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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 )

iii

Dedico esta tese

aos meus pais (in memoriam),

ao meu marido Alexandre e à minha filha Marina

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


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


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, solo remoldado e solo com soluções de hexametafosfato

de sódio....................................................................................185


intacto, solo remoldado e solo com soluções de hexametafosfato

de sódio....................................................................................192

6.3.3.2 – Solo de 5m de profundidade.............................................................202



xii



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)

ć = 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 ć=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 ć=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 ć=100 kPa ć=200 kPa ć=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 ć 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 ć=25 kPa, que formou plano de ruptura

normalização tensão desviadora / tensão confinante efetiva ( d/ ć)

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 ć=25 e kPa, tendem para a direita para ć=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

ć=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 ć=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 ć=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 ć=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 ć até 100 kPa, geração de excesso de poropressão negativo para ć=200, 300 e 400 kPa, geração de excesso de poropressão decrescente para maiores deformações axiais para ć=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 ć= 25 e 50 kPa, atinge-se primeiro a condição ( ´1/ ´3)max e posteriormente a condição de pico para ć=100, 200 e 400 kPa, esta situação se inverte

até ć=200 kPa, os caminhos tendem para a direita para ć entre 300 e 500 kPa, os caminhos tendem a ficar verticalizados para ć 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 ć=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 ć=100 kPa

até ć=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

58

Figura 3.4 – Resultados das sondagens a percussão na estação Holanda (Bacellar, 2000)

59

Fi

gura

3.5

– P

anor

âmic

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est

ação

Hol

anda

. A se

ta a

pont

a o

loca

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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


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


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



ABNT

defloc sol 0,1N, 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


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



ABNT




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


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


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


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


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


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


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


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


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


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


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


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


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


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


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


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


índi

ce d

e ex

pans

ão (

C s )


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


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


tens

ão d

e es

coam

ento

,´ vy

(kPa

)


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


índi

ce d

e co

mpr

essã

o (

C c )


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


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


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


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


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


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, ć=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 ć (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 (*)

ć (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

ć (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´=cćos ´ 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


10

8

6

4

2

0

defo

rmaç

ão e

spec

ífica

vol

umét

rica

(%)


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


0

50

100

150

200

250

300

350

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)


Figura 6.5 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-solo

remoldado-1m

0 5 10 15 20 25 30


0

50

100

150

200

250

300

350

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)


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


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% ( ć=25 kPa), 5,6% ( ć=100 kPa) e

8,3% ( ć=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).


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


0

200

400

600

800

1000

1200te

nsão

des

vio

(kPa

)


Figura 6.8 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-solo

remoldado-5m

0 5 10 15 20 25 30


12

10

8

6

4

2

0

defo

rmaç

ão e

spec

ífica

vol

umét

rica

(%)



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°


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

ć=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 ć=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.


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


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


0

50

100

150

200

250

300

350

400

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)




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°


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% ( ć=25 kPa),

7% ( ć=100 kPa) e 9,5% ( ć=400 e 600 kPa). Para ć=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


Os resultados dos ensaios triaxiais CID utilizando soluções de hexametafosfato

de sódio com concentração 0,001N e ć=25, 50 e 400 kPa são apresentados nas Figuras

6.14, 6.15 e 6.16.

162

0 5 10 15 20 25 30


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


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


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°


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 ć=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 ć=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 ć=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.


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


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


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


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°



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%

( ć=50 kPa, 200 kPa e 400 kPa) e da ordem de 10% ( ć=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 ć=25 kPa e ć=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

ć=25 kPa sobe quase na vertical, com pouca variação da tensão efetiva média, e o

caminho para ć=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 ( ć=200 kPa) e 15% de

deformação axial ( ć=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


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


0

300

600

900

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)

0,1N-25 kPa0,1N-50 kPa0,1N-100 kPa0,1N-400 kPa


1m-0,1 N

0 5 10 15 20 25 30


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


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


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


1m-0,1 N

0 5 10 15 20 25


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



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°



Os resultados dos gráficos mostram que as curvas ( d x a) apresentam picos de

resistência, e estes picos são mais discretos para ć=25 kPa e ć=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

ć=25 kPa e ć=50 kPa curvam-se para a esquerda. Os caminhos correspondentes a

ć=200 kPa e ć=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 cé ´ 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 ć=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 ć=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


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 ć=400 kPa) e CID-solo remoldado-1m

0 5 10 15 20 25 30 35 40


12

10

8

6

4

2

0

defo

rmaç

ão e

spec

ífica

vol

umét

rica

(%)


Figura 6.27 - Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,

ensaios CID-intacto-1m (Futai, 2002 exceto ć=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 ć=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 ć=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 ć=100 kPa e ć =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 ć=100 kPa

e ć=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 ć=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 ć=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 ć

(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 ć=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 ć=25 kPa o

solo intacto alcança a ruptura com deformação axial bem inferior ao solo remoldado.

Para ć=100 kPa e ć=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 ć=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 ć=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


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


0

50

100

150

200

250

300

350

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)


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°



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 cé ´. 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 ć=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 ć=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 ć=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 ć=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% ( ć=25 kPa), 4,5% ( ć=100 kPa) e 6%

( ć=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 ć=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


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, ć=25 kPa

0 5 10 15 20 25 30


14

12

10

8

6

4

2

0

defo

rmaç

ão e

spec

ífica

vol

umét

rica

(%)


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, ć=25 kPa

187

0 5 10 15 20 25 30


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, ć=50 kPa

0 5 10 15 20 25 30


12

10

8

6

4

2

0

defo

rmaç

ão e

spec

ífica

vol

umét

rica

(%)




intacta (Futai, 2002) e com soluções, ć=50 kPa

188

0 5 10 15 20 25 30


0

200

400

600

800

1000

1200

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)


Figura 6.36 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios triaxiais CID



0 5 10 15 20 25 30


12

10

8

6

4

2

0

defo

rmaç

ão e

spec

ífica

vol

umét

rica

(%)




intacta, remoldada e com soluções, ć=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


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 ć=400 kPa), remoldada e com soluções

Análise dos gráficos ( d x a) e ( v x a) para ć=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 ć=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.


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.


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


0

5

10

15

20

25

30

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)


Figura 6.39 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios triaxiais CIU



0 5 10 15 20 25 30


0

5

10

15

20

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)



triaxiais CIU com solo de 1m de profundidade nas condições intacta

(Futai, 2002), remoldada e com soluções, ć=25 kPa

194

0 5 10 15 20 25 30


0

10

20

30

40

50

60

70

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)





0 5 10 15 20 25 30


0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)




(Futai, 2002) e com soluções, ć=50 kPa

195

0 5 10 15 20 25 30


0

20

40

60

80

100

120

140

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)





0 5 10 15 20 25 30


0

20

40

60

80

100

120

140

160

180

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)




(Futai, 2002) e com soluções, ć=200 kPa

196

0 5 10 15 20 25 30


0

50

100

150

200

250

300

350

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)





0 5 10 15 20 25 30


0

50

100

150

200

250

300

350

400

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)




(Futai, 2002), remoldada e com soluções, ć=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)



0,001Nc' = 0 kPa' = 23,8°

0,1Nc' = 0 kPa' = 11,7°

lamac' = 0 kPa' = 32,3°



(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)




(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 ć=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 ć=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 ć=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 ć=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

ć=50 kPa e ć=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 - ć=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 - ć=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 ć=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


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


5m (Futai, 2002) e ensaios CID-solo remoldado-5m

0 5 10 15 20 25 30


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


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


lamac' = 0 kPa' = 28,8°


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

ć=25 kPa o solo intacto suporta tensão desviadora máxima bem superior ao solo

remoldado (cerca de 67%), enquanto que para ć=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 ć=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 ć=25 kPa e

ć=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 ć=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 ć=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 ć= 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


0

100

200

300

400

500

600

700

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)



5m (Futai,2002) e CIU-solo remoldado-5m

0 5 10 15 20 25 30 35 40


-50

0

50

100

150

200

250

300

350

400

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)



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°


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

ć=25 kPa e ć =100 kPa, e desenvolve excesso de poropressão decrescente após o

pico para ć =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 ć=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 ( ć=25

kPa e ć =100 kPa) ou o caminho segue quase verticalmente, com pouca variação da

tensão efetiva média ( ć=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 ć=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 450ć (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 ć, 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 450ć (kPa)

E 50%

(kPa

)CIU-intacto-1m (Futai, 2002)

CIU-0,001N-1m

CIU-0,1N-1m

'


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 450ć (kPa)

E 50%

(kPa

)

CID-intacto-1mCID-lama-1mCIU-intacto-1mCIU-lama-1m

'


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 700ć (kPa)

E 50%

(kPa

)

CID-intacto-5m (Futai, 2002)CID-lama-5mCIU-intacto-5m (Futai, 2002)CIU-lama-5m

'


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 ć=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 ć 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

ć=100 kPa, e a partir daí são próximos e crescentes. No trecho inicial, para ć 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 ć 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 ( ć entre 25 e 400 kPa) e a seguir aproximadamente constantes ( ć 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 ć=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

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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

)


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

)


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

)



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

)



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

)



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

)



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

)



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

)


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

)


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

)


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

)



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

)



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

)



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

)



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

)



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

)



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

)


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


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


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


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 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.

280

Figura III.3 – Foto do painel usado na etapa de percolação (painel “3”)

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;



. 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


. 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


. 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


. 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”;


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


. 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

ć (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



(**) – 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

ć (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

ć (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 ć (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

ć (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


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, ć=25 kPa

0 5 10 15 20 25 30 35 40


12

10

8

6

4

2

0

defo

rmaç

ão e

spec

ífica

vol

umét

rica

(%)


Figura III.8 - Curvas deformação específica volumétrica x deformação específica axial,

ensaios CID-intacto-1m (Futai, 2002) e CID-solo remoldado-1m, ć=25kPa

297

0 5 10 15 20 25 30 35 40


0

50

100

150

200

250

300

350

400

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)


Figura III.9 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID- intacto-

1m (Futai, 2002) e CID-solo remoldado-1m, ć=100 kPa

0 5 10 15 20 25 30 35 40


12

10

8

6

4

2

0

defo

rmaç

ão e

spec

ífica

vol

umét

rica

(%)



ensaios CID-intacto-1m (Futai, 2002) e CID-solo remoldado-1m,

ć=100 kPa

298

0 5 10 15 20 25 30 35 40


0

200

400

600

800

1000

1200

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)


Figura III.11 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CID-

intacto-1m e CID-solo remoldado-1m, ć=400 kPa

0 5 10 15 20 25 30 35 40


12

10

8

6

4

2

0

defo

rmaç

ão e

spec

ífica

vol

umét

rica

(%)



ensaios CID-intacto-1m (Futai, 2002) e CID-solo remoldado-1m,

ć=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


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


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


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


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


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


0 5 10 15 20 25 30


0

5

10

15

20

25

30

35

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)


Figura III.17 - Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-

1m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m, ć=25 kPa

0 5 10 15 20 25 30


0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)


Figura III.18 - Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios

CIU-intacto-1m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m, ć=25 kPa

302

0 5 10 15 20 25 30


0

1

2

3

4

5

' 1/' 3


Figura III.19 - Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-1m

(Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m, ć=25 kPa

303

0 5 10 15 20 25 30


0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)




0 5 10 15 20 25 30


0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)




304

0 5 10 15 20 25 30


0

1

2

3

4

5

' 1/' 3




305

0 5 10 15 20 25 30


0

50

100

150

200

250

300

350

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)




0 5 10 15 20 25 30


0

50

100

150

200

250

300

350

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)




306

0 5 10 15 20 25 30


0

1

2

3

4

5

' 1/' 3


Figura III.25 - Curvas ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-1m


307

III.8 – Comparação de resultados por nível de tensão confinante, ensaios triaxiais CID


0 5 10 15 20 25 30


0

20

40

60

80

100

120

140

160

180

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)



intacto-5m (Futai, 2002) e ensaios CID-solo remoldado-5m, ć=25 kPa

0 5 10 15 20 25 30


6

4

2

0

-2

-4

-6

-8

-10

defo

rmaç

ão e

spec

ífica

vol

umét

rica

(%)



axial, ensaios CID-intacto-5m (Futai, 2002) e ensaios CID-solo remoldado-5m, ć=25 kPa

308

0 5 10 15 20 25 30


0

50

100

150

200

250

300

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)



intacto-5m (Futai, 2002) e ensaios CID-solo remoldado-5m,

ć=100 kPa

0 5 10 15 20 25 30


4

2

0

-2

-4

-6

defo

rmaç

ão e

spec

ífica

vol

umét

rica

(%)



axial, ensaios CID-intacto-5m (Futai, 2002) e ensaios CID-solo

remoldado-5m, ć=100 kPa

309

III.9 – Comparação de resultados por nível de tensão confinante, ensaios triaxiais CIU


0 5 10 15 20 25 30 35 40


0

20

40

60

80

100

120

140

160

180

200

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)


Figura III.30 – Curvas tensão desvio x deformação específica axial, ensaios CIU-

intacto-5m (Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-5m, ć=25 kPa

0 5 10 15 20 25 30 35 40


-50

-40

-30

-20

-10

0

10

20

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)


Figura III.31 – Curvas excesso de poropressão x deformação específica axial, ensaios


310

0 5 10 15 20 25 30 35 40


1

2

3

4

5

6

' 1/' 3


Figura III.32 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-intacto-5m


311

0 5 10 15 20 25 30 35 40


0

100

200

300

400

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)




0 5 10 15 20 25 30 35 40


-30

-20

-10

0

10

20

30

40

50

60

70

80

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)




312

0 5 10 15 20 25 30 35 40


1

2

3

4

5' 1/

' 3




313

0 5 10 15 20 25 30 35 40


0

100

200

300

400

500

600

700

tens

ão d

esvi

o (k

Pa)




0 5 10 15 20 25 30 35 40


-50

0

50

100

150

200

250

300

exce

sso

de p

orop

ress

ão (k

Pa)




314

0 5 10 15 20 25 30 35 40


1

2

3

4

5' 1/

' 3



(Futai,2002) e CIU-solo remoldado-5m, ć=400 kPa

III.10 – Curvas ( ´1/ ´3 x a) dos ensaios triaxiais CIU apresentados no Capítulo 6

0 5 10 15 20 25 30


0

0.5

1

1.5

2

2.5

3

3.5

4

' 1/' 3


Figura III.39 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação axial, ensaios CIU-solo remoldado-1m

315

0 5 10 15 20 25 30


1

1.5

2

2.5

3

3.5

4

4.5

' 1/' 3


Figura III.40 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios CIU-solo

remoldado-5m.

0 5 10 15 20 25 30


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


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


0

1

2

3

4

5

' 1/' 3



(Futai, 2002) e CIU-solo remoldado-1m

317

0 5 10 15 20 25 30


1

2

3

4

5

' 1/' 3


Figura III.44 – Curvas ( ´1/ ´3) x deformação específica axial, ensaios triaxiais CIU



0 5 10 15 20 25 30


1

2

3

4

5

' 1/' 3





318

0 5 10 15 20 25 30


1

2

3

4

5

' 1/' 3





0 5 10 15 20 25 30


1

2

3

4

5

' 1/' 3





319

0 5 10 15 20 25 30 35 40


1

2

3

4

5

6

' 1/' 3


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 ć (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


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 ć (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


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

Documents

Adriana Paiva de Souza Martins.pdf