
42,3
945
,21
47,9
147
,13
46,3
045
,78
45,0
844
,99
1N
eo=1
,464
2,
70
2,93
2,89
3,53
6,40
11,6
216
,94
21,1
424
,84
28,0
131
,49
34,3
733
,64
32,7
431
,57
30,5
529
,88
lam
a w
=51,
39%
eo
=1,3
80
2,66
2,
73-
4,33
7,35
10,1
113
,61
17,3
521
,26
24,9
828
,30
31,9
431
,15
30,4
429
,97
29,4
729
,38
5m
in
tact
o (*
) eo
=0,9
00
2,15
2,
152,
153,
655,
407,
239,
5012
,00
13,6
316
,70
21,8
327
,80
27,7
526
,93
24,3
5-
21,6
3
0,00
1N
eo=0
,914
0,
05
-0,7
3-2
,16
-1,6
5-0
,63
1,03
3,17
5,20
8,00
11,7
316
,50
22,8
221
,30
18,9
316
,22
13,5
412
,34
0,01
N
eo=0
,979
0,
14
-2,7
2-2
,72
-2,3
2-1
,33
0,46
2,46
4,84
7,81
11,7
916
,69
22,3
620
,80
18,3
014
,76
11,0
68,
81
0,01
N
eo=0
,998
0
-0,9
4-2
,96
-2,2
0-0
,76
1,38
4,07
6,89
10,5
014
,80
20,1
225
,97
24,2
721
,25
17,2
212
,33
9,53
0,1N
eo
=0,9
35
0,01
-4
,77
-4,9
0-3
,89
-2,6
8-1
,05
0,83
3,10
5,91
10,2
615
,89
22,6
120
,71
17,5
013
,38
8,51
6,40
1N
eo=0
,919
0,
23
-2,5
8-3
,44
-2,8
2-1
,77
-0,1
41,
733,
786,
169,
5814
,54
20,7
419
,09
16,1
412
,65
8,44
6,88
lam
a w
=41,
3%
eo=1
,221
0,81
0,
78-
1,58
3,11
5,10
7,78
11,1
615
,40
20,5
525
,56
31,2
629
,76
27,3
024
,39
21,1
420
,20
245
(*) e
nsai
o re
aliz
ado
por F
utai
(200
2)
246
II.2.2 – Parâmetros t90 e Cv
Tabela II.4 – Valores de t90 (minutos)e Cv (cm2/s) para todos os ensaios realizados, solos
de 1 e 5m de profundidade 1m
Ensaio Estágios
(kPa)
3,125
6,25
12,5
25
50
100
200
400
800
1600
t90 (*) - 0,18 0,37 0,18 0,12 0,12 0,15 0,19 0,12 0,19 intacto
eo=1,618 Cvx10-2 - 7,81 3,77 7,61 10,7 9,48 6,48 4,34 5,95 3,19
t90 (*) 0,50 2,00 1,00 0,31 0,50 0,75 0,38 0,25 0,38 0,18 0,001 N
eo=1,681 Cvx10-2 3,00 0,70 1,34 4,03 2,18 1,30 2,20 2,86 1,65 3,11
t90 (*) - 0,25 0,76 0,50 0,25 0,40 0,25 0,40 0,20 0,25 0,01 N
eo=1,501 Cvx10-2 - 5,40 1,71 2,44 4,52 2,47 3,43 1,92 3,39 2,48
t90 (*) - 2,8 8,00 0,72 0,50 0,72 1,00 0,43 1,00 1,42 0,1 N
eo=1,709 Cvx10-2 - 0,49 0,14 1,25 1,56 0,94 0,60 1,26 0,48 0,31
t90 (*) - 0,50 2,92 0,88 2,76 2,89 0,74 0,17 0,32 0,25 1 N
eo=1,464 Cvx10-2 - 2,64 0,44 1,37 0,39 0,33 1,17 4,71 2,22 2,61
t90 (*) 13,40 13,32 11,07 5,71 4,00 5,90 5,39 2,76 3,19 2,58 lama (*)
eo=1,380 Cvx10-2 0,10 0,10 0,12 0,22 0,29 0,18 0,18 0,33 0,26 0,29
5m
t90 (*) 0,15 0,10 0,10 0,16 0,13 0,15 0,13 0,15 0,13 0,15 intacto
eo=0,900 Cvx10-2 9,23 13,3 12,9 7,70 9,07 7,47 8,17 6,70 6,97 5,19
t90 (*) - 0,25 0,17 0,17 0,17 0,13 0,17 0,17 0,17 0,17 0,001 N
eo=0,914 Cvx10-2 - 5,88 8,62 8,40 8,11 10,0 7,36 6,87 6,24 5,46
t90 (*) 0,38 0,18 0,25 0,18 0,50 0,10 0,25 1,00 0,38 3,00 0,01 N
eo=0,979 Cvx10-2 - 7,83 5,41 7,46 2,37 10,9 3,65 0,74 1,62 0,18
t90 (*) - 0,25 0,20 0,20 0,20 0,17 0,20 0,10 0,15 0,17 0,01 N
eo=0,998 Cvx10-2 - 5,97 7,23 6,97 6,66 7,56 5,87 10,7 6,41 5,04
t90 (*) - 0,20 0,20 0,17 0,17 0,17 0,17 0,17 0,25 0,17 0,1 N
eo=0,998 Cvx10-2 - 7,64 7,47 8,75 8,45 8,10 7,70 7,16 4,30 5,53
t90 (*) - 0,17 0,25 0,20 0,20 0,17 0,17 0,17 0,17 0,17 1 N
eo=0,998 Cvx10-2 - 8,96 5,93 7,14 6,90 7,98 7,63 7,19 6,57 5,78
t90 (*) - 0,25 0,17 0,17 0,17 0,13 0,17 0,17 0,17 0,17 lama (*)
eo=1,221 Cvx10-2 - 5,88 8,62 8,40 8,11 10,0 7,36 6,87 6,24 5,46
(*) t90: min
Cv: cm2/s lama-1m: w=0,9 wL=51,39%; lama-5m: w=wL=41,3%
II.2.3 – Gráficos de Taylor
247
0,00
0,01
0,02
0,03
0,04
0,05
0,06
0,07
0,08
0,09
0,0 10,0 20,0 30,0 40,0 50,0 60,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-1m-água intacto-1m-0,001 N intacto-1m-0,01 Nintacto-1m-0,1 N intacto-1m-1 N lama-1m
Figura II.3 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 6,25 kPa, solo de 1m de
profundidade
0,00
0,05
0,10
0,15
0,20
0,25
0,30
0,35
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0 45,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-1m-água intacto-1m-0,001 N intacto-1m-0,01 Nintacto-1m-0,1 N intacto-1m-1 N lama-1m
Figura II.4 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 12,5 kPa, solo de 1m de
profundidade
248
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0,14
0,0 10,0 20,0 30,0 40,0 50,0 60,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-1m-água intacto-1m-0,001 N intacto-1m-0,01 Nintacto-1m-0,1 N intacto-1m-1 N lama-1m
Figura II.5 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 25 kPa, solo de 1m de
profundidade
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0,14
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0 45,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-1m-água intacto-1m-0,001 N intacto-1m-0,01 Nintacto-1m-0,1 N intacto-1m-1 N lama-1m
Figura II.6 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 50 kPa, solo de 1m de
profundidade
249
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0,14
0,16
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-1m-água intacto-1m-0,001 N intacto-1m-0,01 Nintacto-1m-0,1 N intacto-1m-1 N lama-1m
Figura II.7 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 100 kPa, solo de 1m de
profundidade
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0,14
0,16
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-1m-água intacto-1m-0,001 N intacto-1m-0,01 Nintacto-1m-0,1 N intacto-1m-1 N lama-1m
Figura II.8 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 200 kPa, solo de 1m de
profundidade
250
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0,14
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-1m-água intacto-1m-0,001 N intacto-1m-0,01 Nintacto-1m-0,1 N intacto-1m-1 N lama-1m
Figura II.9 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 400 kPa, solo de 1m de
profundidade
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-1m-água intacto-1m-0,001 N intacto-1m-0,01 Nintacto-1m-0,1 N intacto-1m-1 N lama-1m
Figura II.10 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 800 kPa, solo de 1m de
profundidade
251
0,00
0,01
0,02
0,03
0,04
0,05
0,06
0,07
0,08
0,09
0,10
0,0 10,0 20,0 30,0 40,0 50,0 60,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-1m-água intacto-1m-0,001 N intacto-1m-0,01 Nintacto-1m-0,1 N intacto-1m-1 N lama-1m
Figura II.11 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 1600 kPa, solo de 1m
de profundidade
252
0,000
0,005
0,010
0,015
0,020
0,025
0,030
0,035
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-5m-água intacto-5m-0,001 N intacto-5m-0,01 Nintacto-5m-0,1 N intacto-5m-1 N lama-5m
Figura II.12 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 6,25 kPa, solo de 5m
de profundidade
0,000
0,005
0,010
0,015
0,020
0,025
0,030
0,035
0,040
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-5m-água intacto-5m-0,001 N intacto-5m-0,01 Nintacto-5m-0,1 N intacto-5m-1 N lama-5m
Figura II.13 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 12,5 kPa, solo de 5m
de profundidade
253
0,000
0,005
0,010
0,015
0,020
0,025
0,030
0,035
0,040
0,045
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-5m-água intacto-5m-0,001 N intacto-5m-0,01 Nintacto-5m-0,1 N intacto-5m-1 N lama-5m
Figura II.14 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 25 kPa, solo de 5m de
profundidade
0,00
0,01
0,02
0,03
0,04
0,05
0,06
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-5m-água intacto-5m-0,001 N intacto-5m-0,01 Nintacto-5m-0,1 N intacto-5m-1 N lama-5m
Figura II.15 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 50 kPa, solo de 5m de
profundidade
254
0,00
0,01
0,02
0,03
0,04
0,05
0,06
0,07
0,08
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-5m-água intacto-5m-0,001 N intacto-5m-0,01 Nintacto-5m-0,1 N intacto-5m-1 N lama-5m
Figura II.16 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 100 kPa, solo de 5m de
profundidade
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0,14
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-5m-água intacto-5m-0,001 N intacto-5m-0,01 Nintacto-5m-0,1 N intacto-5m-1 N lama-5m
Figura II.17 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 200 kPa, solo de 5m de
profundidade
255
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-5m-água intacto-5m-0,001 N intacto-5m-0,01 Nintacto-5m-0,1 N intacto-5m-1 N lama-5m
Figura II.18 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 400 kPa, solo de 5m de
profundidade
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-5m-água intacto-5m-0,001 N intacto-5m-0,01 Nintacto-5m-0,1 N intacto-5m-1 N lama-5m
Figura II.19 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 800 kPa, solo de 5m de
profundidade
256
0,00
0,02
0,04
0,06
0,08
0,10
0,12
0,14
0,16
0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0raiz de t (min)
reca
lque
(cm
)
intacto-5m-água intacto-5m-0,001 N intacto-5m-0,01 Nintacto-5m-0,1 N intacto-5m-1 N lama-5m
Figura II.20 – Curvas recalque x raiz de tempo para o estágio de 1600 kPa, solo de 5m
de profundidade
II.2.4 – Parâmetro mv
257
Tabela II.5 – Valores de mv para os ensaios edométricos, solos de 1 e 5m de
profundidade 1m
ensaio
parâmetro
( kPa-1)
6,125 (kPa)
12,5 (kPa)
25 (kPa)
50 (kPa)
100 (kPa)
200 (kPa)
400 (kPa)
800 (kPa)
1600 (kPa)
intacto
eo=1,618
mv (x10-4)
8,3
8,4
14,2
18,1
13,9
7,1
3,0
1,3
0,5
0,001 N
eo=1,618
mv (x10-4)
33,3
41,6
52,4
16,0
13,8
5,8
2,7
1,1
0,5
0,01 N
eo=1,501
mv (x10-4)
59,3
38,3
25,2
25,6
11,3
4,6
2,0
0,9
0,4
0,1 N
eo=1,709
mv (x10-4)
122,4
245,4
45,1
18,6
7,7
3,6
1,7
0,7
0,3
1N
eo=1,464
mv (x10-4)
20,5
46,0
41,7
21,3
8,4
3,7
1,6
0,9
0,4
solo
remoldado
eo=1,380
mv (x10-4)
51,2
48,4
22,1
14,0
7,5
3,9
1,9
0,8
0,4
5m
intacto
eo=0,900
mv (x10-4)
48,0
28,0
14,6
9,1
5,0
1,6
1,5
1,3
0,7
0,001 N
eo=0,914
mv (x10-4)
16,3
16,2
13,3
8,6
4,1
2,8
1,9
1,2
0,8
0,01 N
eo=0,979
mv (x10-4)
12,8
15,8
14,3
8,0
4,8
3,0
2,0
1,2
0,7
0,01 N
eo=0,998
mv (x10-4)
24,3
23,0
17,1
10,8
5,7
3,6
2,2
1,3
0,7
0,1 N
eo=0,935
mv (x10-4)
32,3
19,4
13,0
7,5
4,6
2,8
2,2
1,4
0,8
1 N
eo=0,919
mv (x10-4)
20,0
16,8
13,0
7,5
4,1
2,4
1,7
1,2
0,8
solo
remoldado
eo=1,221
mv (x10-4)
25,6
24,4
15,9
10,7
6,8
4,2
2,6
1,3
0,7
solo remoldado-1m: w=0,9 wL=51,39%; solo remoldado-5m: w=wL=41,3%
II.3 – Materiais e métodos – ensaios de permeabilidade de carga variável
258
II.3.1 – Equipamentos e acessórios utilizados
Para realização dos ensaios de permeabilidade era essencial o uso de células de
adensamento dotadas de “o-rings” (borrachas de vedação), para impedir que o fluido
percolante passasse externamente ao anel contendo solo. A célula de adensamento era
conectada a uma bureta presa a uma régua graduada. Foram utilizadas buretas de seção
transversal iguais a 0,66 cm2 e 0,12 cm2. A figura II.3 ilustra os equipamentos e
acessórios utilizados. Quando a velocidade de percolação era muito alta, dificultando a
realização do ensaio, aumentava-se o diâmetro do tubo.
II.3.2. – Procedimentos adotados
O ensaio consistia basicamente em se registrar o tempo que uma coluna de água
ou de solução gastava para baixar de uma altura inicial hi até uma altura final hf, à
medida que ocorria um fluxo vertical ascendente através do solo, contido na célula de
adensamento e submetido a uma determinada tensão vertical efetiva ( ´v).
O coeficiente de permeabilidade era determinado pela fórmula abaixo:
f
i
if
t
hhlog
)t(tA R L a
2,3k
Onde:
k = coeficiente de permeabilidade
a = área da seção transversal do tubo
L = altura do corpo de prova
Rt = fator de correção da temperatura
hi = carga hidráulica inicial
hf = carga hidráulica final
A = área da seção transversal do corpo de prova
ti = tempo correspondente à carga hi
tf = tempo correspondente à carga hf
Na execução do ensaio procurava-se manter um gradiente hidráulico baixo, para
evitar carreamento de partículas finas.
259
Figura II.21 – Equipamentos e acessórios usados para ensaio de permeabilidade
associado a ensaio de adensamento edométrico
II.3.2.1 – Procedimentos adotados para solo intacto e solo remoldado
1) A célula de adensamento era preenchida com água deaerada até a superfície do “top
cap”, garantindo que a amostra ficasse totalmente imersa;
2) Saturavam-se as linhas de drenagem da base da célula de adensamento com água
deaerada;
260
3) Fechavam-se as duas linhas de drenagem. A linha conectada à bureta era fechada
temporariamente com um grampo, enquanto se colocava água deaerada na bureta com o
auxílio de um pissete;
4) Eliminavam-se eventuais bolhas de ar existentes nas linhas e na coluna de água da
bureta;
5) Soltava-se o grampo mencionado no item (3). Quando valores de carga hidráulica
pré-definidos eram alcançados, anotavam-se os respectivos tempos, com o auxílio de
um cronômetro. Normalmente eram feitas 5 leituras, obtendo-se depois um valor médio
para o coeficiente de permeabilidade;
6) Encerradas as leituras, soltava-se a ligação célula de adensamento-bureta e esgotava-
se a água da bureta. Retirava-se a vedação da outra linha de drenagem e dava-se
prosseguimento ao ensaio de adensamento.
II.3.2.2. – Procedimentos adotados para solo intacto previamente percolado por soluções
de hexametafosfato de sódio
Idem item II.3.2.1, substituindo-se a água deaerada utilizada como fluido
percolante por soluções de hexametafosfato de sódio (NaPO3)n, preparadas conforme
Anexo I.
II.4 – Resultados obtidos nos ensaios de permeabilidade
26
1
Tabe
la II
.6 –
Res
ulta
dos d
os e
nsai
os d
e pe
rmea
bilid
ade,
solo
s e 1
e 5
m d
e pr
ofun
dida
de
1m
tens
ão
(kPa
) in
tact
o-ág
ua
eo=1
,618
in
tact
o-so
luçã
o 0,
001N
eo
=0,9
87
inta
cto-
solu
ção
0,01
N
eo=1
,120
in
tact
o-so
luçã
o 0,
1N
eo=1
,709
in
tact
o-so
luçã
o 1N
eo
=1,4
64
lam
a-w
=0,9
wL (
**)
eo=1
,380
e
ke
ke
ke
ke
ke
k12
,5
1,59
7,00
E-04
0,98
1,84
E-04
1,11
1,10
E-03
1,13
4,29
E-05
1,31
3,22
E-05
1,20
4,21
E-07
50
1,43
4,01
E-04
0,91
8,64
E-05
1,01
6,60
E-04
0,85
3,92
E-05
1,05
5,69
E-08
1,06
1,43
E-07
200
1,06
2,95
E-06
0,67
3,67
E-07
0,70
3,60
E-08
0,65
3,74
E-05
0,85
3,47
E-08
0,87
5,84
E-08
1600
0,
662,
40E-
080,
401,
73E-
080,
411,
16E-
080,
414,
83E-
050,
622,
90E-
080,
621,
88E-
085m
in
tact
o-ág
ua(*
)eo
=0,9
00
inta
cto-
solu
ção
0,00
1N
eo=0
,774
in
tact
o-so
luçã
o 0,
01N
eo
=0,9
79
inta
cto-
solu
ção
1N
lam
a-w
=weo
=0,9
19
L (**
) eo
=1,2
21
e k
e k
e k
e k
e k
12,5
0,
821,
70E-
050,
783,
48E-
061,
001,
72E-
050,
952,
25E-
051,
154,
07E-
0650
0,
781,
65E-
050,
751,
91E-
060,
931,
25E-
050,
891,
58E-
051,
052,
45E-
0620
0
0,
721,
30E-
050,
691,
02E-
060,
827,
95E-
060,
806,
68E-
060,
881,
58E-
0616
00
0,50
0,60
E-05
0,45
5,67
E-07
0,54
1,50
E-06
0,52
7,56
E-07
0,53
2,50
E-07
(*) –
ens
aio
real
izad
o po
r Fut
ai (2
002)
(**)
- la
ma-
1m: w
=51,
39 %
; lam
a-5m
: w=4
1,3
%
261
262
Anexo III
III.1 – Materiais e métodos – ensaios triaxiais
III.1.1 – Equipamentos e acessórios utilizados
III.1.1.1 – Células Triaxiais
Fabricadas pela Ronald Top S.A., de 2” (para corpos de prova de diâmetro igual
a 5 cm). Têm uma base de duralumínio e um copo de acrílico, com topo e base de aço
inox, e suportam pressão confinante máxima de 1000 kPa.
III.1.1.2 – Sistema de aplicação de pressões confinantes e contrapressões
Foi utilizado o dispositivo auto compensador de mercúrio, tipo Bishop, com
capacidade de cerca de 600 kPa, fabricado pela Wykeham Farrance.
III.1.1.3 – Prensa para aplicação de carga axial
Foram utilizadas duas prensas do tipo deformação controlada, fabricadas pela
Wykeham Farrance, com capacidade de 1 e 10 toneladas. As velocidades de
deslocamento do pistão eram ajustadas mediante uma seleção adequada de pares de
engrenagens, com as respectivas marchas.
III.1.1.4 – Sistema de Aquisição de Dados
As leituras de força, excesso de poropressão ou variações volumétricas e
deslocamento axial foram feitas por uma unidade de aquisição de dados fabricada pela
Hewlett Packard, modelo HP 3421 A, que envia dados para um microcomputador PC-
486, dotado de uma placa de conversão de sinais analógico-digitais. Em caso de
interrupção de energia, havia um “nobreak”, marca APC, que mantinha o sistema
funcionando. A passagem e o armazenamento de dados para o computador utilizou o
programa “TRIAXM3.EXE”, desenvolvido pelo Laboratório de Geotecnia e instalado
263
no disco rígido. Este programa permite a leitura dos dados a cada 10 segundos durante o
primeiro minuto, a cada 1 minuto durante os dez minutos posteriores e a cada 5 minutos
até o final do ensaio. Nos ensaios com solo remoldado, utilizou-se a aquisição
automática para verificação do parâmetro B e na fase de cisalhamento. Nos ensaios com
soluções de hexametafosfato de sódio, utilizou-se a aquisição automática nas fases de
saturação, verificação do parâmetro B, adensamento hidrostático e cisalhamento. Para
verificação do parâmetro B, o sistema foi acionado simultaneamente com a abertura da
torneira de pressão na célula e fechamento da torneira de drenagem do corpo de prova.
Para a saturação e o adensamento, o sistema foi acionado simultaneamente com a
abertura das torneiras de pressão na célula e de drenagem do corpo de prova. Para o
cisalhamento, o sistema foi acionado simultaneamente com o acionamento das prensas.
III.1.1.5 – Buretas graduadas
Nos ensaios com solo remoldado, utilizavam-se duas buretas graduadas com
torneira de inversão de fluxo para medir a variação volumétrica dos corpos de prova,
ambas com constante igual a 0,16 cm3/divisão, fabricadas pela COPPE/UFRJ.
III.1.1.6 – Medidores de volume automáticos
Foram utilizados medidores de variação de volume da marca Wykeham
Farrance. Estes medidores possuem transdutores externos, do tipo resistivos, chamados
LSC. A capacidade destes medidores é de 100 cm3. Eram identificados como medidor
(A) e medidor (B). A Tabela III.1 apresenta as constantes destes medidores.
Tabela III.1 – Constantes de calibração dos medidores de volume
Equipamento Constante de Calibração (k)
Medidor de volume (A) 0,0532 (cm3)
Medidor de volume (B) 0,05725 (cm3)
III.1.1.7 – Transdutores de força
Foram usadas células de carga externas, elétricas, identificadas como 300/1 e
300/2, fabricadas pela COPPE/UFRJ com capacidade de 300 Kgf.
264
Foram previamente calibrados e testados antes da campanha de ensaios. A
Tabela III.2 apresenta as constantes destes transdutores.
Tabela III.2 – Constantes de calibração dos transdutores de força
Equipamento Constante de Calibração (k)
Célula de carga 300/1 0,00153 (N)
Célula de carga 300/2 -0,00178 (N)
III.1.1.8 – Transdutores de pressão
Os transdutores utilizados, identificados com 5KI e D-441, eram da marca
Kyowa e Ahscroft, com capacidade de 1000 kPa. Foram previamente calibrados e
testados antes da campanha de ensaios. A Tabela III.3 apresenta as constantes destes
transdutores.
Tabela III.3 - Constantes de calibração dos transdutores de pressão
Equipamento Constante de Calibração (k)
Transdutor de pressão D-441 -0,0096 (kPa)
Transdutor de pressão 5KI -0,000998 (kPa)
III.1.1.9 – Transdutores de deslocamento
Foram utilizados extensômetros elétricos, identificados como HS-50 e MPE-50,
da marca Wykeham Farrance, com curso de 50 mm. Foram previamente calibrados e
testados antes da campanha de ensaios. A Tabela III.4 apresenta as constantes destes
transdutores.
Tabela III.4 - Constantes de calibração dos transdutores de deslocamento
Equipamento Constante de Calibração (k)
Transdutor de deslocamento HS50 -0,0715 (mm)
Transdutor de deslocamento MPE50 0,0688 (mm)
III.1.1.10 – Impressora
265
Os dados da aquisição automática eram impressos em formulário contínuo,
através de uma impressora matricial de carro longo, da marca Elebra.
III.1.1.11 – Transdutor de pressão do painel triaxial
O painel “1” (Figura III.4) possuía um transdutor de pressão da marca Kyowa,
com capacidade de 1000 kPa. As leituras de pressão eram feitas por um registrador da
marca Vishay Instruments.
III.1.1.12 - Acessórios
III.1.1.12.1 – Membranas de Látex
Foram empregadas membranas de látex nacionais e importadas, similares às da
Wykeham Farrance, de excelente qualidade, e não houve perda de ensaio por furo de
membrana. As membranas eram previamente testadas quanto a furos. Quando
reutilizadas, eram lavadas, secadas e ficavam “sujas” de talco, até o momento de
utilização.
III.1.1.12.2 – Papel Filtro
O papel filtro utilizado era da marca Whatman no 54, sendo previamente cortado
antes de cada ensaio. Nos ensaios com solo remoldado utilizou-se papel filtro na base
(secção circular) e papel filtro radial. Nos ensaios com solução e no ensaio com solo
intacto utilizou-se papel filtro na base e no topo (seção circular) assim como papel filtro
radial.
III.1.1.12.3 – Pedras porosas
Eram previamente lixadas e fervidas antes de cada ensaio, por no mínimo dez
minutos, em água destilada, para expulsar o ar dos vazios, sendo mantidas saturadas em
água deaerada até o momento de utilização. Estes procedimentos seguem
recomendações de Head (1986).
266
III.1.2 – Procedimentos adotados nos ensaios com lama
Adotaram-se os procedimentos descritos por Head (1986), que se baseiam no
trabalho inicial de Bishop e Henkel (1962).
III.1.2.1 – Fase de preparação do corpo de prova
O solo foi previamente seco ar ar, destorroado, submetido a quarteamento,
passado na peneira # 10 (2 mm), separando-se cerca de 5 Kg de amostra representativa,
que foi acondicionada em saco plástico bem fechado e conservada em câmara úmida.
Determinou-se a umidade higroscópica da amostra. Para cada corpo de prova tomava-se
uma quantidade de solo igual a 350 gramas. Adicionava-se uma certa quantidade de
água previamente calculada ao solo destorroado, e misturava-se até obter uma boa
homogeneização. Em seguida, o solo remoldado era colocado em camadas dentro de um
molde cilíndrico previamente lubrificado com vaselina. As camadas eram acomodadas
pressionando-se levemente com uma chapa circular, rosqueada a uma haste com cerca
de 13 cm de altura. O molde usado foi um cilindro usado nos ensaios MCT, com
diâmetro interno igual a 5,01 cm e altura igual a 13 cm. A Tabela III.5 abaixo apresenta
os teores de umidades utilizados na preparação dos corpos de prova em função do limite
de liquidez. Estes teores foram adotados após alguns testes com umidades abaixo e
acima do limite de liquidez, verificando-se a possibilidade de moldagem com êxito.
Quando o corpo de prova não se mantinha íntegro após sua retirada do molde, diminuía-
se a umidade de moldagem. A Tabela III.6 abaixo apresenta outros dados utilizados na
fase de preparação dos corpos de prova de solo remoldado.
Tabela III.5 – Teores de umidade utilizados na preparação dos corpos de prova
profundidade
(m)
wL
(%)
teor de umidade adotado
(%)
1 57,1 0,9 wL = 0,9 *57,1=51,39
5 41,3 1,0 wL = 1,0 *41,3=41,30
267
Tabela III.6 – Dados para preparação dos corpos de prova de solo remoldado
Prof
(m)
Solo
úmido
(g)
Umidade
higroscópica
(%)
Solo
seco
(g)
Pw
existente
(g)
wnec
(%)
Pw nec
(g)
Pw a
acrescentar
(g)
1 350 2,67 339,80 10,20 51,39 174,62 164,42
5 350 0,82 346,53 3,47 41,30 143,12 139,65
Onde:
Pw existente = peso de água existente
wnec = teor de umidade necessário
Pw nec = peso de água necessário
Pw a acrescentar = peso de água a acrescentar
Pw a acrescentar = (Pw nec - Pw existente)
Enquanto se acomodava a lama no molde, o restante da pasta era mantido
coberto com um filme de PVC, para evitar perda de umidade, e de tempos em tempos
era novamente homogeneizado. Esta operação de preparação da pasta e enchimento do
molde consumia cerca de 1 hora. Depois de completamente cheio o molde, colocava-se
papel filtro saturado (Ø=5 cm), geotêxtil saturado (Ø=5 cm) e um top cap de acrílico na
parte superior do molde. No momento de desmoldagem, virava-se o cilindro de forma
que o topo ficasse como base, e ia-se pressionando o top cap, de baixo para cima,
retirando-se assim o corpo de prova. O corpo de prova saía com 13 cm de altura. Os 3
cm iniciais eram cortados com uma fio de aço (trimmer) e eram subdividos em duas
partes para determinação do teor de umidade. A seguir pesava-se o corpo de prova e
faziam-se as medidas de diâmetro e altura, com o auxílio de um paquímetro de precisão
0,01 mm. Normalmente eram preparados dois corpos de prova de cada vez. A relação
altura / diâmetro dos corpos de prova era igual a 2 para minimizar o efeito do atrito nas
extremidades do corpo de prova. A Figura III.1 ilustra os itens utilizados na preparação
dos corpos de prova.
268
Figura III.1 – Preparação de corpos de prova de solo remoldado
III.1.2.2 – Fase de montagem do corpo de prova na célula triaxial
Normalmente montavam-se duas células de cada vez, seguindo-se os seguintes
procedimentos:
. separavam-se todos os componentes necessários à montagem;
. substituía-se, quando necessário, o óleo de vedação e lubrificação do pistão;
. testava-se a torneira de drenagem do corpo de prova quanto a possíveis entupimentos;
. saturava-se o sistema de torneiras da base. O transdutor de pressão ficava
permanentemente conectado à base e era saturado com o auxílio de uma agulha
hipodérmica.
Em seguida, procedia-se à montagem, colocando-se sobre o pedestal os
seguintes elementos, na ordem em que estão citados:
. pedra porosa saturada (espessura cerca de 3 mm);
. papel filtro de base saturado (diâmetro igual a 5 cm);
. corpo de prova;
269
. top cap de acrílico;
. papel filtro lateral saturado.
Colocava-se a membrana na parte interna do encamisador e fazia-se uma sucção,
fechando a abertura lateral do encamisador com o dedo. Descia-se cuidadosamente o
conjunto (encamisador + membrana) no prumo e externamente ao corpo de prova.
Quando o conjunto chegava na posição desejada, liberava-se a entrada de ar na abertura
lateral do encamisador e então a membrana se desprendia e envolvia o pedestal, o corpo
de prova e a lateral do top cap. Retirava-se com cuidado o encamisador. A membrana
era presa com alguns elásticos no pedestal e no top cap, com o auxílio do encamisador.
A seguir montava-se o copo da célula triaxial, encaixando-se cuidadosamente o pistão
na extremidade do top cap e evitando-se qualquer perturbação ao corpo de prova.
Fixava-se o copo na base através de presilhas. Abria-se uma das torneiras de acesso à
base da célula e enchia-se a célula com água. O pistão era travado por meio de uma
garra metálica. Terminada a montagem, procedia-se à identificação da célula triaxial
com uma sigla indicando o tipo de ensaio (CID ou CIU) e a tensão confinante efetiva,
assim como o número do corpo de prova e sua profundidade.
III.1.2.3 – Fase de saturação do corpo de prova
A técnica de saturação utilizada foi saturação por contrapressão. Esta técnica,
além de saturar o corpo de prova, também dissolve bolhas de ar que possam existir entre
a amostra e a membrana e na linha de contrapressão. A saturação por contrapressão
consiste em se aplicar pequenos incrementos simultâneos (estágios) na pressão de água
dos poros (corpo de prova) e na pressão confinante (câmara triaxial), mantendo-se a
pressão confinante ligeiramente maior que a contrapressão, para evitar que a membrana
“exploda”. Os incrementos são pequenos para facilitar a equalização da poropressão no
corpo de prova e evitar o pré-adensamento da amostra. O incremento de pressão na água
dos poros provoca compressão do ar (lei de Boyle-Mariotte) e/ou dissolução do ar na
água (Lei de Henry); conseqüentemente ocorre afluxo de água para dentro do corpo de
prova, para ocupar os vazios deixados pelo ar. Ao passar de um estágio para outro, o
estado de tensões efetivas não varia, e o volume total do corpo de prova permanece
constante. Para verificar se o grau de saturação estava satisfatório, calculava-se o
parâmetro B de Skempton, sendo:
270
cuB
Onde:
u - excesso de poropressão gerado
c - acréscimo tensão confinante aplicado
Foram considerados aceitáveis valores de B maiores ou iguais a 0,96, com base
em experiências anteriores com os solos utilizados (Fonseca, 2000). A pressão
confinante excedia a contrapressão de 5 kPa. Os estágios utilizados nos ensaios com
solo remoldado foram 25 e 50 kPa. A água utilizada para saturação era destilada (livre
de impurezas) e deaerada (água com quantidade de ar dissolvido menor que a
quantidade possível nas condições de temperatura e pressão ambientes). As células
triaxiais eram identificadas e colocadas nas prensas com todas as torneiras numa
situação inicialmente fechadas. As variações de volume do corpo de prova durante a
saturação eram medidas através de uma bureta graduada. A torneira de drenagem do
corpo de prova era conectada à torneira superior da bureta. A torneira inferior da bureta
era conectada a um painel de aplicação de pressões por potes de mercúrio, que será
designado como painel “2” (ver Figura III.4). A torneira de aplicação de tensão
confinante era conectada a um outro painel de aplicação de pressões por potes de
mercúrio, que será designado como painel “1” (ver Figura III.4). O painel “2” era
interligado ao painel “1”. O painel “1” possuía um transdutor de pressão, cujas leituras
eram feitas pelo aparelho designado como “strain indicator” ou “Vishay”. As linhas de
drenagem eram saturadas com água deaerada, eliminando-se possíveis bolhas de ar e
verificando se havia vazamentos nas junções. A linha de pressão confinante também era
saturada com água e checada em relação a vazamentos.
III.1.2.3.1 - Procedimentos para aplicação dos estágios de saturação:
. fechavam-se as torneiras da célula triaxial (contrapressão e pressão confinante);
. zerava-se o aparelho de leitura de pressões (Vishay), aplicando-se a pressão
atmosférica no transdutor de pressão do painel triaxial;
. ajustava-se as pressões confinantes no painel “1” e as contrapressões no painel “2”,
através do posicionamento adequado dos potes de mercúrio;
271
. abriam-se as torneiras inferior e superior da bureta;
. fazia-se a leitura inicial da bureta;
. abriam-se simultaneamente as torneiras de pressão confinante e de drenagem do corpo
de prova (célula triaxial);
. esperava-se o tempo necessário até que as leituras na bureta graduada ficassem
estabilizadas;
. media-se o parâmetro B.
III.1.2.3.2 - Procedimentos para medida do parâmetro B:
. fechavam-se as torneiras de tensão confinante e contrapressão na célula triaxial;
. ajustava-se o “zero” do aparelho de leitura (“Vishay”) através da colocação da pressão
atmosférica no transdutor de pressão do painel “1”;
. mantinha-se a pressão confinante do estágio em andamento e usando um pote de
mercúrio auxiliar ajustava-se o valor de acréscimo de tensão confinante desejado ( c).
Geralmente ajustava-se c=100 kPa;
. preparava-se a aquisição de dados e fazia-se a leitura “zero” do transdutor de pressão
da célula triaxial;
. iniciava-se a aquisição simultaneamente com a abertura da torneira de tensão
confinante da célula e calculava-se o parâmetro B;
. após a medição do parâmetro B, retornava-se para a pressão confinante anteriormente
existente e fechava-se a torneira de pressão confinante da célula;
. caso B fosse menor que 0,96 passava-se para outro estágio de saturação;
. caso B fosse maior ou igual a 0,96 considerava-se encerrada a etapa de saturação.
Fechava-se a torneira inferior da bureta e passava-se para a fase de adensamento
hidrostático.
III.1.2.4 – Fase de adensamento isotrópico
272
III.1.2.4.1 – Procedimentos preliminares
Durante o adensamento isotrópico ocorre saída de água do corpo de prova. A
redução de volume do corpo de prova provoca a entrada de água na câmara triaxial,
fazendo com que o mercúrio do pote móvel (ligação simples) ou dos potes móvel e fixo
(ligação em série) tenha o seu nível rebaixado. Portanto antes do início do adensamento
tinha-se o cuidado de verificar o nível de mercúrio dos potes e caso fosse necessário,
promovia-se sua elevação, usando a bomba do painel “1”.
III.1.2.4.2 – Procedimentos para adensamento
. ajustava-se o “zero” do aparelho de leitura (“Vishay”) através da colocação da pressão
atmosférica no transdutor de pressão do painel “1”;
. ajustava-se a pressão do pote de mercúrio do painel “1” para a pressão de consolidação
desejada;
. fazia-se a leitura inicial na bureta;
. abria-se a torneira de pressão na célula, aplicando-se a pressão de consolidação
previamente ajustada;
. abriam-se a torneira inferior da bureta e a torneira de drenagem do corpo de prova,
acionando-se o cronômetro simultaneamente;
. faziam-se leituras na bureta graduada em intervalos de tempo pré-definidos, os
mesmos do ensaio de adensamento convencional, isto é, 6 s, 15 s, 30 s, 1 min, 2 min, 4
min, etc, até a estabilização das variações volumétricas;
. faziam-se inversões de fluxo de corante sempre que necessário;
. traçavam-se os gráficos variação volumétrica (cm3) x raiz do tempo (minutos),
conforme recomendações de Head (1986). Prolongava-se o trecho retilíneo inicial do
gráfico até encontrar a horizontal correspondente ao trecho final (estabilização das
variações volumétricas). O ponto de interseção fornecia a raiz de t100 em minutos. O
valor de t100 era usado para definir a velocidade de cisalhamento;
. assim que o gráfico demonstrasse estabilização das variações volumétricas, fechava-se
a torneira inferior da bureta e a torneira de drenagem do corpo de prova.
273
Desconectavam-se as linhas entre o painel “2” e a torneira inferior da bureta e entre a
torneira superior da bureta e a torneira de drenagem do corpo de prova. Conectavam-se
as linhas da torneira de drenagem do corpo de prova ao medidor de volume, e do
medidor de volume ao painel “2”, saturando-se e verificando-se a eventual presença de
bolhas de ar e/ou vazamentos nas junções;
. abria-se novamente a torneira de contrapressão da célula;
. passava-se para a fase de cisalhamento.
A fase de adensamento teve duração, na maioria dos ensaios, de 24 horas.
III.1.2.5 – Fase de cisalhamento do corpo de prova
III.1.2.5.1 – Determinação da velocidade de cisalhamento
Logo após o término do adensamento, iniciava-se a fase de cisalhamento.
A velocidade de cisalhamento foi calculada conforme a equação empírica
proposta por Head (1986):
mm/min) ( t x 100
L x Vr
armax
Onde:
Vmax = velocidade máxima de cisalhamento
ar = deformação axial estimada na ruptura, em %
L = altura do corpo de prova, em mm
tr = tempo mínimo de ruptura, em minutos
Na equação acima mencionada, o valor de tr depende das condições de drenagem:
. valor de tr para ensaios CIU com drenagem radial
tr=1,8 x t100
com t100 em minutos e tr mínimo=120 minutos
274
. valor de tr para ensaios CID com drenagem radial
tr=14 x t100
com t100 em minutos e tr mínimo=120 minutos
. tanto em ensaios CIU quanto em ensaios CID, deve ser adotado um valor mínimo para
tr igual a 120 minutos. No caso de 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. No caso de ensaios drenados,
a compressão axial imposta deve ser suficientemente lenta de forma a permitir a total
drenagem da água do corpo de prova, sem geração de excesso de poropressão.
A Tabela III.7 abaixo apresenta os valores de t100 obtidos no adensamento
hidrostático e os valores de velocidade de cisalhamento calculados e adotados nos
ensaios com solo remoldado.
Tabela III.7 – Valores para cálculo da velocidade de cisalhamento nos ensaios com solo
remoldado
Prof
(m)
ensaio ar
(%)
L
(mm)
t100
(min)
tr calc
(min)
tr adot
(min)
Vmax
(mm/min)
veloc adot
(mm/min)
CID 20 100 120 1680 1680 0,012 0,011 1
CIU 10 100 120 216 216 0,046 0,040
CID 20 100 8 112 120 0,167 0,016 5
CIU 10 100 8 14,4 120 0,083 0,060
Uma vez definida a velocidade de deformação, colocava-se na prensa um par de
engrenagens com sua respectiva marcha, de forma a se obter velocidade igual ou
inferior à calculada.
III.1.2.5.2 – Procedimentos para cisalhamento
. colocação da célula triaxial na prensa;
275
. colocação da bilha no topo do pistão;
. avanço manual da prensa até a bilha encostar na célula de carga externa, fixada na
prensa;
. retirada da garra de fixação do pistão;
. avanço manual da prensa até encostar o pistão no “top cap” e travamento das
engrenagens;
. posicionamento do transdutor de deslocamento na base da célula, deixando bastante
curso e colocando-o bem aprumado;
. preparação da aquisição de dados com execução da leitura zero dos transdutores;
. manutenção da torneira de drenagem do corpo de prova aberta, nos ensaios drenados,
ou fechamento da mesma, nos ensaios não drenados;
. início da aquisição de dados simultâneo com o acionamento das prensas;
. monitoramento do sistema de aquisição de dados no período inicial e em intervalos de
tempo regulares para observação dos valores registrados de força (N), excesso de
poropressão (kPa) ou variação volumétrica (cm3) e deslocamento axial (mm).
Nos ensaios drenados foram utilizados medidores de volume automáticos. Os
ensaios com solo remoldado foram levados até cerca de 23 % de deformação axial.
Após o desligamento da prensa e do sistema de aquisição automática de dados, as
torneiras da célula triaxial e dos painéis eram fechadas, as tensões aplicadas eram
aliviadas e as linhas de pressão eram desconectadas. A célula triaxial era retirada da
prensa e desmontada. Os corpos de prova secavam ao ar e não foram determinados os
teores de umidade finais. Havia intenção de, caso houvesse tempo disponível, observar
a microestrutura dos corpos de prova após cisalhamento. Era observada e anotada a
forma de ruptura dos corpos de prova.
III.1.3 – Procedimentos adotados nos ensaios com soluções de hexametafosfato de sódio
III.1.3.1 – Preparação do corpo de prova
276
Do bloco intacto coletado em campo, devidamente identificado em relação ao
topo e à base, extraía-se um paralelepípedo de 8 x 8 x 15 cm, com o auxílio de uma faca
bem amolada. Nivelava-se o topo e a base do paralelepípedo, deixando-o com uma
altura de cerca de 12 cm, e em seguida colocava-se este paralelepípedo no torno de
moldagem. Com o auxílio de uma faca bem amolada, ia-se girando lenta e
cuidadosamente a base do torno, solidarizada ao corpo de prova, e fazendo o desbaste
grosseiro, com movimentos sempre a partir do topo e da base. Quando o diâmetro se
aproximava de 5 cm, passava-se uma régua metálica de face reta para conferir a
constância do diâmetro ao longo da altura do corpo de prova. Durante a finalização do
acerto do diâmetro, recolhiam-se duas cápsulas com sobras de moldagem, que eram
levadas para a estufa de 105 oC para a determinação da umidade do corpo de prova.
Acertado o diâmetro, o corpo de prova era transferido para um berço metálico, com
forma de uma “calha” de seção semi-circular, com 5 cm de diâmetro e 9 cm de
comprimento, onde se acertava a altura para o valor desejado, cerca de 10 cm. Adotou-
se relação altura/diâmetro igual a 2 para minimizar o efeito do atrito nas extremidades
do corpo de prova. Durante a moldagem, foram encontradas raízes de pequeno
diâmetro, vazios expressivos e pedregulhos, e perderam-se alguns corpos de prova
devido à presença destes elementos. Concluída a moldagem, pesava-se o corpo de prova
e faziam-se várias medidas de altura e diâmetro, obtendo-se depois uma média,
utilizando-se para tal um paquímetro de precisão 0,01 mm. Os corpos de prova eram
devidamente identificados e acondicionados em sacos plásticos e guardados na câmara
úmida até o momento do ensaio. Após os trabalhos de moldagem, o bloco era
novamente coberto com parafina e guardado na câmara úmida.
III.1.3.2 – Montagem do ensaio
. separavam-se todos os itens necessários à montagem. As membranas eram testadas
com antecedência quanto a furos e no início da montagem estavam secas e “sujas” de
talco;
. sempre que necessário, substituía-se o óleo para vedação e lubrificação do pistão;
. testavam-se todas as linhas da base da célula em relação a entupimentos,
principalmente a linha de drenagem e a linha de coleta da solução percolada;
277
. saturava-se o sistema de torneiras da base da célula;
. com o auxílio de uma seringa hipodérmica, saturava-se o transdutor de poropressão;
. após os cuidados preliminares, colocava-se uma pedra porosa e um papel filtro circular
(Ø=5 cm) saturados sobre o pedestal;
. posicionava-se o corpo de prova sobre o papel filtro. No topo do corpo de prova
colocava-se outro papel filtro circular (Ø=5 cm), outra pedra porosa, ambos saturados, e
por fim o “top cap”;
. colocava-se o papel filtro lateral, saturado;
. colocava-se a membrana na parte interna do encamisador. Fazia-se uma sucção que era
mantida fechando-se a abertura lateral do encamisador. Descia-se o encamisador em
relação ao conjunto até a altura desejada, e em seguida permitia-se a entrada de ar na
abertura do encamisador. A membrana se desprendia do encamisador e envolvia o
pedestal, o corpo de prova e a lateral do “top cap”. Em seguida, suspendia-se o
encamisador com cuidado. Após a colocação da membrana, esta era presa ao “top cap”
e ao pedestal por meio de vários elásticos ;
. atarraxava-se o tubo usado para percolação (tipo “saram”) ao “top cap” e a um dos
orifícios da base da célula (linha de pressão na célula);
. testava-se o tubo usado para percolação quanto a vazamentos, injetando-se ar
comprimido na torneira usada para coleta da solução percolada (ligada ao topo do corpo
de prova). A membrana ficava ligeiramente inflada e passava-se um pouco de sabão
líquido nos pontos de junção (“top cap” e base da célula). Observava-se então se ocorria
o desprendimento de bolhas de ar nos pontos de junção. Não se injetava ar comprimido
na torneira de drenagem do corpo de prova porque a linha já estava saturada;
. colocava-se o copo da célula triaxial e encaixava-se com cuidado o pistão da célula no
top cap. Colocava-se uma garra para fixação do pistão. Atarraxavam-se as presilhas de
fixação do copo na base e enchia-se completamente a célula com água, usando a
torneira de aplicação de tensão confinante;
. sempre se montavam duas células de cada vez. Cada célula era identificada com uma
sigla contendo informações do tipo de ensaio, tensão confinante efetiva, número do
corpo de prova e profundidade;
278
. colocavam-se as células numa bancada próxima às prensas, e passava-se para a fase de
percolação de solução.
A Figura III.2 ilustra a seqüência de montagem do corpo de prova na célula
triaxial.
Figura III.2 – Seqüência de montagem da célula triaxial
III.1.3.3 – Fase de percolação de solução
A percolação de solução tinha como objetivo mudar a concentração de íons e a
natureza do fluido dos poros. Devido à existência dos efeitos físico-químicos, mudanças
foram induzidas no processo de interação entre o esqueleto sólido e o líquido
intersticial, resultando em diferenças no comportamento mecânico em relação ao solo
279
intacto, que seriam avaliadas nos ensaios triaxiais. Com base nos estudos desenvolvidos
por Costa Júnior (2001), adotou-se como volume mínimo de solução a ser percolado o
valor de duas vezes o volume de vazios. A percolação foi efetuada por fluxo ascendente,
aplicando-se uma contrapressão de 10 kPa numa extremidade do corpo de prova e
recolhendo-se a solução percolada na outra extremidade sob pressão atmosférica
(gradiente hidráulico=10). Simultaneamente à aplicação de contrapressão, aplicava-se
uma pressão confinante de 15 kPa na célula, visando garantir a integridade do corpo de
prova. Na literatura existem casos de percolação de soluções usando pressões
confinantes de mesma ordem de grandeza, como exemplo Costa Júnior (2001).
Por motivos de limitação de tempo, não foi possível fazer a análise química dos
efluentes coletados para comparar com a concentração da solução fonte (afluente) e
verificar o alcance do equilíbrio físico-químico. Cabe ressaltar que este equilíbrio
depende do esgotamento das reações entre solo e a solução percolante, e será tão mais
demorado quanto maiores as dimensões do corpo de prova. Em Geotecnia Ambiental,
os ensaios de coluna, usados para determinação dos parâmetros de transporte de solutos
através dos solos e verificação da reatividade do solo com a solução percolante, os
corpos de prova têm dimensões de 2 a 3 cm de altura. Tendo em vista que sempre se
faziam dois ensaios de cada vez, e que era necessário percolar uma quantidade de
solução de no mínimo duas vezes o volume de vazios (cerca de 220 ml) para cada corpo
de prova, tornou-se necessário a montagem de um painel, que será identificado como
painel “3”, interligado aos dois painéis de aplicação de pressões já existentes (painéis
“1” e “2”), capaz de suprir esta peculiaridade do ensaio. As Figuras III.3 e III.4
apresentadas a seguir ilustram o painel montado e sua interligação com os painéis
existentes.
282
III.1.3.3.1 – Descrição do painel usado para percolação (painel “3”)
Com base nas Figuras III.3 e III.4, pode-se observar que o painel tinha na sua
parte superior uma entrada de ar comprimido, assim como dois manômetros
identificados como (M1) e (M2). Os manômetros eram da marca Dover, permitindo
ajustes de pressão até 10 kgf/cm2. Abaixo dos manômetros havia dois reservatórios (R1)
e (R2), para água deaerada e solução, respectivamente. Os reservatórios tinham paredes
de acrílico, com tampa e fundo de laminado celeron, perfeitamente solidarizados com as
paredes. O reservatório (R1) tinha cerca de 8 cm de diâmetro externo e cerca de 8,5 cm
de altura. Era cheio de água deaerada até uma altura de cerca de 7 cm. O reservatório
(R2) tinha cerca de 8 cm de diâmetro externo e cerca de 19,5 cm de altura. Era cheio de
solução até uma altura de cerca de 18 cm. Os manômetros se interligavam aos
reservatórios por linhas de ar comprimido.
Abaixo dos reservatórios havia:
. uma linha de entrada de água deaerada vinda do reservatório do painel 1;
. torneiras 5 e 6, que eram mantidas fechadas, sendo abertas apenas nos momentos em
que se desejava aferir as pressões ajustadas nos manômetros pelo transdutor de pressão
do painel 1;
. conexão para a linha de água deaerada (L1), que interligava o painel 3 com as
torneiras de aplicação de tensão confinante das células triaxiais;
. conexão para a linha de solução (L2), que interligava o painel 3 com as torneiras de
drenagem das células triaxiais;
. como eram feitos 2 ensaios de cada vez, as linhas L1 e L2 se bifurcavam para as
respectivas torneiras das células.
III.1.3.3.2 – Procedimentos para percolação (ver Figura III.4)
. abriam-se as torneiras “5” do painel 3, “3” e “2” do painel 2, “1” e “3” do painel 1 e
enchia-se o reservatório R1 de água deaerada;
283
. simultaneamente ao enchimento do reservatório R1, conectava-se a linha L1 às células
triaxiais e saturava-se a mesma, eliminando-se eventuais bolhas de ar e/ou vazamentos
nas junções;
. concluída esta etapa, fechavam-se todas as torneiras que tinham sido abertas,
discriminadas anteriormente;
. enchia-se o reservatório R2 por meio de uma pequena abertura existente na sua tampa.
Após o enchimento, a abertura era hermeticamente fechada;
. simultaneamente ao enchimento do reservatório R2, conectava-se a linha L2 às células
triaxiais e saturava-se a mesma, eliminando-se eventuais bolhas de ar e/ou vazamentos
nas junções;
. abria-se a torneira de ar comprimido (localizada externamente aos painéis);
. ligava-se o “Vishay” e verificava-se o “zero”, através da colocação da pressão
atmosférica no transdutor de pressão do painel 1;
. abriam-se as torneiras “5” do painel 3, “3” e “2” do painel 2, “1” e “2” do painel 1.
Aumentava-se gradualmente a pressão de ar comprimido atuando no manômetro M1, e
media-se o valor pelo “Vishay” até alcançar a pressão de 15 kPa. Obtida esta pressão, a
torneira “5” do painel 3 era fechada;
. abria-se a torneira “6” do painel 3. Aumentava-se gradualmente a pressão de ar
comprimido atuando no manômetro M2, e media-se o valor pelo “Vishay” até alcançar
a pressão de 10 kPa. Obtida esta pressão, a torneira “6” do painel 3 era fechada;
. colocava-se em cada uma das células um recipiente para coleta da solução após a
percolação;
. abriam-se simultaneamente as torneiras de aplicação de tensão confinante (15 kPa) e a
torneira de aplicação de contrapressão (10 kPa);
. abria-se a torneira de saída do efluente para a atmosfera;
. aguardava-se a percolação de um volume de solução igual a no mínimo duas vezes o
volume de vazios (cerca de 220 ml).
A Figura III.5 ilustra o ensaio na etapa de percolação.
III.1.3.3.3 – Procedimentos após conclusão da percolação (ver Figura III.4)
284
. fechavam-se as torneiras da célula triaxial (drenagem do corpo de prova, pressão
confinante e coleta de efluente);
. fechava-se a torneira de ar comprimido (localizada externamente aos painéis);
. aliviava-se a pressão nos manômetros, atuando nas torneiras “3” e “4” do painel 3;
. desconectavam-se as linhas L1 e L2 usadas na etapa de percolação;
. fechava-se a torneira “3” do painel 2.
Figura III.5 – Ensaio na fase de percolação
III.1.3.3.4 – Comentários em relação à percolação de solução
A percolação foi executada na condição não saturada. Nesta condição é possível
a existência de bolhas de ar que constituem um obstáculo ao fluxo, diminuindo a
permeabilidade e dificultando a percolação. A permeabilidade do solo de 1m é da ordem
de 10-4 cm/s segundo Moraes Silva (2000), sendo considerada “média” conforme
critérios apresentados por Head (1982). Para este coeficiente de permeabilidade, o
tempo gasto para percolar 220 ml de solução seria cerca de 3 horas. Neste solo, as
partículas individuais de argila têm dimensões da ordem de 10-5 a 10-6 cm. Entretanto
estas partículas se aglutinam na forma de “grumos”, por efeito de laterização e de forças
elétricas de superfície, atingindo dimensões de silte e areia fina, com macroporos entre
285
estas agregações. A percolação demandou tempos extremamente variáveis, desde 30
minutos até 12 horas. Uma possível explicação para os tempos maiores seria o efeito
defloculante do fluido percolante desfazendo os grumos, provocando rearranjo das
partículas e dificultando os caminhos de fluxo. Uma possível explicação para os tempos
menores seria a presença de raízes, vazios de formigueiros e outras heterogeneidades do
material. Durante a percolação ocorreu o arraste de partículas finas, apesar do solo de
1m apresentar componentes de sucção e coesão verdadeira que oferecem resistência a
esta tendência.
III.1.3.4 – Comentários anteriores às fases de saturação, adensamento isotrópico e
cisalhamento
Para execução dos ensaios com solução todos os ramais integrantes do painel
“2” (ver Figura III.4) foram saturados com a mesma. Este procedimento foi executado
para que o corpo de prova não entrasse contacto com a água destilada usada nos ensaios
convencionais, evitando-se os fluxos de água ou de íons induzidos quimicamente.
Apesar de se ter conhecimento de que os fluxos induzidos quimicamente são
desprezíveis no caso de ensaios não drenados (Picarelli et al., 2003), optou-se por
padronizar as condições de ensaio CIU e CID. Inicialmente foi realizada a campanha de
ensaios com solução de hexametafosfato de sódio 0,1 N e em seguida a campanha com
solução de hexametafosfato de sódio 0,001 N. Foi conectada uma garrafa pet cheia de
solução a um dos ramais do painel, que era mantida a uma altura de cerca de 3,0 metros.
A solução contida neste reservatório era usada para elevar o nível de mercúrio nos potes
superiores antes da saturação, saturar os ramais do painel e as linhas de contrapressão e
circular solução pelos medidores de volume.
III.1.3.5 – Fase de saturação
A técnica de saturação utilizada foi a de saturação por contrapressão em
estágios. Para maior segurança e integridade da amostra, a tensão confinante aplicada
em cada estágio superava a contrapressão em 3 kPa. O parâmetro B era considerado
satisfatório quando maior ou igual a 0,96.
III.1.3.5.1 – Procedimentos para saturação
286
III.1.3.5.1.1 – Procedimentos preliminares
. circulava-se solução pelos medidores de volume;
. elevava-se o nível de mercúrio nos potes do painel “2” que seriam usados para
aplicação de contrapressões;
. ajustava-se o fluxo dos medidores de volume para “flow up”;
. saturava-se de todos os ramais do painel “2” com solução; assim como as interligações
com os potes de mercúrio no chão. Foi substituída também a água deaerada contida no
pote de mercúrio do chão.
III.1.3.5.1.2 – Procedimentos para saturação
. conectava-se e saturava-se com solução as linhas entre a torneira de drenagem do
corpo de prova (célula triaxial) e o medidor de volume e entre este e a torneira de
aplicação de contrapressão de um dos ramais do painel “2”. Eliminavam-se bolhas de ar
e/ou vazamentos nas junções eventualmente existentes nas linhas;
. conectava-se e saturava-se com água deaerada, eliminando-se eventuais bolhas de ar
e/ou vazamentos nas junções, a linha entre a torneira de aplicação de tensão confinante
da célula e um dos ramais do painel “1”;
. fechavam-se as torneiras da célula triaxial;
. ajustava-se o “zero” do aparelho de leitura (“Vishay”) através da colocação da pressão
atmosférica no transdutor de pressão do painel “1”;
. ajustavam-se os potes de mercúrio para as pressões confinantes e contrapressões
desejadas;
. ligava-se a aquisição de dados e fazia-se a leitura “zero” nos transdutores de volume;
. iniciava-se a aquisição automática simultaneamente com a abertura das torneiras da
célula triaxial (tensão confinante e contrapressão). Os estágios geralmente usados iam
de 50 a 300 kPa, com incrementos de 50 kPa, e eram mantidos até que houvesse
estabilização volumétrica ou valor de parâmetro B satisfatório.
. nos estágios finais, verifica-se o parâmetro B.
287
III.1.3.5.1.3 – Procedimentos para verificação do parâmetro B
Idem item III.1.2.3.2, não havendo o fechamento da torneira inferior da bureta porque a
saturação estava sendo conduzida com a utilização dos medidores de volume
automáticos.
III.1.3.6 – Fase de adensamento hidrostático
III.1.3.6.1 – Procedimentos preliminares
. invertia-se o fluxo dos medidores de volume para “flow down”;
. elevava-se o nível de mercúrio nos potes superiores do painel “1” usados para
aplicação de tensões confinantes.
III.1.3.6.2 – Fase de adensamento
. ajustava-se o “zero” do aparelho de leitura (“Vishay”), através da colocação da pressão
atmosférica no transdutor de pressão do painel “1”;
. ajustava-se a pressão do pote de mercúrio do painel “1” para a pressão de consolidação
desejada;
. preparava-se a aquisição de dados para a fase de adensamento, fazendo-se a leitura
zero dos transdutores de volume;
. aplicava-se a tensão confinante na célula simultaneamente à abertura da torneira de
drenagem do corpo de prova e ao início da aquisição de dados;
. traçava-se o gráfico variação volumétrica (cm3) x raiz do tempo (minutos), conforme
procedimentos descritos em Head (1986). Considerava-se encerrado o adensamento
quando ocorria a estabilização das variações volumétricas;
. concluída a fase de adensamento, interrompia-se a aquisição de dados e passava-se
para a fase de cisalhamento.
A fase de adensamento teve duração, na maioria dos ensaios, de 24 horas.
288
III.1.3.7 – Fase de cisalhamento
Logo em seguida ao término do adensamento, iniciava-se a fase de
cisalhamento. A velocidade de cisalhamento foi calculada conforme procedimentos
descritos anteriormente no item III.1.2.5.1, tendo-se adotado os valores de 0,04 mm/min
para os ensaios CIU e 0,011 mm/min para os ensaios CID. Sempre que havia curso
suficiente no pistão, os ensaios drenados foram levados até o ponto em que a tensão
desvio se estabilizava, concomitantemente com a estabilização das deformações
específicas volumétricas (condição de grandes deformações). Os ensaios não drenados
foram levados até cerca de 23% de deformação axial. Caso o ensaio fosse não drenado,
colocava-se o medidor de volume na posição de “bypass”. Os procedimentos para
cisalhamento nos ensaios com solução foram iguais aos descritos anteriormente no item
III.1.2.5.2. A Figura III.6 ilustra o ensaio na fase de cisalhamento.
III.1.4 – Procedimentos adotados no ensaio com solo intacto
III.1.4.1 – Preparação do corpo de prova
Idem item III.1.3.1.
III.1.4.2 – Montagem do ensaio
Idem item III.1.3.2.
III.1.4.3 – Fase de percolação de água
III.1.4.3.1 – Procedimentos preliminares
. o ensaio com solo intacto foi feito posteriormente aos ensaios com solução. Removeu-
se então toda a solução contida nos ramais do painel “2” e voltou-se à situação normal
de funcionamento, com o painel saturado com água deaerada;
289
. circulou-se água deaerada repetidas vezes pelas linhas usadas entre a torneira de
drenagem do corpo de prova (célula triaxial) e o medidor de volume e entre o medidor
de volume e a torneira de aplicação de contrapressão do painel “2”;
. substituiu-se a solução contida no pote de mercúrio do chão por água deaerada.
Colocou-se bastante água, para suprir o volume necessário durante a percolação. Apesar
disto, fez-se necessário aumentar novamente o volume de água no pote do chão
decorrido um certo tempo de percolação.
Figura III.6 – Ensaio triaxial durante a fase de cisalhamento
III.1.4.3.2 – Procedimentos para percolação de água deaerada
290
. conectava-se a torneira de drenagem do corpo de prova (célula triaxial) com o medidor
de volume (A) e este último com a torneira de aplicação de contrapressão de um dos
ramais do painel “2”;
. conectava-se a torneira de aplicação de tensão confinante (célula triaxial) com a
torneira de um dos ramais do painel “1”;
. ajustava-se o “zero” do aparelho de leitura (“Vishay”) através da colocação da pressão
atmosférica no transdutor de pressão do painel triaxial;
. ajustava-se uma pressão confinante de 15 kPa no painel “1” e uma contrapressão de 10
kPa no painel “2”;
. abria-se a torneira de aplicação de tensão confinante, simultaneamente com a torneira
usada na linha de coleta da água percolada;
. percolou-se um volume de água igual a duas vezes o volume de vazios (cerca de 220
ml). Ao final, fechavam-se as torneiras de coleta da água percolada, de aplicação de
contrapressão e de aplicação de tensão confinante.
III.1.4.3.3 – Comentários em relação à percolação com água deaerada
. para percolação de água deaerada foram mantidos os mesmos valores de pressão
confinante e contrapressão adotados na percolação com solução. Diferentemente da
percolação com solução, não houve carreamento de partículas finas. Esta resposta
diferente do solo frente à percolação se deve provavelmente ao efeito dispersante do
fluido percolante (hexametafosfato de sódio);
. a percolação de um volume de água deaerada igual a duas vezes o volume de vazios
demandou cerca de 45 minutos.
III.1.4.4 – Fase de saturação
III.1.4.4.1 – Procedimentos preliminares
. elevava-se o nível de mercúrio no pote superior; correspondente a um dos ramais do
painel “2”;
291
. ajustava-se o fluxo do medidor de volume (A) para “flow up”.
III.1.4.4.2 – Procedimentos para saturação
Idem item III.1.3.4.1.2, com a ressalva de que, em vez de se utilizar solução de
hexametafosfato de sódio, usava-se água deaerada.
III.1.4.4.3 – Procedimentos para verificação do parâmetro B
Idem III.1.3.4.1.3
III.1.4.5 – Fase de adensamento isotrópico
Idem item III.1.3.5, com a ressalva de que, em vez de se utilizar solução de
hexametafosfato de sódio, usava-se água deaerada.
III.1.4.6 – Fase de cisalhamento
Idem item III.1.3.7. O valor de t100 foi de 4 minutos e a velocidade de
deformação adotada foi de 0,012 mm/min.
292
III.2 – Índices físicos dos corpos de prova utilizados nos ensaios triaxiais
Tabela III.8 – Índices físicos dos corpos de prova de 1m de profundidade, ensaios
triaxiais
cond. ensaio
tipo ensaio
´c (kPa)
eo eadensto d (kN/m3)
nat (kN/m3)
wo (%)
So (%)
25 1,25 1,23 11,47 16,08 40,13 89,40 50 1,32 1,21 11,12 15,59 40,13 79,93
100 1,31 1,21 11,19 15,59 39,34 79,15 400 1,34 0,95 11,03 14,63 32,60 63,96
CID
400 (*)
1,41 1,10 10,88 14,38 32,26 60,00
25 1,43 1,38 10,65 14,87 39,60 73,17 50 1,35 1,28 11,01 15,43 40,10 78,44
100 1,40 1,25 10,95 15,20 38,85 74,26 200 1,34 1,15 11,04 15,55 40,81 82,30
intacto (Futai, 2002)
CIU
400 1,36 1,00 10,93 15,13 38,40 74,18 25 1,35 1,32 11,15 13,92 24,85 48,26 50 1,14 1,08 12,26 15,14 23,46 54,11
CID
400 1,32 0,86 11,28 14,20 25,88 51,31 25 1,47 1,43 10,62 14,00 31,90 56,95 50 1,41 1,28 10,87 14,39 32,45 60,29
200 1,29 1,05 11,46 15,04 31,21 63,60
intacto saturado solução 0,001N
CIU
400 1,24 0,81 11,69 14,51 24,17 51,01 25 1,37 1,15 11,05 14,36 29,98 57,33 50 1,26 1,03 11,60 14,61 25,99 54,10
100 1,30 0,88 11,36 14,32 26,06 52,31
CID
400 1,17 0,73 12,10 15,21 25,73 57,83 25 1,35 1,20 11,16 14,60 30,77 59,87 50 1,29 1,16 11,45 14,90 30,06 61,18
200 1,39 1,13 10,98 14,26 29,94 56,58
intacto saturado solução
0,1N
CIU
400 1,23 0,79 11,74 15,27 29,98 63,85 25 1,32 0,92 11,36 16,82 48,09 96,01
100 1,27 0,88 11,60 17,20 48,28 100,00 100-r 1,31 0,94 11,42 16,65 45,83 92,35 400 1,31 0,82 11,40 16,89 48,12 96,70
CID
400-r 1,31 0,83 11,39 16,81 47,56 95,42 25 1,22 0,88 11,86 17,54 47,82 103,18
100 1,20 0,87 12,00 17,83 48,54 107,00
solo remoldado
(**) CIU
400 1,32 0,77 11,37 16,77 47,54 95,03 400 (*) – ensaio presente dissertação
100-r – repetição de ensaio
400-r – repetição de ensaio
(**) – w=0,9wL=51,39%
293
Tabela III.9 – Índices físicos dos corpos de prova de 5m de profundidade, ensaios
triaxiais
cond. ensaio
tipo ensaio
´c (kPa)
eo eadensto d (kN/m3)
nat (kN/m3)
wo (%)
So (%)
25 0,87 0,85 14,29 17,00 19,00 57,40 CID 100 0,88 0,76 14,63 18,00 23,00 91,00
25 0,87 0,85 14,16 17,23 21,70 67,00 100 1,05 0,92 12,92 16,08 24,50 73,00
intacto
(*) CIU
400 0,95 0,78 13,29 17,53 31,90 89,10 25 1,10 1,06 12,76 17,69 38,57 94,16
100 1,03 0,93 13,17 17,85 35,53 92,17
CID 600 1,08 0,95 12,89 17,57 36,33 90,35 25 1,14 1,09 12,52 17,61 40,69 95,72
100 1,12 1,03 12,61 17,70 40,39 96,30 400 1,10 0,95 12,76 17,50 37,19 90,68
solo remoldado
(**)
CIU
600 1,15 0,99 12,43 16,86 35,65 82,81 (*) Futai (2002)
(**) w=wL=41,3%
294
III.3 – Parâmetros na ruptura, condição de pico, ensaios triaxiais CID e CIU com solo
remoldado, solo com soluções de hexametafosfato de sódio e solo intacto (Futai,
2002 exceto CID-1m-400 kPa)
Tabela III.10– Parâmetros na ruptura, condição de pico, ensaios triaxiais com solo
remoldado de 1 e 5m de profundidade
prof (m)
tipo ensaio
´c (kPa)
dr (kPa)
ar (%)
vr (%)
ur (kPa)
Ar pr (kPa)
qr (kPa)
25 96,78 20 8,72 100 326,38 20 7,04
100-r 326,99 20 7,51 400 1030,66 25 7,81
CID
400-r 1178,67 25 6,97 25 28,65 25 12,39 0,43 26,93 14,32
100 88,74 25 46,13 0,52 98,24 44,37
1 (*)
CIU
400 313,10 25 268,70 0,86 287,85 156,55 25 94,87 20 2,49
100 242,28 20 2,33
CID 600 1104,79 25 8,24 25 47,36 20 0,80 0,02 47,88 23,68
100 181,06 25 34,01 0,19 156,52 90,53 400 488,09 25 212,12 0,43 431,93 244,05
5 (*)
CIU
600 622,25 25 328,69 0,53 582,43 311,12 100-r , 400-r - repetição de ensaio (*) solo remoldado 1m: w=0,9wL=51,39%; solo remoldado 5m: w=wL=41,3%
Tabela III.11 – Parâmetros na ruptura, condição de pico, ensaios triaxiais com solo de
1m de profundidade e soluções de hexametafosfato de sódio
prof (m)
cond ´c (kPa)
dr (kPa)
ar (%)
vr (%)
ur (kPa)
Ar pr (kPa)
qr (kPa)
25 61,84 23,97 12,53 50 153,68 24,00 9,68
CID
400 923,09 23,42 8,51 25 27,36 9,95 11,45 0,42 27,23 13,68 50 25,25 1,75 25,69 1,02 36,93 12,62
200 83,55 1,50 118,82 1,42 122,96 41,77
sol. 0,001N
(*)
CIU
400 201,43 1,78 260,93 1,30 239,79 100,72 25 40,10 19,33 6,91 50 98,79 17,11 5,88
100 160,71 25,43 4,94
CID
400 643,70 18,76 3,96 25 15,59 3,26 13,62 0,87 19,17 7,79 50 22,63 1,31 25,62 1,13 35,69 11,32
200 46,88 1,31 94,62 2,02 128,81 23,44
sol. 0,1N (*)
CIU
400 104,00 2,83 199,70 1,92 252,30 52,00 (*) soluções de hexametafosfato de sódio caracterizadas no Anexo I
295
Tabela III.12 - Parâmetros na ruptura, condição de pico, ensaios triaxiais CID e CIU
com solo intacto de 1 e 5m de profundidade (Futai, 2002 exceto CID-
1m-400 kPa)
prof (m)
tipo ensaio
´c (kPa)
dr (kPa)
ar (%)
vr (%)
ur (kPa)
Ar pr (kPa)
qr (kPa)
25 92,79 5,01 1,44 50 161,98 20,27 7,27
100 277,02 34,03 10,47
CID
400 923,35 27,13 9,73 25 26,01 0,99 14,52 0,55 23,73 13,11 50 64,09 4,77 29,69 0,47 52,28 31,83
100 79,92 2,45 65,68 0,82 74,28 39,81 200 131,01 3,48 128,42 0,98 137,05 65,33
1
CIU
400 276,61 6,12 236,51 0,86 301,67 138,04 25 158,68 4,19 0,71
CID 100 250,33 10,76 1,01 25 184,19 17,80 -39,80 -0,20 157,08 92,10
100 299,40 17,06 -13,50 -0,05 263,37 149,70
5 CIU
400 502,32 16,78 186,07 0,40 465,23 251,16
296
III.4 – Comparação de resultados por nível de tensão confinante, ensaios triaxiais CID
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta e remoldada
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
0
20
40
60
80
100
120
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-1m - 25 kPalama-1m - 25 kPa
Figura III.7 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-intacto-
1m (Futai, 2002) e CID-solo remoldado-1m, ´c=25 kPa
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
12
10
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
intacto-1m - 25 kPalama-1m - 25 kPa
Figura III.8 - Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,
ensaios CID-intacto-1m (Futai, 2002) e CID-solo remoldado-1m, ´c=25kPa
297
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
400
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-1m - 100 kPalama-1m - 100 kPa
Figura III.9 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID- intacto-
1m (Futai, 2002) e CID-solo remoldado-1m, ´c=100 kPa
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
12
10
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
intacto-1m - 100 kPalama-1m - 100 kPa
Figura III.10 - Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,
ensaios CID-intacto-1m (Futai, 2002) e CID-solo remoldado-1m,
´c=100 kPa
298
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
0
200
400
600
800
1000
1200
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-1m - 400 kPalama-1m - 400 kPa
Figura III.11 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-
intacto-1m e CID-solo remoldado-1m, ´c=400 kPa
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
12
10
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
intacto-1m - 400 kPalama-1m - 400 kPa
Figura III.12 - Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,
ensaios CID-intacto-1m (Futai, 2002) e CID-solo remoldado-1m,
´c=400 kPa
299
III.5 – Comparação de resultados após repetição de ensaios, CID-solo remoldado-1m
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
0
200
400
600
800
1000
1200
1400
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
lama-1m - 100 kPalama-1m - 400 kPalama-1m - 100 kPa-rlama-1m - 400 kPa-r
Figura III.13 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-solo
remoldado-1m-100 e 400 kPa, comparação de resultados após repetição de ensaios
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
12
10
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
lama-1m - 100 kPalama-1m - 400 kPalama-1m - 100 kPa-rlama-1m - 400 kPa-r
Figura III.14 - Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,
ensaios CID-solo remoldado-1m-100 e 400 kPa, comparação de resultados após repetição de ensaios
300
III.6 – Comparação de resultados após repetição de ensaios, CID-intacto-1m-400 kPa
0 5 10 15 20 25 30 35
deformação específica axial (%)
0
200
400
600
800
1000
1200
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
presente tese - 400 kPaFutai, 2002 - 400 kPa
Figura III.15 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-
intacto-1m-400 kPa
0 5 10 15 20 25 30 35
deformação específica axial (%)
14
12
10
8
6
4
2
0
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
presente tese - 400kPaFutai, 2002 - 400kPa
Figura III.16 – Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica
axial, ensaios CID-intacto-1m-400 kPa
301
III.7 – Comparação de resultados por nível de tensão confinante, ensaios triaxiais CIU
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta e remoldada
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
5
10
15
20
25
30
35
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-1m - 25 kPalama-1m - 25 kPa
Figura III.17 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-
1m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m, ´c=25 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
2
4
6
8
10
12
14
16
18
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
intacto-1m - 25 kPalama-1m - 25 kPa
Figura III.18 - Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
CIU-intacto-1m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m, ´c=25 kPa
302
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
1
2
3
4
5
' 1/' 3
intacto-1m - 25 kPalama-1m - 25 kPa
Figura III.19 - Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-1m
(Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m, ´c=25 kPa
303
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-1m - 100 kPalama-1m - 100 kPa
Figura III.20 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-
1m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m, ´c=100 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
intacto-1m - 100 kPalama-1m - 100 kPa
Figura III.21 - Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
CIU-intacto-1m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m, ´c=100 kPa
304
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
1
2
3
4
5
' 1/' 3
intacto-1m - 100 kPalama-1m - 100 kPa
Figura III.22 - Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-1m
(Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m, ´c=100 kPa
305
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-1m - 400 kPalama-1m - 400 kPa
Figura III.23 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-
1m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m, ´c=400 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
intacto-1m - 400 kPalama-1m - 400 kPa
Figura III.24 - Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
CIU-intacto-1m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m, ´c=400 kPa
306
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
1
2
3
4
5
' 1/' 3
intacto-1m - 400 kPalama-1m - 400 kPa
Figura III.25 - Curvas ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-1m
(Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m, ´c=400 kPa
307
III.8 – Comparação de resultados por nível de tensão confinante, ensaios triaxiais CID
com solo de 5m de profundidade nas condições intacta e remoldada
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-5m - 25 kPalama-5m - 25 kPa
Figura III.26 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-
intacto-5m (Futai, 2002) e ensaios CID-solo remoldado-5m, ´c=25 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
6
4
2
0
-2
-4
-6
-8
-10
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
intacto-5m - 25 kPalama-5m - 25 kPa
Figura III.27 – Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica
axial, ensaios CID-intacto-5m (Futai, 2002) e ensaios CID-solo remoldado-5m, ´c=25 kPa
308
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-5m - 100 kPalama-5m - 100 kPa
Figura III.28 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-
intacto-5m (Futai, 2002) e ensaios CID-solo remoldado-5m,
´c=100 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
4
2
0
-2
-4
-6
defo
rmaç
ão e
spec
ífica
vol
umét
rica
(%)
intacto-5m - 100 kPalama-5m - 100 kPa
Figura III.29 – Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica
axial, ensaios CID-intacto-5m (Futai, 2002) e ensaios CID-solo
remoldado-5m, ´c=100 kPa
309
III.9 – Comparação de resultados por nível de tensão confinante, ensaios triaxiais CIU
com solo de 5m de profundidade nas condições intacta e remoldada
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-5m - 25 kPalama-5m - 25 kPa
Figura III.30 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-
intacto-5m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-5m, ´c=25 kPa
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
-50
-40
-30
-20
-10
0
10
20
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
intacto-5m - 25 kPalama-5m - 25 kPa
Figura III.31 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
CIU-intacto-5m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-5m, ´c=25 kPa
310
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
1
2
3
4
5
6
' 1/' 3
intacto-5m - 25 kPalama-5m - 25 kPa
Figura III.32 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-5m
(Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-5m, ´c=25 kPa
311
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
0
100
200
300
400
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-5m - 100 kPalama-5m - 100 kPa
Figura III.33 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-
intacto-5m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-5m, ´c=100 kPa
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
-30
-20
-10
0
10
20
30
40
50
60
70
80
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
intacto-5m - 100 kPalama-5m - 100 kPa
Figura III.34 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
CIU-intacto-5m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-5m, ´c=100 kPa
312
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
1
2
3
4
5' 1/
' 3
intacto-5m - 100 kPalama-5m - 100 kPa
Figura III.35 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-5m
(Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-5m, ´c=100 kPa
313
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
0
100
200
300
400
500
600
700
tens
ão d
esvi
o (k
Pa)
intacto-5m - 400 kPalama-5m - 400 kPa
Figura III.36 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-
intacto-5m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-5m, ´c=400 kPa
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
-50
0
50
100
150
200
250
300
exce
sso
de p
orop
ress
ão (k
Pa)
intacto-5m - 400 kPalama-5m - 400 kPa
Figura III.37 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios
CIU-intacto-5m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-5m, ´c=400 kPa
314
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
1
2
3
4
5' 1/
' 3
intacto-5m - 400 kPalama-5m - 400 kPa
Figura III.38 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-5m
(Futai,2002) e CIU-solo remoldado-5m, ´c=400 kPa
III.10 – Curvas ( ´1/ ´3 x a) dos ensaios triaxiais CIU apresentados no Capítulo 6
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
0.5
1
1.5
2
2.5
3
3.5
4
' 1/' 3
lama-1m - 25 kPalama-1m - 100 kPalama-1m - 400 kPa
Figura III.39 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação axial, ensaios CIU-solo remoldado-1m
315
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
1
1.5
2
2.5
3
3.5
4
4.5
' 1/' 3
lama-5m - 25 kPalama-5m - 100 kPalama-5m - 400 kPalama-5m - 600kPa
Figura III.40 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-solo
remoldado-5m.
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
1
1.5
2
2.5
3
3.5
' 1/' 3
0,001N - 25 kPa0,001N - 50 kPa0,001N - 200 kPa0,001N - 400 kPa
Figura III.41 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-1m-
0,001 N
316
0 5 10 15 20 25
deformação específica axial (%)
1
1.5
2
2.5
3
3.5
' 1/' 3
0,1N - 25 kPa0,1N - 50 kPa0,1N - 200 kPa0,1N - 400 kPa
Figura III.42 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-1m-
0,1 N.
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
0
1
2
3
4
5
' 1/' 3
intacto-1m - 25 kPaintacto-1m - 100 kPaintacto-1m - 400 kPalama-1m - 25 kPalama-1m - 100 kPalama-1m - 400 kPa
Figura III.43 - Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-1m
(Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m
317
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
1
2
3
4
5
' 1/' 3
intacto - 25 kPa0,001N - 25 kPa0,1N - 25 kPalama - 25 kPa
Figura III.44 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios triaxiais CIU
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta (Futai, 2002),
remoldada e com soluções, ´c=25 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
1
2
3
4
5
' 1/' 3
intacto - 50 kPa0,001N - 50 kPa0,1N - 50 kPa
Figura III.45 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios triaxiais CIU
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta (Futai, 2002) e
com soluções, ´c=50 kPa
318
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
1
2
3
4
5
' 1/' 3
intacto - 200 kPa0,001N - 200 kPa0,1N - 200 kPa
Figura III.46 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios triaxiais CIU
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta (Futai, 2002),
remoldada e com soluções, ´c=200 kPa
0 5 10 15 20 25 30
deformação específica axial (%)
1
2
3
4
5
' 1/' 3
intacto - 400 kPa0,001N - 400 kPa0,1N - 400 kPalama - 400 kPa
Figura III.47 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios triaxiais CIU
com solo de 1m de profundidade nas condições intacta (Futai, 2002),
remoldada e com soluções, ´c=400 kPa
319
0 5 10 15 20 25 30 35 40
deformação específica axial (%)
1
2
3
4
5
6
' 1/' 3
intacto-5m - 25 kPaintacto-5m - 100 kPaintacto-5m - 400 kPalama-5m - 25 kPalama-5m - 100 kPalama-5m - 400 kPa
Figura III.48 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios ensaios CIU-
intacto-5m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-5m
III.11 – Tabelas de valores de módulos de deformação secante para 50% e 25% da
tensão desviadora máxima (E50% e E25%)
Tabela III.13 - Módulos de deformação secante para 50% e 25% da tensão desviadora
máxima (E50% e E25%), ensaios triaxiais CID e CIU, solo de 5m de
profundidade nas condições intacta e remoldada
solo ensaio ´c (kPa) E50% (kPa) E25% (kPa) 25 5.472 5.667 100 9.628 16.914 400 16.960 23.556
CID
800 28.946 79.238 25 2.933 4.386 100 9.849 15.926
intacto (Futai, 2002)
CIU 400 18.743 24.150 25 1.163 1.928 100 3.059 3.908
CID
600 9.395 10.623 25 776 2.041 100 2.988 8.542 400 16.831 31.287
solo remoldado
(*)
CIU
600 22.224 25.927 (*) w=wL=41,3%
320
Tabela III.14 – Módulos de deformação secante para 50% e 25% da tensão desviadora
máxima (E50% e E25%), ensaios triaxiais CID e CIU, solo de 1m de
profundidade nas condições intacta, remoldada e com soluções
solo ensaio ´c (kPa) E50% (kPa) E25% (kPa) 25 9.467 16.571 50 4.153 8.617 100 2.868 6.240 400 6.151 6.670
CID
400 (*) 6.932 8.678 25 19.657 68.800 50 11.870 22.886 100 7.992 8.687 200 7.199 12.596
intacto (Futai, 2002)
CIU
400 8.332 9.220 25 877 1.021 100 3.225 3.443
CID
400 8.180 11.351 25 4.094 14.320 100 8.372 55.475
solo remoldado
(**)
CIU 400 30.696 156.560 25 498 1.162 50 1.625 2.579
CID
400 6.446 7.542 25 4.717 4.886 50 24.765 25.240 200 12.285 13.056
solução 0,001N
CIU
400 38.738 38.738 25 536 1.433 50 1.154 2.976 100 1.620 1.913
CID
400 8.107 10.058 25 8.667 39.000 50 12.578 14.150 200 19.533 19.533
solução 0,1N
CIU
400 65.000 86.667 (*) – presente dissertação (**) – w=0,9wL=51,39%
321
III.12 – Parâmetros de resistência ao cisalhamento
Tabela III.15 – Parâmetros efetivos de resistência, ensaios triaxiais CID e CIU, solos de
1 e 5m de profundidade
pico ( ´1/ ´3)max prof (m)
solo
ensaio
c´ (kPa) ´(graus) c´ (kPa) ´(graus)
CID 7,0 28,1 intacto CIU 7,0 28,1 8,0 31,9
CID 0 32,5
solução 0,001N CIU 0 23,8 0 31,1
CID 0 26,5
solução 0,1N CIU 0 11,7 0 21,4
CID 0 34,6
1m
remoldado CIU 0 32,3 0 33,0
CID 15,0 31,0 intacto CIU 15,0 31,0 17,0 31,7
CID 0 28,8
5m
remoldado CIU 0 33,1 0 34,1
Recommended