Mec nica dos solos i ufba

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Universidade Federal da Bahia − Escola Politécnica Departamento de Ciência e Tecnologia dos Materiais (Setor de Geotecnia)

MECÂNICA DOS SOLOS I Conceitos introdutórios Autores: Sandro Lemos Machado e Miriam de Fátima C. Machado

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MECÂNICA DOS SOLOS I Conceitos introdutórios SUMÁRIO 1.

INTRODUÇÃO AO CURSO. 1.1 Importância do estudo dos solos 1.2 A mecânica dos solos, a geotecnia e disciplinas relacionadas. 1.3 Aplicações de campo da mecânica dos solos. 1.4 Desenvolvimento do curso.

2. ORIGEM E FORMAÇÃO DOS SOLOS. 2.1 Conceituação de solo e de rocha. 2.2 Intemperismo. 2.3 Ciclo rocha − solo. 2.4 Classificação do solo quanto a origem e formação.

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3.

TEXTURA E ESTRUTURA DOS SOLOS. 3.1 Tamanho e forma das partículas. 3.2 Identificação táctil visual dos solos. 3.3 Análise granulométrica. 3.4 Designação segundo NBR 6502. 3.5 Estrutura dos solos. 3.6 Composição química e mineralógica

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4.

FASES SÓLIDA − ÁGUA − AR. 4.1 Fase sólida. 4.2 Fase gasosa. 4.3 Fase líquida.

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5.

LIMITES DE CONSISTÊNCIA. 5.1 Noções básicas 5.2 Estados de consistência. 5.3 Determinação dos limites de consistência. 5.4 Índices de consistência 5.5 Alguns conceitos importantes.

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6.

CLASSIFICAÇÃO DOS SOLOS. 36 6.1 Classificação segundo o Sistema Unificado de Classificação dos Solos (SUCS). 37 6.2 Classificação segundo a AASHTO. 42

7.

ÍNDICES FÍSICOS. 46 7.1 Generalidades. 46 7.2 Relações entre volumes. 46 7.3 Relação entre pesos e volumes − pesos específicos ou entre massas e volumes − massa específica. 47 7.4 Diagrama de fases. 48 7.5 Utilização do diagrama de fases para a determinação das relações entre os diversos índices físicos. 49 7.6 Densidade relativa 49 7.7 Ensaios necessários para determinação dos índices físicos. 50

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7.8 Valores típicos.

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8.

DISTRIBUIÇÃO DE TENSÕES NO SOLO 8.1 Introdução. 8.2 Tensões em uma massa de solo. 8.3 Cálculo das tensões geostáticas. 8.4 Exemplo de aplicação. 8.5 Acréscimos de tensões devido à cargas aplicadas.

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9.

COMPACTAÇÃO. 9.1 Introdução 9.2 O emprego da compactação 9.3 Diferenças entre compactação e adensamento. 9.4 Ensaio de compactação 9.5 Curva de compactação. 9.6 Energia de compactação. 9.7 Influência da compactação na estrutura dos solos. 9.8 Influência do tipo de solo na curva de compactação 9.9 Escolha do valor de umidade para compactação em campo 9.10 Equipamentos de campo 9.11 Controle da compactação. 9.12 Índice de suporte Califórnia (CBR).

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10. INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO.

10.1 Introdução. 10.2 Métodos de prospecção geotécnica.

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NOTA DOS AUTORES

Este trabalho foi desenvolvido apoiando−se na estruturação e ordenação de tópicos já existentes no Departamento de Ciência e Tecnologia dos Materiais (DCTM), relativos à disciplina Mecânica dos Solos. Desta forma, a ordenação dos capítulos do trabalho e a sua lógica de apresentação devem muito ao material desenvolvido pelos professores deste Departamento, antes do ingresso do professor Sandro Lemos Machado à UFBA, o que se deu em 1997. Vale ressaltar também que o capítulo de origem e formação dos solos, cujo conteúdo é apresentado no volume 1 deste trabalho, tem a sua fundamentação no material elaborado, com uma enorme base de conhecimento regional, pelos professores do DCTM e pelo aluno Maurício de Jesus Valadão, apresentado em um volume de notas de aulas , de grande valor didático e certamente referência bibliográfica obrigatória para os alunos que cursam a disciplina Mecânica dos Solos.

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1. INTRODUĂ‡ĂƒO AO CURSO ! " # $

Quase todas as obras de engenharia tĂŞm, de alguma forma, de transmitir as cargas sobre elas impostas ao solo. Mesmo as embarcaçþes, ainda durante o seu perĂ­odo de construção, transmitem ao solo as cargas devidas ao seu peso prĂłprio. AlĂŠm disto, em algumas obras, o solo ĂŠ utilizado como o prĂłprio material de construção, assim como o concreto e o aço sĂŁo utilizados na construção de pontes e edifĂ­cios. SĂŁo exemplos de obras que utilizam o solo como material de construção os aterros rodoviĂĄrios, as bases para pavimentos de aeroportos e as barragens de terra, estas Ăşltimas podendo ser citadas como pertencentes a uma categoria de obra de engenharia a qual ĂŠ capaz de concentrar, em um sĂł local, uma enorme quantidade de recursos, exigindo para a sua boa construção uma gigantesca equipe de trabalho, calcada principalmente na interdisciplinaridade de seus componentes. O estudo do comportamento do solo frente Ă s solicitaçþes a ele impostas por estas obras ĂŠ portanto de fundamental importância. Pode−se dizer que, de todas as obras de engenharia, aquelas relacionadas ao ramo do conhecimento humano definido como geotecnia (do qual a mecânica do solos faz parte), sĂŁo responsĂĄveis pela maior parte dos prejuĂ­zos causados Ă humanidade, sejam eles de natureza econĂ´mica ou mesmo a perda de vidas humanas. No Brasil, por exemplo, devido ao seu clima tropical e ao crescimento desordenado das metrĂłpoles, um sem nĂşmero de eventos como os deslizamentos de encostas ocorrem, provocando enormes prejuĂ­zos e ceifando a vida de centenas de pessoas a cada ano. VĂŞâˆ’se daqui a grande importância do engenheiro geotĂŠcnico no acompanhamento destas obras de engenharia, evitando por vezes a ocorrĂŞncia de desastres catastrĂłficos. %& '( ) * + " # $ ,- . / 0 + " 0$ 0 " $ 1

Por ser o solo um material natural, cujo processo de formação nĂŁo depende de forma direta da intervenção humana, o seu estudo e o entendimento de seu comportamento depende de uma sĂŠrie de conceitos desenvolvidos em ramos afins de conhecimento. A mecânica dos solos ĂŠ o estudo do comportamento de engenharia do solo quando este ĂŠ usado ou como material de construção ou como material de fundação. Ela ĂŠ uma disciplina relativamente jovem da engenharia civil, somente sistematizada e aceita como ciĂŞncia em 1925 por Terzaghi (Terzaghi, 1925), que ĂŠ conhecido com todos os mĂŠritos, como o pai da mecânica dos solos. Um entendimento dos princĂ­pios da mecânica dos sĂłlidos ĂŠ essencial para o estudo da mecânica dos solos. O conhecimento e aplicação de princĂ­pios de outras matĂŠrias bĂĄsicas como fĂ­sica e quĂ­mica sĂŁo tambĂŠm Ăşteis no entendimento desta disciplina. Por ser um material de origem natural, o processo de formação do solo, o qual ĂŠ estudado pela geologia, irĂĄ influenciar em muito no seu comportamento. O solo, como veremos adiante, ĂŠ um material trifĂĄsico, composto basicamente de ar, ĂĄgua e partĂ­culas sĂłlidas. A parte fluida do solo (ar e ĂĄgua) pode se apresentar em repouso ou pode se movimentar pelos seus vazios mediante a existĂŞncia de determinadas forças. O movimento da fase fluida do solo ĂŠ estudado com base em conceitos desenvolvidos pela mecânica dos fluidos. Pode−se citar ainda algumas disciplinas, como a fĂ­sica dos solos, ministrada em cursos de agronomia, como de grande importância no estudo de uma mecânica dos solos mais avançada, denominada de mecânica dos solos nĂŁo saturados. AlĂŠm disto, o estudo e o desenvolvimento da mecânica dos solos sĂŁo fortemente amparados em bases experimentais, a partir de ensaios de campo e laboratĂłrio. A aplicação dos princĂ­pios da mecânica dos solos para o projeto e construção de fundaçþes ĂŠ denominada de "engenharia de fundaçþes". A engenharia geotĂŠcnica (ou

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geotecnia) pode ser considerada como a junção da mecânica dos solos, da engenharia de fundaçþes, da mecânica das rochas, da geologia de engenharia e mais recentemente da geotecnia ambiental, que trata de problemas como transporte de contaminantes pelo solo, avaliação de locais impactados, projetos de sistemas de proteção em aterros sanitårios, etc. 324 '5 $ * 6879 " : 8 ; + 8 + : $ 1

Fundaçþes: As cargas de qualquer estrutura tĂŞm de ser, em Ăşltima instância, descarregadas no solo atravĂŠs de sua fundação. Assim a fundação ĂŠ uma parte essencial de qualquer estrutura. Seu tipo e detalhes de sua construção podem ser decididos somente com o conhecimento e aplicação de princĂ­pios da mecânica dos solos. Obras subterrâneas e estruturas de contenção: Obras subterrâneas como estruturas de drenagem, dutos, tĂşneis e as obras de contenção como os muros de arrimo, cortinas atirantadas somente podem ser projetadas e construĂ­das usando os princĂ­pios da mecânica dos solos e o conceito de "interação solo−estrutura". Projeto de pavimentos: o projeto de pavimentos pode consistir de pavimentos flexĂ­veis ou rĂ­gidos. Pavimentos flexĂ­veis dependem mais do solo subjacente para transmissĂŁo das cargas geradas pelo trĂĄfego. Problemas peculiares no projeto de pavimentos flexĂ­veis sĂŁo o efeito de carregamentos repetitivos e problemas devidos Ă s expansĂľes e contraçþes do solo por variaçþes em seu teor de umidade. Escavaçþes, aterros e barragens: A execução de escavaçþes no solo requer freqĂźentemente o cĂĄlculo da estabilidade dos taludes resultantes. Escavaçþes profundas podem necessitar de escoramentos provisĂłrios, cujos projetos devem ser feitos com base na mecânica dos solos. Para a construção de aterros e de barragens de terra, onde o solo ĂŠ empregado como material de construção e fundação, necessita−se de um conhecimento completo do comportamento de engenharia dos solos, especialmente na presença de ĂĄgua. O conhecimento da estabilidade de taludes, dos efeitos do fluxo de ĂĄgua atravĂŠs do solo, do processo de adensamento e dos recalques a ele associados, assim como do processo de compactação empregado ĂŠ essencial para o projeto e construção eficientes de aterros e barragens de terra. <& => ? $ ? * ) 0 / ; 8!

Este curso de mecânica dos solos pode ter sua parte teĂłrica dividida em duas partes: uma parte envolvendo os tĂłpicos origem e formação dos solos, textura e estrutura dos solos, anĂĄlise granulomĂŠtrica, estudo das fases arâˆ’ĂĄgua−partĂ­culas sĂłlidas, limites de consistĂŞncia, Ă­ndices fĂ­sicos e classificação dos solos, onde uma primeira aproximação ĂŠ feita com o tema solos e uma segunda parte, envolvendo os tĂłpicos pressĂľes geostĂĄticas, compactação, permeabilidade dos solos, compressibilidade dos solos, resistĂŞncia ao cisalhamento e empuxos de terra, onde um tratamento mais fundamentado na Ăłtica da engenharia civil ĂŠ dado aos solos.

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2. ORIGEM E FORMAĂ‡ĂƒO DOS SOLOS. %@ A@ ! 68B ; : $ ; : " C0

Quando mencionamos a palavra solo jå nos vem a mente uma idÊia intuitiva do que se trata. No linguajar popular a palavra solo estå intimamente relacionada com a palavra terra, a qual poderia ser definida como material solto, natural da crosta terrestre onde habitamos, utilizado como material de construção e de fundação das obras do homem. Uma definição precisa e teoricamente sustentada do significado da palavra solo Ê contudo bastante difícil, de modo que o termo solo adquire diferentes conotaçþes a depender do ramo do conhecimento humano que o emprega. Para a agronomia, o termo solo significa o material relativamente fofo da crosta terrestre, consistindo de rochas decompostas e matÊria orgânica, o qual Ê capaz de sustentar a vida. Desta forma, os horizontes de solo para agricultura possuem em geral pequena espessura. Para a geologia, o termo solo significa o material inorgânico não consolidado proveniente da decomposição das rochas, o qual não foi transportado do seu local de formação. Na engenharia, Ê conveniente definir como rocha aquilo que Ê impossível escavar manualmente, que necessite de explosivo para seu desmonte. Chamamos de solo, a rocha jå decomposta ao ponto granular e passível de ser escavada apenas com o auxílio de pås e picaretas ou escavadeiras. A crosta terrestre Ê composta de vårios tipos de elementos que se interligam e formam minerais. Esses minerais poderão estar agregados como rochas ou solo. Todo solo tem origem na desintegração e decomposição das rochas pela ação de agentes intempÊricos ou antrópicos. As partículas resultantes deste processo de intemperismo irão depender fundamentalmente da composição da rocha matriz e do clima da região. Por ser o produto da decomposição das rochas, o solo invariavelmente apresenta um maior índice de vazios do que a rocha mãe, vazios estes ocupados por ar, ågua ou outro fluido de natureza diversa. Devido ao seu pequeno índice de vazios e as fortes ligaçþes existentes entre os minerais, as rochas são coesas, enquanto que os solos são granulares. Os grãos de solo podem ainda estar impregnados de matÊria orgânica. Desta forma, podemos dizer que para a engenharia, solo Ê um material granular composto de rocha decomposta, ågua, ar (ou outro fluido) e eventualmente matÊria orgânica, que pode ser escavado sem o auxílio de explosivos. %@ %& 0 /

Intemperismo ĂŠ o conjunto de processos fĂ­sicos, quĂ­micos e biolĂłgicos pelos quais a rocha se decompĂľe para formar o solo. Por questĂľes didĂĄticas, o processo de intemperismo ĂŠ freqĂźentemente dividido em trĂŞs categorias: intemperismo fĂ­sico quĂ­mico e biolĂłgico. Deve se ressaltar contudo, que na natureza todos estes processos tendem a acontecer ao mesmo tempo, de modo que um tipo de intemperismo auxilia o outro no processo de transformação rocha−solo. Os processos de intemperismo fĂ­sico reduzem o tamanho das partĂ­culas, aumentando sua ĂĄrea de superfĂ­cie e facilitando o trabalho do intemperismo quĂ­mico. JĂĄ os processos quĂ­micos e biolĂłgicos podem causar a completa alteração fĂ­sica da rocha e alterar suas propriedades quĂ­micas. %@ %& 0 / * # ;D E

É o processo de decomposição da rocha sem a alteração quĂ­mica dos seus componentes. Os principais agentes do intemperismo fĂ­sico sĂŁo citados a seguir: Variaçþes de Temperatura − Da fĂ­sica sabemos que todo material varia de volume em função de variaçþes na sua temperatura. Estas variaçþes de temperatura ocorrem entre o

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dia e a noite e durante o ano, e sua intensidade serĂĄ função do clima local. Acontece que uma rocha ĂŠ geralmente formada de diferentes tipos de minerais, cada qual possuindo uma constante de dilatação tĂŠrmica diferente, o que faz a rocha deformar de maneira desigual em seu interior, provocando o aparecimento de tensĂľes internas que tendem a fraturĂĄâˆ’la. Mesmo rochas com uma uniformidade de componentes nĂŁo tĂŞm uma arrumação que permita uma expansĂŁo uniforme, pois grĂŁos compridos deformam mais na direção de sua maior dimensĂŁo, tendendo a gerar tensĂľes internas e auxiliar no seu processo de desagregação. Repuxo coloidal − O repuxo coloidal ĂŠ caracterizado pela retração da argila devido Ă sua diminuição de umidade, o que em contato com a rocha gera tensĂľes capazes de fraturĂĄâˆ’ la. Ciclos gelo/degelo− As fraturas existentes nas rochas podem se encontrar parcialmente ou totalmente preenchidas com ĂĄgua. Esta ĂĄgua, em função das condiçþes locais, pode vir a congelar, expandindo−se e exercendo esforços no sentido de abrir ainda mais as fraturas preexistentes na rocha, auxiliando no processo de intemperismo (a ĂĄgua aumenta em cerca de 8% o seu volume devido Ă arrumação das partĂ­culas durante a cristalização). Vale ressaltar tambĂŠm que a ĂĄgua transporta substâncias ativas quimicamente, incluindo sais que ao reagirem com ĂĄcidos provocam cristalização com aumento de volume. AlĂ­vio de pressĂľes − AlĂ­vio de pressĂľes irĂĄ ocorrer em um maciço rochoso sempre que da retirada de material sobre ou ao lado do maciço, provocando a sua expansĂŁo, o que por sua vez, irĂĄ contribuir no fraturamento, estricçþes e formação de juntas na rocha. Estes processos, isolados ou combinados (caso mais comum) "fraturam" as rochas continuamente, o que permite a entrada de agentes quĂ­micos e biolĂłgicos, cujos efeitos aumentam a fraturação e tende a reduzir a rocha a blocos cada vez menores. %@ %& %& 0 / * # ;F ! E* ) *

É o processo de decomposição da rocha com a alteração quĂ­mica dos seus componentes. HĂĄ vĂĄrias formas atravĂŠs das quais as rochas decompĂľem−se quimicamente. Pode−se dizer, contudo, que praticamente todo processo de intemperismo quĂ­mico depende da presença da ĂĄgua. Entre os processos de intemperismo quĂ­mico destacam−se os seguintes: HidrĂłlise − Dentre os processos de decomposição quĂ­mica do intemperismo, a hidrĂłlise ĂŠ a que se reveste de maior importância, porque ĂŠ o mecanismo que leva a destruição dos silicatos, que sĂŁo os compostos quĂ­micos mais importantes da litosfera. Em resumo, os minerais na presença dos Ă­ons H+ liberados pela ĂĄgua sĂŁo atacados, reagindo com os mesmos. O H+ penetra nas estruturas cristalinas dos minerais desalojando os seus Ă­ons originais (Ca++, K+, Na+, etc.) causando um desequilĂ­brio na estrutura cristalina do mineral e levando−o a destruição. Hidratação − Como a prĂłpria palavra indica, ĂŠ a entrada de molĂŠculas de ĂĄgua na estrutura dos minerais. Alguns minerais quando hidratados (feldspatos, por exemplo) sofrem expansĂŁo, levando ao fraturamento da rocha. Carbonatação − O ĂĄcido carbĂ´nico ĂŠ o responsĂĄvel por este tipo de intemperismo. O intemperismo por carbonatação ĂŠ mais acentuado em rochas calcĂĄrias por causa da diferença de solubilidade entre o CaCo3 e o bicarbonato de cĂĄlcio formado durante a reação. Os diferentes minerais constituintes das rochas originarĂŁo solos com caracterĂ­sticas diversas, de acordo com a resistĂŞncia que estes tenham ao intemperismo local. HĂĄ, inclusive, minerais que tĂŞm uma estabilidade quĂ­mica e fĂ­sica tal que normalmente nĂŁo sĂŁo decompostos. O quartzo, por exemplo, por possuir uma enorme estabilidade fĂ­sica e quĂ­mica ĂŠ parte predominante dos solos grossos, como as areias e os pedregulhos.

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Neste caso a decomposição da rocha se dĂĄ graças a esforços mecânicos produzidos por vegetais atravĂŠs das raĂ­zes, por animais atravĂŠs de escavaçþes dos roedores, da atividade de minhocas ou pela ação do prĂłprio homem, ou de ambos, ou ainda pela liberação de substâncias agressivas quimicamente, intensificando assim o intemperismo quĂ­mico, seja pela decomposição de seus corpos ou atravĂŠs de secreçþes como ĂŠ o caso dos ouriços do mar. Logo, os fatores biolĂłgicos de maior importância incluem a influĂŞncia da vegetação no processo erosivo da rocha e o ciclo de meio ambiente entre solo e planta e entre animais e solo. Pode−se dizer que o intemperismo biolĂłgico ĂŠ uma categoria do intemperismo quĂ­mico em que as reaçþes quĂ­micas que ocorrem nas rochas sĂŁo propiciadas por seres vivos. %@ %& <& 0D $ ! J * # 0 # 8 ) ; ; ; : $

O intemperismo químico possui um poder de desagregação da rocha muito maior do que o intemperismo físico. Deste modo, solos gerados em regiþes onde hå a predominância do intemperismo químico tendem a ser mais profundos e mais finos do que aqueles solos formados em locais onde hå a predominância do intemperismo físico. AlÊm disto, obviamente, os solos originados a partir de uma predominância do intemperismo físico apresentarão uma composição química semelhante à da rocha mãe, ao contrårio daqueles solos formados em locais onde hå predominância do intemperismo químico. %@ %& GK4 0D $ ! J 8$ + 0 ; " ) 0

Conforme relatado anteriormente, a ågua Ê um fator fundamental no desenvolvimento do intemperismo químico da rocha. Deste modo, regiþes com altos índices de pluviosidade e altos valores de umidade relativa do ar tendem a apresentar uma predominância de intemperismo do tipo químico, o contrårio ocorrendo em regiþes de clima seco. %@ 324 A@ $ ; C0 +L" # $

Como vimos, todo solo provĂŠm de uma rocha prĂŠâˆ’existente, mas dada a riqueza da sua formação nĂŁo ĂŠ de se esperar do solo uma estagnação a partir de um certo ponto. Como em tudo na natureza, o solo continua suas transformaçþes, podendo inclusive voltar a ser rocha. De forma simplificada, definiremos a seguir um esquema de transformaçþes que vai do magma ao solo sedimentar e volta ao magma (fig. 2.1). No interior do Globo Terrestre, graças Ă s elevadas pressĂľes e temperaturas, os elementos quĂ­micos se encontram em estado lĂ­quido formando o magma (fig. 2.1 −6). A camada sĂłlida da Terra, pode romper−se em pontos localizados e deixar escapar o magma. Desta forma, haverĂĄ um resfriamento brusco do magma (fig. 2.1 linha 6−1), que se transformarĂĄ em rochas Ă­gneas, nas quais nĂŁo haverĂĄ tempo suficiente para o desenvolvimento de estruturas cristalinas mais estĂĄveis. O processo indicado pela linha 6−1 ĂŠ denominado de extrusĂŁo vulcânica ou derrame e ĂŠ responsĂĄvel pela formação da rocha Ă­gnea denominada de basalto. A depender do tempo de resfriamento, o basalto pode mesmo vir a apresentar uma estrutura vĂ­trea. Quando o magma nĂŁo chega Ă superfĂ­cie terrestre, mas ascende a pontos mais prĂłximos Ă superfĂ­cie, com menor temperatura e pressĂŁo, ocorre um resfriamento mais lento (fig. 2.1 linha 6−7), o que permite a formação de estruturas cristalinas mais estĂĄveis, e, portanto, de rochas mais resistentes, denominadas de intrusivas ou plutĂ´nicas (diabĂĄsio, gabro e granito).

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Figura 2.1 − Ciclo rocha − solo Podemos avaliar comparativamente as rochas vulcânicas e plutônicas pelo tamanho dos cristais, o que pode ser feito facilmente a olho nu ou com o auxílio de lupas. Cristais maiores indicam uma formação mais lenta, característica das rochas plutônicas, e vice−versa.

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Uma vez exposta, (fig. 2.1−1), a rocha sofre a ação das intempĂŠries e forma os solos residuais (fig. 2.1−2), os quais podem ser transportados e depositados sobre outro solo de qualquer espĂŠcie ou sobre uma rocha (fig. 2.1 linha 2−3), vindo a se tornar um solo sedimentar. A contĂ­nua deposição de solos faz aumentar a pressĂŁo e a temperatura nas camadas mais profundas, que terminam por ligarem seus grĂŁos e formar as rochas sedimentares (fig. 2.1 linha 3−4), este processo chama−se litificação ou diagĂŞnese. As rochas sedimentares podem, da mesma maneira que as rochas Ă­gneas, aflorarem Ă superfĂ­cie e reiniciar o processo de formação de solo ( fig. 2.1 linha 4−1), ou de forma inversa, as deposiçþes podem continuar e conseqĂźentemente prosseguir o aumento de pressĂŁo e temperatura, o que irĂĄ levar a rocha sedimentar a mudar suas caracterĂ­sticas texturais e mineralĂłgicas, a achatar os seus cristais de forma orientada transversalmente Ă pressĂŁo e a aumentar a ligação entre os cristais (fig. 2.1 linha 4−5). O material que surge daĂ­ tem caracterĂ­sticas tĂŁo diversas da rocha original, que muda a sua designação e passa a se chamar rocha metamĂłrfica. Naturalmente, a rocha metamĂłrfica estĂĄ sujeita a ser exposta (fig. 2.1 linha 5−1), decomposta e formar solo. Se persistir o aumento de pressĂŁo e temperatura graças Ă deposição de novas camadas de solo, a rocha fundirĂĄ e voltarĂĄ Ă forma de magma (fig. 2.1 linha 5−6). Obviamente, todos esses processos. com exceção do vulcanismo e de alguns transportes mais rĂĄpidos, ocorrem numa escala de tempo geolĂłgica, isto ĂŠ, de milhares ou milhĂľes de anos. %@ <& A@$ # D 8 6 B ; $ ;F ! . # M "D# 6 B

HĂĄ diferentes maneiras de se classificar os solos, como pela origem, pela sua evolução, pela presença ou nĂŁo de matĂŠria orgânica, pela estrutura, pelo preenchimento dos vazios, etc. Neste item apresentar−seâˆ’ĂĄ uma classificação genĂŠtica para os solos, ou seja, iremos classificĂĄâˆ’los conforme o seu processo geolĂłgico de formação. Nesta classificação genĂŠtica, os solos sĂŁo divididos em dois grandes grupos, sedimentares e residuais, a depender da existĂŞncia ou nĂŁo de um agente de transporte na sua formação, respectivamente. Os principais agentes de transporte atuando na formação dos solos sedimentares sĂŁo a ĂĄgua, o vento e a gravidade. Estes agentes de transporte influenciam fortemente nas propriedades dos solos sedimentares, a depender do seu grau de seletividade. %@ <& N" 9$* 9 " !

São solos que permanecem no local de decomposição da rocha. Para que eles ocorram Ê necessårio que a velocidade de decomposição da rocha seja maior do que a velocidade de remoção do solo por agentes externos. A velocidade de decomposição depende de vårios fatores, entre os quais a temperatura, o regime de chuvas e a vegetação. As condiçþes existentes nas regiþes tropicais são favoråveis a degradaçþes mais råpidas da rocha, razão pela qual hå uma predominância de solos residuais nestas regiþes (centro sul do Brasil, por exemplo). Como a ação das intempÊries se då, em geral, de cima para baixo, as camadas superiores são, via de regra, mais trabalhadas que as inferiores. Este fato nos permite visualizar todo o processo evolutivo do solo, de modo que passamos de uma condição de rocha sã, para profundidades maiores, atÊ uma condição de solo residual maduro, em superfície. A fig. 2.2 ilustra um perfil típico de solo residual.

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Figura 2.2 − Perfil típico de solo residual. Modificado de Nogueira (1995) Conforme se pode observar da fig. 2.2, a rocha sã passa paulatinamente à rocha fraturada, depois ao saprolito, ao solo residual jovem e ao solo residual maduro. Em se tratando de solos residuais, é de grande interesse a identificação da rocha sã, pois ela condiciona, entre outras coisas, a própria composição química do solo. A rocha alterada caracteriza−se por uma matriz de rocha possuindo intrusões de solo, locais onde o intemperismo atuou de forma mais eficiente. O solo saprolítico ainda guarda características da rocha mãe e tem basicamente os mesmos minerais, porém a sua resistência já se encontra bastante reduzida. Este pode ser caracterizado como uma matriz de solo envolvendo grandes pedaços de rocha altamente alterada. Visualmente pode confundir−se com uma rocha alterada, mas apresenta pequena resistência ao manuseio. Nos horizontes saprolíticos é comum a ocorrência de grandes blocos de rocha denominados de matacões, responsáveis por muitos problemas quando do projeto de fundações. O solo residual jovem apresenta boa quantidade de material que pode ser classificado como pedregulho (# > 4,8 mm). Geralmente são bastante irregulares quanto a resistência mecânica, coloração, permeabilidade e compressibilidade, já que o processo de transformação não se dá em igual intensidade em todos os pontos, comumente existindo blocos da rocha no seu interior. Pode−se dizer também que nos horizontes de solo jovem e saprolítico as sondagens a percussão a serem realizadas devem ser revestidas de muito cuidado, haja vista que a presença de material pedregulhoso pode vir a danificar os amostradores utilizados, vindo a mascarar os resultados obtidos. Os solos maduros, mais próximos à superfície, são mais homogêneos e não apresentam semelhanças com a rocha original. De uma forma geral, há um aumento da resistência ao cisalhamento do, da textura (granulometria) e da heterogeneidade do solo com a profundidade, razão esta pela qual a realização de ensaios de laboratório em amostras de solo residual jovem ou do horizonte saprolítico é bastante trabalhosa. No Recôncavo Baiano é comum a ocorrência de solos residuais oriundos de rochas sedimentares. Um perfil típico de solo do recôncavo Baiano é apresentado na fig. 2.3, sendo constituído de camadas sucessivas de argila e areia, coerente com o material que foi

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depositado no local. Merece uma atenção especial o solo formado pela decomposição da rocha sedimentar denominada de folhelho, muito comum no RecĂ´ncavo Baiano. Esta rocha, quando decomposta, produz uma argila conhecida popularmente como "massapĂŞ", que tem como mineral constituinte a montimorilonita, apresentando grande potencial de expansĂŁo na presença de ĂĄgua. As constantes mudanças de umidade a que o solo estĂĄ submetido provocam variaçþes de volume que geram sĂŠrios problemas nas construçþes (aterros ou edificaçþes) assentes sobre estes solos. A fig. 2.4 apresenta fotos de um perfil de alteração Flhelho/MassapĂŞ comumente encontrado em Pojuca, RegiĂŁo Metropolitana de Salvador. Na fig. 2.4(a) pode−se notar o aspecto extremamente fraturado do folhelho alterado enquanto na fig. 2.4(b) nota−se a existĂŞncia de uma grande quantidade de trincas de tração originadas pela secagem do solo ao ser exposto Ă atmosfera.

Figura 2.3 − Perfil geotĂŠcnico tĂ­pico do recĂ´ncavo Baiano.

(a) (b) Figura 2.4− Perfil de alteração Folhelho/MassapĂŞ, encontrado em Pojuca−BA. (a) − Folhelho alterado e (b) − Retração tĂ­pica do solo ao sofrer secagem. %@ <& %& N" 9$* 9 " # 0 /

Os solos sedimentares ou transportados sĂŁo aqueles que foram levados ao seu local atual por algum agente de transporte e lĂĄ depositados. As caracterĂ­sticas dos solos sedimentares sĂŁo função do agente de transporte. Cada agente de transporte seleciona os grĂŁos que transporta com maior ou menor facilidade, alĂŠm disto, durante o transporte, as partĂ­culas de solo se desgastam e/ou quebram. Resulta daĂ­ um tipo diferente de solo para cada tipo de transporte. Esta influĂŞncia ĂŠ tĂŁo marcante que a denominação dos solos sedimentares ĂŠ feita em função do agente de transporte predominante. Pode−se listar os agentes de transporte, por ordem decrescente de seletividade, da seguinte forma:

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Ventos (Solos EĂłlicos) Ă guas (Solos Aluvionares) ♣ Ă gua dos Oceanos e Mares (Solos Marinhos) ♣ Ă gua dos Rios (Solos Fluviais) ♣ Ă gua de Chuvas (Solos Pluviais) Geleiras (Solos Glaciais) Gravidade (Solos Coluvionares) Os agentes naturais citados acima nĂŁo devem ser encarados apenas como agentes de transporte, pois eles tĂŞm uma participação ativa no intemperismo e portanto na formação do prĂłprio solo, o que ocorre naturalmente antes do seu transporte. %@ <& %& ON: $ " I9$*

O transporte pelo vento dĂĄ origem aos depĂłsitos eĂłlicos de solo. Em virtude do atrito constante entre as partĂ­culas, os grĂŁos de solo transportados pelo vento geralmente possuem forma arredondada. A capacidade do vento de transportar e erodir ĂŠ muito maior do que possa parecer Ă primeira vista. VĂĄrios sĂŁo os exemplos de construçþes e atĂŠ cidades soterradas parcial ou totalmente pelo vento, como foram os casos de Taunas − ES e TutĂłia − MA; os grĂŁos mais finos do deserto do Saara atingem em grande escala a Inglaterra, percorrendo uma distância de mais de 3000km!. Como a capacidade de transporte do vento depende de sua velocidade, o solo ĂŠ geralmente depositado em zonas de calmaria. O transporte eĂłlico ĂŠ o mais seletivo tipo de transporte das partĂ­culas do solo. Se por um lado grĂŁos maiores e mais pesados nĂŁo podem ser transportados, os solos finos, como as argilas, tĂŞm seus grĂŁos unidos pela coesĂŁo, formando torrĂľes dificilmente levados pelo vento. Esse efeito tambĂŠm ocorre em areias e siltes saturados (falsa coesĂŁo) o que faz da linha de lençol freĂĄtico (linha a partir da qual todos os vazios do solo estĂŁo preenchidos com ĂĄgua) um limite para a atuação dos ventos. Pode−se dizer portanto que a ação do transporte do vento se restringe ao caso das areias finas ou silte. Por conta destas caracterĂ­sticas, os solos eĂłlicos possuem grĂŁos de aproximadamente mesmo diâmetro, apresentando uma curva granulomĂŠtrica denominada de uniforme. SĂŁo exemplos de solos eĂłlicos: L:'5 " !

As dunas são exemplos comuns de solos eólicos nordeste do Brasil). A formação de uma duna se då inicialmente pela existência de um obståculo ao caminho natural do vento, o que diminui a sua velocidade e resulta na deposição de partículas de solo (fig. 2.5)

Vento Mar

Figura 2.5− Atuação do transporte eĂłlico na formação das dunas.

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A deposição continuada de solo neste local acaba por gerar mais deposição de solo, jå que o obståculo ao caminho do vento se torna cada vez maior. Durante o período de existência da duna, partículas de areia são levadas atÊ o seu topo, rolando então para o outro lado. Este movimento faz com que as dunas se desloquem a uma velocidade de poucos metros por ano, o que para os padrþes geológico Ê muito råpido. L:PQ " $ :RS T

Formado por deposiçþes sobre vegetais que ao se decomporem deixam seu molde no maciço, o Loess Ê um solo bastante problemåtico para a engenharia, pois a despeito de uma capacidade de formar paredþes de altura fora do comum e inicialmente suportar grandes esforços mecânicos, podem se romper completa e abruptamente devido ao umedecimento. O Loess, comum na Europa oriental, geralmente contêm grandes quantidades de cal, responsåvel por sua grande resistência inicial. Quando umedecido, contudo, o cimento calcåreo existente no solo pode ser dissolvido e solo entra em colapso. %@ <& %& %& N" $ : $ ! ?

SĂŁo solos resultantes do transporte pela ĂĄgua e sua textura depende da velocidade da ĂĄgua no momento da deposição, sendo freqĂźente a ocorrĂŞncia de camadas de granulometrias distintas, devidas Ă s diversas ĂŠpocas de deposição. O transporte pela ĂĄgua ĂŠ bastante semelhante ao transporte realizado pelo vento, porĂŠm algumas caracterĂ­sticas importantes os distinguem: a) Viscosidade − por ser mais viscosa a ĂĄgua tem uma capacidade de transporte maior, transportando grĂŁos de tamanhos diversos. b) Velocidade e Direção − ao contrĂĄrio do vento que em um minuto pode soprar com forças e direçþes bastante diferenciadas, a ĂĄgua tĂŞm seu roteiro mais estĂĄvel; suas variaçþes de velocidade tem em geral um ciclo anual e as mudanças de direção estĂŁo condicionadas ao prĂłprio processo de desmonte e desgaste do relevo. c) DimensĂŁo das PartĂ­culas − os solos aluvionares fluviais sĂŁo, via de regra, mais grossos que os eĂłlicos, pois as partĂ­culas mais finas mantĂŞm−se sempre em suspensĂŁo e sĂł se sedimentam quando existe um processo quĂ­mico que as flocule (isto ĂŠ o que acontece no mar ou em alguns lagos). d) Eliminação da CoesĂŁo − vimos que o vento nĂŁo pode transportar os solos argilosos devido a coesĂŁo entre os seus grĂŁos. A presença de ĂĄgua em abundância diminui este efeito; com isso somam−se as argilas ao universo de partĂ­culas transportadas pela ĂĄgua. L:N" $ : 0$ ! ? *

A ågua das chuvas pode ser retida em vegetais ou construçþes, podendo se evaporar a partir daí. Ela pode se infiltrar no solo ou escoar sobre este e, neste caso, a vegetação rasteira funciona como elemento de fixação da parte superficial do solo ou como um tapete impermeabilizador (para as gramíneas), sendo um importante elemento de proteção contra a erosão. A ågua que se infiltra pode carrear grãos finos atravÊs dos poros existentes nos solos grossos, mas este transporte Ê raro e pouco volumoso, portanto de pouca relevância em relação à erosão superficial. De muito maior importância Ê o solo que as åguas das chuvas levam ao escoar de pontos mais elevados no relevo aos vales. Os vales contÊm rios ou riachos que serão alimentados não só da ågua que escoa das escarpas, como tambÊm de matÊria sólida.

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L:N" $ :D $ ! ?

Os rios durante sua existĂŞncia tĂŞm vĂĄrias fases. Em ĂĄreas de formação geolĂłgicas mais recentes, menos desgastadas, existem irregularidades topogrĂĄficas muito grandes e por isso os rios tĂŞm uma inclinação maior e conseqĂźentemente uma maior velocidade. Existem vĂĄrios fatores determinantes da capacidade de erosĂŁo e transporte dos rios, sendo a velocidade a mais importante. Assim, os rios mais jovens transportam mais matĂŠria sĂłlida do que os rios mais velhos. Sabe−se que os rios nĂŁo possuem a mesma idade em toda a sua extensĂŁo; quanto mais distantes da nascente, menor a inclinação e a velocidade. As partĂ­culas de determinado tamanho passam a ter peso suficiente para se decantar e permanecer naquele ponto, outras menores sĂł serĂŁo depositadas com velocidade tambĂŠm menor. O transporte fluvial pode ser descrito sumariamente da seguinte forma: a) Os rios desgastam o relevo em sua parte mais elevada e levam os solos para sua parte mais baixa, existindo com o tempo uma tendĂŞncia a planificação do leito. Rios mais velhos tĂŞm portanto menor velocidade e transportam menos. b) Cada tamanho de grĂŁo serĂĄ depositado em um determinado ponto do rio, correspondente a uma determinada velocidade, o que leva os solos fluviais a terem uma grande uniformidade granulomĂŠtrica. Solos muito finos, como as argilas, permanecerĂŁo em suspensĂŁo atĂŠ decantar em mares ou lagos com ĂĄgua em repouso. De um modo geral, pode−se dizer que os solos aluvionares apresentam um grau de uniformidade de tamanho de grĂŁos intermediĂĄrio entre os solos eĂłlicos (mais uniformes) e coluvionares (menos uniformes). L:N" $ : C0

As ondas atingem as praias com um pequeno ângulo em relação ao continente. Isso faz com que a areia, alĂŠm do movimento de vai e vem das ondas, desloquem−se tambĂŠm ao longo da praia. Obras que impeçam esse fluxo tendem a ser pontos de deposição de areia, o que pode acarretar sĂŠrios problemas. %@ <& %& G24 N" $ :. $

De pequena importância para nós, os solos formados pelas geleiras, ao se deslocarem pela ação da gravidade, são comuns nas regiþes temperadas. São formados de maneira anåloga aos solos fluviais. A corrente de gelo que escorre de pontos elevados onde o gelo Ê formado para as zonas mais baixas, leva consigo partículas de solo e rocha, as quais, por sua vez, aumentam o desgaste do terreno. Os detritos são depositados nas åreas de degelo. Uma ampla gama de tamanho de partículas Ê transportada, levando assim a formação de solos bastante heterogêneos que possuem desde grandes blocos de rocha atÊ materiais de granulometria fina. %@ <& %& <& N" $ : $ ! ?

São solos formados pela ação da gravidade. Os solos coluvionares são dentre os solos transportados os mais heterogêneos granulometricamente, pois a gravidade transporta indiscriminadamente desde grandes blocos de rocha atÊ as partículas mais finas de argila. Entre os solos coluvionares estão os escorregamentos das escarpas da Serra do Mar formando os Tålus nos pÊs do talude, massas de materiais muito diversos e sujeitos a movimentaçþes de rastejo. Têm sido tambÊm classificados como coluviþes os solos superficiais do Planalto Brasileiro depositados sobre solos residuais.

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− Os tĂĄlus sĂŁo solos coluvionares formados pelo deslizamento de solo do topo das encostas. No sul da Bahia existem solos formados pela deposição de colĂşvios em ĂĄreas mais baixas, os quais se apresentam geralmente com altos teores de umidade e sĂŁo propĂ­cios Ă lavoura cacaueira. Encontram−se solos coluvionares (tĂĄlus) tambĂŠm na Cidade Baixa, em Salvador, ao pĂŠ da encosta paralela Ă falha geolĂłgica que atravessa a Baia de Todos os Santos. De extrema beleza sĂŁo os tĂĄlus encontrados na Chapada Diamantina, Bahia. A fig. 2.6 lustra formaçþes tĂ­picas da regiĂŁo. A parte mais inclinada dos morros corresponde Ă formação original, enquanto que a parte menos inclinada ĂŠ composta basicamente de solo coluvionar (tĂĄlus). .

Figura 2.6 − Exemplos de solos coluvionares (tĂĄlus) encontrados na chapada diamantina. %@ <& G24 N" 9$* 9 " . 0

Formados pela impregnação do solo por sedimentos orgânicos preexistentes, em geral misturados a restos de vegetais e animais. Podem ser identificados pela cor escura e por possuir forte cheiro caracterĂ­stico. TĂŞm granulometria fina, pois os solos grossos tem uma permeabilidade que permite a "lavagem" dos grĂŁos, eximindo−os da matĂŠria impregnada. LWU;! D

− solos que encorporam florestas soterradas em estado avançado de decomposição. TĂŞm estrutura fibrilar composta de restos de fibras vegetais e nĂŁo se aplicam aĂ­ as teorias da Mecânica dos Solos, sendo necessĂĄrios estudos especiais. TĂŞm ocorrĂŞncia registrada na Bahia, Sergipe, Rio Grande do Sul e outros estados do Brasil. %@ <& <& XN" 9$* 9 ; ; #? $ ! 6 B Y 0 9. J 8 ZL

Alguns solos sofrem, em seu local de formação (ou de deposição) uma sĂŠrie de transformaçþes fĂ­sico−quĂ­micas que os levam a ser classificados como solos de evolução pedogĂŞnica. Os solos laterĂ­ticos sĂŁo um tipo de solo de evolução pedogĂŞnica. O processo de laterização ĂŠ tĂ­pico de regiĂľes onde hĂĄ uma nĂ­tida separação entre perĂ­odos chuvosos e secos e ĂŠ caracterizado pela lavagem da sĂ­lica coloidal dos horizontes superiores do solo, com posterior deposição desta em horizontes mais profundos, resultando em solos superficiais com altas concentraçþes de Ăłxidos de ferro e alumĂ­nio. A importância do processo de laterização no comportamento dos solos tropicais ĂŠ discutida no item classificação dos solos.

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3. TEXTURA E ESTRUTURA DOS SOLOS. 2[ U 0C ; :\] + "^_ /E* ! $

Entende−se por textura o tamanho relativo e a distribuição das partĂ­culas sĂłlidas que formam os solos. O estudo da textura dos solos ĂŠ realizado por intermĂŠdio do ensaio de granulometria, do qual falaremos adiante. Pela sua textura os solos podem ser classificados em dois grandes grupos: solos grossos (areia, pedregulho, matacĂŁo) e solos finos (silte e argila). Esta divisĂŁo ĂŠ fundamental no entendimento do comportamento dos solos, pois a depender do tamanho predominante das suas partĂ­culas, as forças de campo influenciando em seu comportamento serĂŁo gravitacionais (solos grossos) ou elĂŠtricas (solos finos). De uma forma geral, pode−se dizer que quanto maior for a relação ĂĄrea/volume ou ĂĄrea/massa das partĂ­culas sĂłlidas, maior serĂĄ a predominância das forças elĂŠtricas ou de superfĂ­cie. Estas relaçþes sĂŁo inversamente proporcionais ao tamanho das partĂ­culas, de modo que os solos finos apresentam uma predominância das forças de superfĂ­cie na influĂŞncia do seu comportamento. Conforme relatado anteriormente, o tipo de intemperismo influencia no tipo de solo a ser formado. Pode−se dizer que partĂ­culas com dimensĂľes atĂŠ cerca de 0,001mm sĂŁo obtidas atravĂŠs do intemperismo fĂ­sico, jĂĄ as partĂ­culas menores que 0,001mm provĂŠm do intemperismo quĂ­mico. L:N" $ :`a

Nos solos grossos, por ser predominante a atuação de forças gravitacionais, resultando em arranjos estruturais bastante simplificados, o comportamento mecânico e hidrĂĄulico estĂĄ principalmente condicionado a sua compacidade, que ĂŠ uma medida de quĂŁo prĂłximas estĂŁo as partĂ­culas sĂłlidas umas das outras, resultando em arranjos com maiores ou menores quantidades de vazios. Os solos grossos possuem uma maior percentagem de partĂ­culas visĂ­veis a olho nu (φ ≼ 0,074 mm) e suas partĂ­culas tĂŞm formas arredondadas, poliĂŠdricas e angulosas. ^_ . ! $ C 1b

SĂŁo classificados como pedregulho as partĂ­culas de solo com dimensĂľes maiores que 2,0mm (DNER, MIT) ou 4,8mm (ABNT). Os pedregulhos sĂŁo encontrados em geral nas margens dos rios, em depressĂľes preenchidas por materiais transportados pelos rios ou atĂŠ mesmo em uma massa de solo residual (horizontes correspondentes ao solo residual jovem e ao saprolito). '5 cb

As areias se distinguem pelo formato dos grãos que pode ser angular, subangular e arredondado, sendo este último uma característica das areias transportadas por rios ou pelo vento. A forma dos grãos das areias estå relacionada com a quantidade de transporte sofrido pelos mesmos atÊ o local de deposição. O transporte das partículas dos solos tende a arredondar as suas arestas, de modo que quanto maior a distância de transporte, mais esfÊricas serão as partículas resultantes. Classificamos como areia as partículas com dimensþes entre 2,0mm e 0,074mm (DNER), 2,0mm e 0,05mm (MIT) ou ainda 2,0mm e 0,06mm (ABNT). O formato dos grãos de areia tem muita importância no seu comportamento mecânico, pois determina como eles se encaixam e se entrosam, e, em contrapartida, como eles deslizam entre si quando solicitados por forças externas. Por outro lado, como estas forças se transmitem dentro do solo pelos contatos entre as partículas, as de formato mais angulares são mais susceptíveis a se quebrarem.

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L:N" $ :\] 0 9

Quando as partĂ­culas que constituem o solo possuem dimensĂľes menores que 0,074mm (DNER), ou 0,06mm (ABNT), o solo ĂŠ considerado fino e, neste caso, serĂĄ classificado como argila ou como silte. Nos solos formados por partĂ­culas muito pequenas, as forças que intervĂŞm no processo de estruturação do solo sĂŁo de carĂĄter muito mais complexo e serĂŁo estudadas no item composição mineralĂłgica dos solos. Os solos finos possuem partĂ­culas com formas lamelares, fibrilares e tubulares e ĂŠ o mineral que determina a forma da partĂ­cula. As partĂ­culas de argila normalmente apresentam uma ou duas direçþes em que o tamanho da partĂ­cula ĂŠ bem superior Ă quele apresentado em uma terceira direção. O comportamento dos solos finos ĂŠ definido pelas forças de superfĂ­cie (moleculares, elĂŠtricas) e pela presença de ĂĄgua, a qual influi de maneira marcante nos fenĂ´menos de superfĂ­cie dos argilo−minerais. '5 . $ cb

A fração granulomĂŠtrica do solo classificada como argila (diâmetro inferior a 0,002mm) se caracteriza pela sua plasticidade marcante (capacidade de se deformar sem apresentar variaçþes volumĂŠtricas) e elevada resistĂŞncia quando seca. É a fração mais ativa dos solos. N: *$ / 1b

Apesar de serem classificados como solos finos, o comportamento dos siltes Ê governado pelas mesmas forças dos solos grossos (forças gravitacionais), embora possuam alguma atividade. Estes possuem granulação fina, pouca ou nenhuma plasticidade e baixa resistência quando seco. A fig. 3.1 apresenta a escala granulomÊtrica adotada pela ABNT (NBR 6502): Areia Argila 0,002

Silte

Fina 0,06

MĂŠdia 0,20

0,60

Grossa

Pedregulho 2,0

Pedra de mĂŁo mm 60,0

Figura 3.1 − Escala granulomĂŠtrica da ABNT NBR 6502 de 1995 2[ %& D 6 B d5 * #! $ "U V / *$ 9 "N" 9$* 9

Muitas vezes em campo temos a necessidade de uma identificação prĂŠvia do solo, sem que o uso do aparato de laboratĂłrio esteja disponĂ­vel. Esta classificação primĂĄria ĂŠ extremamente importante na definição (ou escolha) de ensaios de laboratĂłrio mais elaborados e pode ser obtida a partir de alguns testes feitos rapidamente em uma amostra de solo. No processo de identificação tĂĄtil visual de um solo utilizam−se freqĂźentemente os seguintes procedimentos (vide NBR 7250): Tato: Esfrega−se uma porção do solo na mĂŁo. As areias sĂŁo ĂĄsperas; as argilas parecem com um pĂł quando secas e com sabĂŁo quando Ăşmidas. Plasticidade: Moldar bolinhas ou cilindros de solo Ăşmido. As argilas sĂŁo moldĂĄveis enquanto as areias e siltes nĂŁo sĂŁo moldĂĄveis.

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Resistência do solo seco: As argilas são resistentes a pressão dos dedos enquanto os siltes e areias não são. Dispersão em água: Misturar uma porção de solo seco com água em uma proveta, agitando−a. As areias depositam−se rapidamente, enquanto que as argilas turvam a suspensão e demoram para sedimentar. Impregnação: Esfregar uma pequena quantidade de solo úmido na palma de uma das mãos. Colocar a mão embaixo de uma torneira aberta e observar a facilidade com que a palma da mão fica limpa. Solos finos se impregnam e não saem da mão com facilidade. Dilatância: O teste de dilatância permite obter uma informação sobre a velocidade de movimentação da água dentro do solo. Para a realização do teste deve−se preparar uma amostra de solo com cerca de 15mm de diâmetro e com teor de umidade que lhe garanta uma consistência mole. O solo deve ser colocado sobre a palma de uma das mãos e distribuído uniformemente sobre ela, de modo que não apareça uma lâmina d’água. O teste se inicia com um movimento horizontal da mão, batendo vigorosamente a sua lateral contra a lateral da outra mão, diversas vezes. Deve−se observar o aparecimento de uma lâmina d’água na superfície do solo e o tempo para a ocorrência. Em seguida, a palma da mão deve ser curvada, de forma a exercer uma leve compressão na amostra, observando−se o que poderá ocorrer à lâmina d’ água, se existir, à superfície da amostra. O aparecimento da lâmina d água durante a fase de vibração, bem como o seu desaparecimento durante a compressão e o tempo necessário para que isto aconteça deve ser comparado aos dados da tabela 3.1, para a classificação do solo. Tabela 3.1 − Teste de dilatância Descrição da ocorrência de lâmina d’água durante Dilatância Vibração (aparecimento) Compressão (desaparecimento) Não há mudança visível Nenhuma (argila) Aparecimento lento Desaparecimento lento Lenta (silte ou areia argilosos) Aparecimento médio Desaparecimento médio Média (Silte, areia siltosa) Aparecimento rápido Desaparecimento rápido Rápida (areia) Após realizados estes testes, classifica−se o solo de modo apropriado, de acordo com os resultados obtidos (areia siltosa, argila arenosa, etc.). Os solos orgânicos são identificados em separado, em função de sua cor e odor característicos. Além da identificação tátil visual do solo, todas as informações pertinentes à identificação do mesmo, disponíveis em campo, devem ser anotadas. Deve−se informar, sempre que possível, a eventual presença de material cimentante ou matéria orgânica, a cor do solo, o local da coleta do solo, sua origem geológica, sua classificação genética, etc. A distinção entre solos argilosos e siltosos, na prática da engenharia geotécnica, possui certas dificuldades, já que ambos os solos são finos. Porém, após a identificação tátil−visual ter sido realizada, algumas diferenças básicas entre eles, já citadas nos parágrafos anteriores, podem ser utilizadas para distingui−los. 1− O solo é classificado como argiloso quando se apresenta bastante plástico em presença de água, formando torrões resistentes ao secar. Já os solos siltosos quando secos, se esfarelam com facilidade. 2− Os solos argilosos se desmancham na água mais lentamente que os solos siltosos. Os solos siltosos, por sua vez, apresentam dilatância marcante, o que não ocorre com os solos argilosos.

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2[ 324 '5 V $ "`e 8 0! $ )T

A anĂĄlise da distribuição das dimensĂľes dos grĂŁos, denominada anĂĄlise granulomĂŠtrica, objetiva determinar os tamanhos dos diâmetros equivalentes das partĂ­culas sĂłlidas em conjunto com a proporção de cada fração constituinte do solo em relação ao peso de solo seco. A representação grĂĄfica das medidas realizadas ĂŠ denominada de curva granulomĂŠtrica. Pelo fato de o solo geralmente apresentar partĂ­culas com diâmetros equivalentes variando em uma ampla faixa, a curva granulomĂŠtrica ĂŠ normalmente apresentada em um grĂĄfico semi−log, com o diâmetro equivalente das partĂ­culas em uma escala logarĂ­tmica e a percentagem de partĂ­culas com diâmetro inferior Ă abertura da peneira considerada (porcentagem que passa) em escala linear. 2[ 324 f@ ; :`a ! $ / 8

O ensaio de granulometria conjunta para o levantamento da curva granulomĂŠtrica do solo ĂŠ realizado com base em dois procedimentos distintos: a) peneiramento − realizado para partĂ­culas com diâmetros equivalentes superiores a 0,074mm (peneira 200) e b) Sedimentação − procedimento vĂĄlido para partĂ­culas com diâmetros equivalentes inferiores a 0,2mm. O ensaio de peneiramento nĂŁo ĂŠ realizado para partĂ­culas com diâmetros inferiores a 0,074mm pela dificuldade em se confeccionar peneiras com aberturas de malha desta ordem de grandeza. Embora existindo no mercado, a peneira 400 (com abertura de malha de 0,045mm) nĂŁo ĂŠ regularmente utilizada no ensaio de peneiramento, por ser facilmente danificada e de custo elevado. O ensaio de granulometria ĂŠ realizado empregando−se os seguintes equipamentos: jogo de peneiras, balança, estufa, destorroador, quarteador, bandejas, proveta, termĂ´metro, densĂ­metro, cronĂ´metro, dispersor, defloculante, etc. A preparação das amostras de solo se dĂĄ pelos processos de secagem ao ar, quarteamento, destorroamento (vide NBR 9941), utilizando−se quantidades de solo que variam em função de sua textura (aproximadamente 1500g para o caso de solos grossos e 200g, para o caso de solos finos). A seguir sĂŁo listadas algumas caracterĂ­sticas dos processos normalmente empregados no ensaio de granulometria conjunta (vide NBR 7181). Peneiramento: utilizado para a fração grossa do solo (grĂŁos com atĂŠ 0,074mm de diâmetro equivalente), realiza−se pela passagem do solo por peneiras padronizadas e pesagem das quantidades retidas em cada uma delas. Retira−se 50 a 100g da quantidade que passa na peneira de #10 e prepara−se o material para a sedimentação. Sedimentação: os solos muito finos, com granulometria inferior a 0,074mm, sĂŁo tratados de forma diferenciada, atravĂŠs do ensaio de sedimentação desenvolvido por Arthur Casagrande. Este ensaio se baseia na Lei de Stokes, segundo a qual a velocidade de queda, V, de uma partĂ­cula esfĂŠrica, em um meio viscoso infinito, ĂŠ proporcional ao quadrado do diâmetro da partĂ­cula. Sendo assim, as menores partĂ­culas se sedimentam mais lentamente que as partĂ­culas maiores. O ensaio de sedimentação ĂŠ realizado medindo−se a densidade de uma suspensĂŁo de solo em ĂĄgua, no decorrer do tempo, calcula−se a percentagem de partĂ­culas que ainda nĂŁo sedimentaram e a velocidade de queda destas partĂ­culas. Com o uso da lei de Stokes, pode−se inferir o diâmetro mĂĄximo das partĂ­culas ainda em suspensĂŁo, de modo que com estes dados, a curva granulomĂŠtrica ĂŠ completada. A eq. 3.1 apresenta a lei de Stokes.

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Îł S âˆ’Îł W â‹… D 2 onde, 18 Âľ Îł S → peso especĂ­fico mĂŠdio das partĂ­culas do solo V=

γ W → peso específico do fluido

(3.1)

Âľ → viscosidade do fluĂ­do D → diâmetro das partĂ­culas Deve−se notar que o diâmetro equivalente calculado empregando−se a eq. 3.1 corresponde a apenas uma aproximação, Ă medida em que durante a realização do ensaio de sedimentação, as seguintes ocorrĂŞncias tendem a afastĂĄâˆ’lo das condiçþes ideais para as quais a lei de Stokes foi formulada. As partĂ­culas de solo nĂŁo sĂŁo esfĂŠricas (muito menos as partĂ­culas dos argilo−minerais que tĂŞm forma placĂłide). A coluna lĂ­quida possui tamanho definido. O movimento de uma partĂ­cula interfere no movimento de outra. As paredes do recipiente influenciam no movimento de queda das partĂ­culas. O peso especĂ­fico das partĂ­culas do solo ĂŠ um valor mĂŠdio. O processo de leitura (inserção e retirada do densĂ­metro) influencia no processo de queda das partĂ­culas. 2[ 324 %& gZ 0 # 0 / 6 B `a V D + ; ! $ ; 0 # ; :. ! $ / 8

A representação gråfica do resultado de um ensaio de granulometria Ê dada pela curva granulomÊtrica do solo. A partir da curva granulomÊtrica, podemos separar facilmente os solos grossos dos solos finos, apontando a percentagem equivalente de cada fração granulomÊtrica que constitui o solo (pedregulho, areia, silte e argila). AlÊm disto, a curva granulomÊtrica pode fornecer informaçþes sobre a origem geológica do solo que estå sendo investigado. Por exemplo, na fig. 3.2, a curva granulomÊtrica a corresponde a um solo com a presença de partículas em uma ampla faixa de variação. Assim, o solo representado por esta curva granulomÊtrica poderia ser um solo de origem glacial, um solo coluvionar (tålus) (ambos de baixa seletividade) ou mesmo um solo residual jovem. Contrariamente, o solo descrito pela curva granulomÊtrica c foi evidentemente depositado por um agente de transporte seletivo, tal como a ågua ou o vento (a curva c poderia representar um solo eólico, por exemplo), pois possui quase que tosas as partículas do mesmo diâmetro. Na curva granulomÊtrica b, uma faixa de diâmetros das partículas sólidas estå ausente. Esta curva poderia ser gerada, por exemplo, por variaçþes bruscas na capacidade de transporte de um rio em decorrência de chuvas. De acordo com a curva granulomÊtrica obtida, o solo pode ser classificado como bem graduado, caso ele possua uma distribuição contínua de diâmetros equivalentes em uma ampla faixa de tamanho de partículas (caso da curva granulomÊtrica a) ou mal graduado, caso ele possua uma curva granulomÊtrica uniforme (curva granulomÊtrica c) ou uma curva granulomÊtrica que apresente ausência de uma faixa de tamanhos de grãos (curva granulomÊtrica b). Alguns sistemas de classificação utilizam a curva granulomÊtrica para auxiliar na previsão do comportamento de solos grossos. Para tanto, estes sistemas de classificação lançam mão de alguns índices característicos da curva granulomÊtrica, para uma avaliação de sua uniformidade e curvatura. Os coeficientes de uniformidade e curvatura de uma determinada curva granulomÊtrica são obtidos a partir de alguns diâmetros eqßivalente característicos do solo na curva granulomÊtrica.

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SĂŁo eles: D10 − Diâmetro efetivo − Diâmetro eqĂźivalente da partĂ­cula para o qual temos 10% das partĂ­culas passando (10% das partĂ­culas sĂŁo mais finas que o diâmetro efetivo). D30 e D60 − O mesmo que o diâmetro efetivo, para as percentagens de 30 e 60%, respectivamente.

Figura 3.2 − Representação de diferentes curvas granulomĂŠtricas. As equaçþes 3.2 e 3.3 apresentam os coeficientes de uniformidade e curvatura de uma dada curva granulomĂŠtrica. Coeficiente de uniformidade: Cu =

D 60 D 10

(3.2)

De acordo como valor do Cu obtido, a curva granulomÊtrica pode ser classificada conforme apresentado abaixo: Cu < 5 → muito uniforme 5 < Cu < 15 → uniformidade mÊdia Cu > 15 → não uniforme Coeficiente de curvatura: 2

Cc =

D30 D60 x D 10

(3.3)

Classificação da curva granulomĂŠtrica quanto ao coeficiente de curvatura 1 < Cc < 3 → solo bem graduado Cc < 1 ou Cc > 3 → solo mal graduado 2[ <& => . 6 B . ! 0 h>ijgZL1k4K4l %

23

A NBR− 6502 apresenta algumas regras prĂĄticas para designar os solos de acordo com a sua curva granulomĂŠtrica. A tabela 3.2 ilustra o resultado de ensaios de granulometria realizados em trĂŞs solos distintos. As regras apresentadas pela NBR−6502 serĂŁo entĂŁo empregadas para classificĂĄâˆ’los, em carĂĄter ilustrativo. Tabela 3.2 − Exemplos de resultados de ensaios de granulometria para trĂŞs solos distintos.

PERCENTAGEM QUE PASSA #

Abertura (mm)

3" 1" ž" N° 4 N° 10 N° 40 N° 200

76,2 25,4 19,05 4,8 2,0 0,42 0,074

Solo 1 100 98 92 84 75

Solo 2

Solo 3

100 95 88 83 62 44

98 82 72 61 45 20 03

−−−−−− 44 21 Argila −−−−−− 31 23 Silte −−−−−− 17 39 Areia −−−−−− 08 17 Pedregulho −−−−−− 00 00 Pedra Considerar a areia com partĂ­culas entre 0,074mm e 2,0mm. L5h> 5 m n . 0 68B o M 9$* o # . ! M nh>ijg . ! $* 9 T

00 03 42 53 02

k4K4l %4,SH 0 L# 5 0 m ! n ! ?

Quando da ocorrĂŞncia de mais de 10% de areia, silte ou argila adjetiva−se o solo com as fraçþes obtidas. Em caso de empate, adota−se a seguinte hierarquia: 1°) Argila; 2°) Areia e e 3°) Silte No caso de percentagens menores do que 10% adjetiva−se o solo do seguinte modo, independente da fração granulomĂŠtrica considerada: 1 a 5% → com vestĂ­gios de 5 a 10% → com pouco Para o caso de pedregulho com fraçþes superiores a 10% adjetiva−se o solo do seguinte modo: 10 a 29% → com pedregulho > 30% → com muito pedregulho Resultado da nomenclatura dos solos conforme os dados apresentados na tabela 3.2.

Solo 1: Argila Silto−Arenosa com pouco Pedregulho Solo 2: Areia Silto−Argilosa com Pedregulho

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Solo 3: Pedregulho Arenoso com vestĂ­gios de Silte e Pedra ATENĂ‡ĂƒO: A completa classificação de um solo depende tambĂŠm de outros fatores alĂŠm da granulometria, sendo a adoção de uma nomenclatura baseada apenas na curva granulomĂŠtrica insuficiente para uma previsĂŁo, ainda que qualitativa, do seu comportamento de engenharia. 2[ 3K4 f@ / ! ! 9 "N" 9$* 9

Denomina−se estrutura dos solos a maneira pela qual as partĂ­culas minerais de diferentes tamanhos se arrumam para formĂĄâˆ’lo o solo. A estrutura de um solo possui um papel fundamental em seu comportamento, seja em termos de resistĂŞncia ao cisalhamento, compressibilidade ou permeabilidade. Conforme serĂĄ visto adiante, os solos finos possuem o seu comportamento governado por forças elĂŠtricas, enquanto os solos grossos tĂŞm na gravidade o seu principal fator de influĂŞncia, de modo que a estrutura dos solos finos ocorre em uma diversificação e complexidade muito maior do que a estrutura dos solos grossos. De fato, sendo a gravidade o fator principal agindo na formação da estrutura dos solos grossos, a estrutura destes solos difere, de solo para solo, somente no que se refere ao seu grau de compacidade. No caso dos solos finos, devido a presença das forças de superfĂ­cie, arranjos estruturais bem mais elaborados sĂŁo possĂ­veis. A fig. 3.3 ilustra algumas estruturas tĂ­picas de solos grossos e finos.

Figura 3.3 − Alguns arranjos estruturais presentes em solos grossos e finos. Apud Vargas 1977. Quando duas partĂ­culas de argila estĂŁo muito prĂłximas, entre elas ocorrem forças de atração e de repulsĂŁo. As forças de repulsĂŁo sĂŁo devidas Ă s cargas lĂ­quidas negativas que elas possuem e que ocorrem desde que as camadas duplas estejam em contato. As forças de atração decorrem de forças de Van der Waals e de ligaçþes secundĂĄrias que atraem materiais adjacentes. Da combinação das forças de atração e de repulsĂŁo entre as partĂ­culas resulta a estrutura dos solos, que se refere Ă disposição das partĂ­culas na massa de solo e as forças entre elas. Lambe (1969) identificou dois tipos bĂĄsicos de estrutura do solo, denominando−os de estrutura floculada, quando os contatos se fazem entre faces e arestas das partĂ­culas sĂłlidas,

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ainda que atravĂŠs da ĂĄgua adsorvida, e de estrutura dispersa quando as partĂ­culas se posicionam paralelamente, face a face. 2[ 3k4 A@ ) 0 # *6 B ;p@! E :qr $ I . *

Os solos sĂŁo formados a partir da desagregação de rochas por açþes fĂ­sicas e quĂ­micas do intemperismo. As propriedades quĂ­mica e mineralĂłgica das partĂ­culas dos solos assim formados irĂŁo depender fundamentalmente da composição da rocha matriz e do clima da regiĂŁo. Estas propriedades, por sua vez, irĂŁo influenciar de forma marcante o comportamento mecânico do solo. Os minerais sĂŁo partĂ­culas sĂłlidas inorgânicas que constituem as rochas e os solos, e que possuem forma geomĂŠtrica, composição quĂ­mica e estrutura prĂłpria e definida. Eles podem ser divididos em dois grandes grupos, a saber: − PrimĂĄrios ⇒ Aqueles encontrados nos solos e que sobrevivem a transformação da rocha (advĂŞm portanto do intemperismo fĂ­sico). − SecundĂĄrios ⇒ Os que foram formados durante a transformação da rocha em solo (ação do intemperismo quĂ­mico). 2[ 3k4 N" 9$* 9 "`a # "L:'5 8 # * " :^s . ! $ C0

As partĂ­culas dos solos grossos, dentre as quais apresentam−se os pedregulhos, sĂŁo constituĂ­das algumas vezes de agregaçþes de minerais distintos, sendo mais comum, entretanto, que as partĂ­culas sejam constituĂ­das de um Ăşnico mineral. Estes solos sĂŁo formados, na sua maior parte, por silicatos (90%) e apresentam tambĂŠm na sua composição Ăłxidos, carbonatos e sulfatos. Grupos Minerais

Silicatos − feldspato, quartzo, mica, serpentina Ă“xidos − hematita, magnetita, limonita Carbonatos − calcita, dolomita Sulfatos − gesso, anidrita

O quartzo, presente na maioria das rochas, ĂŠ bastante estĂĄvel, e em geral resiste bem ao processo de transformação rocha−solo. Sua composição quĂ­mica ĂŠ simples, SiO2, as partĂ­culas sĂŁo eqĂźidimensionais, como cubos ou esferas e ele apresenta baixa atividade superficial (devido ao tamanho de seus grĂŁos). Por conta disto, o quartzo ĂŠ o componente principal na maioria dos solos grossos (areias e pedregulhos) 2[ 3k4 %jN: $ "\t * :L"'5 . $

Os solos finos possuem uma estrutura mais complexa e alguns fatores, como forças de superfĂ­cie, concentração de Ă­ons, ambiente de sedimentação, etc., podem intervir no seu comportamento. As argilas possuem uma complexa constituição quĂ­mica e mineralĂłgica, sendo formadas por sĂ­lica no estado coloidal (SiO2 ) e sesquiĂłxidos metĂĄlicos (R2O3 ), onde R = Al; Fe. Os feldspatos sĂŁo os minerais mais atacados pela natureza, dando origem aos argilo− minerais, que constituem a fração mais fina dos solos, geralmente com diâmetro inferior a 2Âľm. NĂŁo sĂł o reduzido tamanho, mas, principalmente, a constituição mineralĂłgica faz com que estas partĂ­culas tenham um comportamento extremamente diferenciado em relação ao dos grĂŁos de silte e areia. O estudo da estrutura dos argilo−minerais pode ser facilitado "construindo−se" o argilo−mineral a partir de unidades estruturais bĂĄsicas. Este enfoque ĂŠ puramente didĂĄtico e nĂŁo representa necessariamente o mĂŠtodo pelo qual o argilo−mineral ĂŠ realmente formado na

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natureza. Assim, as estruturas apresentadas neste capítulo são apenas idealizações. Um cristal típico de um argilo−mineral é uma estrutura complexa similar ao arranjo estrutural aqui idealizado, mas contendo usualmente substituições de íons e outras modificações estruturais que acabam por formar novos tipos de argilo−minerais. As duas unidades estruturais básicas dos argilo−minerais são os tetraedros de silício e os octaédros de alumínio (fig. 3.4). Os tetraedros de silício são formados por quatro átomos de oxigênio eqüidistantes de um átomo de silício enquanto que os octaédros de alumínio são formados por um átomo de alumínio no centro, envolvido por seis átomos de oxigênio ou grupos de hidroxilas, OH−. A depender do modo como estas unidades estruturais estão unidas entre si, podemos dividir os argilo− minerais em três grandes grupos. a) GRUPO DA CAULINITA: A caulinita é formada por uma lâmina silícica e outra de alumínio, que se superpõem indefinidamente. A união entre todas as camadas é suficientemente firme (pontes de hidrogênio) para não permitir a penetração de moléculas de água entre elas. Assim, as argilas cauliníticas são as mais estáveis em presença d’água, apresentando baixa atividade e baixo potencial de expansão. b) MONTMORILONITA: É formada por uma unidade de alumínio entre duas silícicas, superpondo−se indefinidamente. Neste caso a união entre as camadas dos minerais é fraca (forças de Van der Walls), permitindo a penetração de moléculas de água na estrutura com relativa facilidade. Os solos com grandes quantidades de montmorilonita tendem a ser instáveis em presença de água. Apresentam em geral grande resistência quando secos, perdendo quase que totalmente a sua capacidade de suporte por saturação. Sob variações de umidade apresentam grandes variações volumétricas, retraindo−se em processos de secagem e expandindo−se sob processos de umedecimento. c) ILITA: Possui um arranjo estrutural semelhante ao da montmorilonita, porém os íons não permutáveis fazem com que a união entre as camadas seja mais estável e não muito afetada pela água. É também menos expansiva que a montmorilonita.

Figura 3.4 − Arranjos estruturais típicos dos três principais grupos de argilo− minerais. Apud Caputo (1981). Como a união entre as camadas adjacentes dos argilo−minerais do tipo 1:1 (grupo da caulinita) é bem mais forte do que aquela encontrada para os outros grupos, é de se esperar que estes argilo−minerais resultem por alcançar tamanhos maiores do que aqueles alcançados

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pelos argilo−minerais do grupo 2:1, o que ocorre na realidade: Enquanto um mineral típico de caulinita possui dimensões em torno de 500 (espessura) x 1000 x 1000 (nm), um mineral de montmorilonita possui dimensões em torno de 3x 500 x 500 (nm). A presença de um determinado tipo de argilo−mineral no solo pode ser identificada utilizando−se diferentes métodos, dentre eles a análise térmica diferencial, o raio x , a microscopia eletrônica de varredura, etc. Superfície específica − Denomina−se de superfície específica de um solo a soma da área de todas as partículas contidas em uma unidade de volume ou peso. A superfície específica dos argilo−minerais é geralmente expressa em unidades como m2/m3 ou m2/g. Quanto maior o tamanho do mineral menor a superfície específica do mesmo. Deste modo, pode−se esperar que os argilo−minerais do grupo 2:1 possuam maior superfície específica do que os argilo−minerais do grupo 1:1. A montmorilonita, por exemplo, possui uma superfície específica de aproximadamente 800 m2/g, enquanto que a ilita e a caulinita possuem superfícies específicas de aproximadamente 80 e 10 m2/g, respectivamente. A superfície específica é uma importante propriedade dos argilo−minerais, na medida em que quanto maior a superfície específica, maior vai ser o predomínio das forças elétricas (em detrimento das forças gravitacionais), na influência sobre as propriedades do solo (estrutura, plasticidade, coesão, etc.)

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4. FASES SĂ“LIDO − Ă GUA − AR. O solo ĂŠ constituĂ­do de uma fase fluida (ĂĄgua e/ ou ar) e se uma fase sĂłlida. A fase fluida ocupa os vazios deixados pelas partĂ­culas sĂłlidas. <@ \] "N:I $

Caracterizada pelo seu tamanho, forma, distribuição e composição mineralógica dos grãos, conforme jå apresentado anteriormente. <@ %& \] "`e #

Fase composta geralmente pelo ar do solo em contato com a atmosfera, podendo−se tambĂŠm apresentar na forma oclusa (bolhas de ar no interior da fase ĂĄgua). A fase gasosa ĂŠ importante em problemas de deformação de solos e ĂŠ bem mais compressĂ­vel que as fases sĂłlida e lĂ­quida. <@ 324 \] "RSE F !

Fase fluida composta em sua maior parte pela ĂĄgua, podendo conter solutos e outros fluidos imiscĂ­veis. Pode−se dizer que a ĂĄgua se apresenta de diferentes formas no solo, sendo contudo extremamente difĂ­cil se isolar os estados em que a ĂĄgua se apresenta em seu interior. A seguir sĂŁo expressados os termos mais comumente utilizados para descrever os estados da ĂĄgua no solo. <@ 324 u5. ! +RS ?

Preenche os vazios dos solos. Pode estar em equilíbrio hidroståtico ou fluir sob a ação da gravidade ou de outros gradientes de energia. <@ 324 %& u5. ! +A@ $

É a ĂĄgua que se encontra presa Ă s partĂ­culas do solo por meio de forças capilares. Esta se eleva pelos interstĂ­cios capilares formados pelas partĂ­culas sĂłlidas, devido a ação das tensĂľes superficiais oriundas a partir da superfĂ­cie livre da ĂĄgua. <@ 324 G24 u5. ! +'5 ? * jv # *? xw

É uma pelĂ­cula de ĂĄgua que adere Ă s partĂ­culas dos solos finos devido a ação de forças elĂŠtricas desbalanceadas na superfĂ­cie dos argilo−minerais. EstĂĄ submetida a grande pressĂľes, comportando−se como sĂłlido na vizinhança da partĂ­cula de solo. <@ 324 <& u5. ! + "A@ 9 0 / ! 6 B

É a ĂĄgua presente na prĂłpria composição quĂ­mica das partĂ­culas sĂłlidas. NĂŁo ĂŠ retirada utilizando−se os processos de secagem tradicionais. Ex: Montmorilonita (OH)4 Si2 Al4 O20 nH2 O <@ 324 GK4 u5. ! +C *. I *

Ă gua que o solo possui quando em equilĂ­brio com a umidade atmosfĂŠrica e a temperatura ambiente.

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5. CONSISTĂŠNCIA DOS SOLOS. K[ h> 6 7 "H9V

Quando tratamos com solos grossos (areias e pedregulhos com pequena quantidade ou sem a presença de finos), o efeito da umidade nestes solos ĂŠ freqĂźentemente negligenciado, na medida em que a quantidade de ĂĄgua presente nos mesmos tem um efeito secundĂĄrio em seu comportamento. Pode se dizer, conforme aliĂĄs serĂĄ visto no capĂ­tulo de classificação dos solos, que podemos classificar os solos grossos utilizando−se somente a sua curva granulomĂŠtrica, o seu grau de compacidade e a forma de suas partĂ­culas. Por outro lado, o comportamento dos solos finos ou coesivos irĂĄ depender de sua composição mineralĂłgica, da sua umidade, de sua estrutura e do seu grau de saturação. Em particular, a umidade dos solos finos tem sido considerada como uma importante indicação do seu comportamento desde o inĂ­cio da mecânica dos solos. Um solo argiloso pode se apresentar em um estado lĂ­quido, plĂĄstico, semi−sĂłlido ou sĂłlido, a depender de sua umidade. A este estado fĂ­sico do solo dĂĄâˆ’se o nome de consistĂŞncia. Os limites inferiores e superiores de valor de umidade para cada estado do solo sĂŁo denominados de limites de consistĂŞncia. No estado plĂĄstico, o solo apresenta uma propriedade denominada de plasticidade, caracterizada pela capacidade do solo se deformar sem apresentar ruptura ou trincas e sem variação de volume. A manifestação desta propriedade em um solo dependerĂĄ fundamentalmente dos seguintes fatores: Umidade: Existe uma faixa de umidade dentro da qual o solo se comporta de maneira plĂĄstica. Valores de umidade inferiores aos valores contidos nesta faixa farĂŁo o solo se comportar como semi−sĂłlido ou sĂłlido, enquanto que para maiores valores de umidade o solo se comportarĂĄ preferencialmente como lĂ­quido. Tipo de argilo−mineral: O tipo de argilo−mineral (sua forma, constituição mineralĂłgica, tamanho, superfĂ­cie especĂ­fica, etc.) influi na capacidade do solo de se comportar de maneira plĂĄstica. Quanto menor o argilo−mineral (ou quanto maior sua superfĂ­cie especĂ­fica), maior a plasticidade do solo. É importante salientar que o conhecimento da plasticidade na caracterização dos solos finos ĂŠ de fundamental importância. K[ %& f@ / : "A@ /J 0

A depender da quantidade de ĂĄgua presente no solo, teremos os seguintes estados de consistĂŞncia: SĂ“LIDO

SEMI−SĂ“LIDO wS

PLĂ STICO wP

FLUIDO−DENSO wL

w% Cada estado de consistĂŞncia do solo se caracteriza por algumas propriedades particulares, as quais sĂŁo apresentadas a seguir. Os limites entre um estado de consistĂŞncia e outro sĂŁo determinados empiricamente, sendo denominados de limite de contração, wS, limite de plasticidade, wP e limite de liquidez, wL. Estado SĂłlido − Dizemos que um solo estĂĄ em um estado de consistĂŞncia sĂłlido quando o seu volume “nĂŁo variaâ€? por variaçþes em sua umidade.

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Estado Semi − SĂłlido − O solo apresenta fraturas e se rompe ao ser trabalhado. O limite de contração, wS, separa os estados de consistĂŞncia sĂłlido e semi−sĂłlido. Estado PlĂĄstico − Dizemos que um solo estĂĄ em um estado plĂĄstico quando podemos moldĂĄâˆ’lo sem que o mesmo apresente fissuras ou variaçþes volumĂŠtricas. O limite de plasticidade, wP, separa os estados de consistĂŞncia semi−sĂłlido e plĂĄstico. Estado Fluido − Denso (LĂ­quido) − Quando o solo possui propriedades e aparĂŞncia de uma suspensĂŁo, nĂŁo apresentando resistĂŞncia ao cisalhamento. O limite de liquidez, wL, separa os estados plĂĄstico e fluido. Como seria de se esperar, a resistĂŞncia ao cisalhamento bem como a compressibilidade dos solos variam nos diversos estados de consistĂŞncia. K[ 324 => 6 B "RS # " "A@ 9 0 /J 8

A delimitação entre os diversos estados de consistência Ê feita de forma empírica. Esta delimitação foi inicialmente realizada por Atterberg, culminando com a padronização dos ensaios para a determinação dos limites de consistência por Arthur Casagrande. Conforme apresentado anteriormente, são os seguintes os limites que separam os diversos estados de consistência do solo: . Limite de Liquidez (wL) . Limite de Plasticidade (wP) . Limite de Contração (wS) K[ 324 RS " :RS *F ! y

É o valor de umidade para o qual o solo passa do estado plĂĄstico para o estado fluido. Determinação do limite de liquidez (wL). A determinação do limite de liquidez do solo ĂŠ realizada seguindo−se o seguinte procedimento: 1) coloca−se na concha do aparelho de Casa Grande uma pasta de solo (passando #40) com umidade prĂłxima de seu limite de plasticidade. 2) faz−se um sulco na pasta com um cinzel padronizado. 3) Aplicam−se golpes Ă massa de solo posta na concha do aparelho de Casagrande, girando−se uma manivela, a uma velocidade padrĂŁo de 2 golpes por segundo. Esta manivela ĂŠ solidĂĄria a um eixo, o qual por possuir um excĂŞntrico, faz com que a concha do aparelho de casagrande caia de uma altura padrĂŁo de aproximadamente 1cm. 4) Conta−se o nĂşmero de golpes necessĂĄrio para que a ranhura de solo se feche em uma extensĂŁo em torno de 1cm. 5) Repete−se este processo ao menos 5 vezes, geralmente empregando−se valores de umidade crescentes. 6) lançam−se os pontos experimentais obtidos, em termos de umidade versus log N° de golpes. 6) ajusta−se uma reta passando por esses pontos. O limite de liquidez corresponde Ă umidade para a qual foram necessĂĄrios 25 golpes para fechar a ranhura de solo. A fig. 5.1 ilustra o aparelho utilizado na determinação do limite de liquidez. A fig. 5.2 apresenta a determinação do limite de liquidez do solo (vide NBR 6459).

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Figura 5.1 − Aparelho utilizado na determinação do limite de liquidez. Apud Vargas (1977)

Figura 5.2 − Determinação do limite de liquidez do solo. Apud Vargas (1977) K[ 324 %& RS " :^s$

É o valor de umidade para o qual o solo passa do estado semi−sólido para o estado plástico. Determinação do limite de plasticidade (wP). A determinação do limite de plasticidade do solo é realizada seguindo−se o seguinte procedimento: 1) prepara−se uma pasta com o solo que passa na #40, fazendo−a rolar com a palma da mão sobre uma placa de vidro esmerilhado, formando um pequeno cilindro. 2) quando o cilindro de solo atingir o diâmetro de 3mm e apresentar fissuras, mede−se a umidade do solo. 3) esta operação é repetida pelo menos 5 vezes, definido assim como limite de plasticidade o valor médio dos teores de umidade determinados. A fig. 5.3 ilustra a realização do ensaio para determinação do limite de plasticidade (vide NBR 9180).

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Figura 5.3 − Determinação do limite de plasticidade. Apud Vargas (1977) K[ 324 G24 RS " :A@ 6 B

É o valor de umidade para o qual o solo passa do estado sĂłlido para o estado semi− sĂłlido. Determinação do limite de contração (wS). A determinação do limite de contração do solo ĂŠ realizada seguindo−se o seguinte procedimento: 1) molda−se uma amostra de solo passando na #40, na forma de pastilha, em uma cĂĄpsula metĂĄlica com teor de umidade entre 10 e 25 golpes no aparelho de Casa Grande. 2) seca−se a amostra Ă sombra e depois em estufa, pesando−a em seguida. 3) utiliza−se um recipiente adequado (cĂĄpsula de vidro) para medir o volume do solo seco, atravĂŠs do deslocamento de mercĂşrio provocado pelo solo quando de sua imersĂŁo no recipiente. O limite de contração ĂŠ determinado pela eq. 5.1, apresentada a seguir (vide NBR 7183). ws z

V{ 1 | P | s

w

x100

(5.1)

Onde: V = Volume da amostra seca P = Peso da amostra seca Îłw = Peso especĂ­fico da ĂĄgua Îłs = Peso especĂ­fico das partĂ­culas sĂłlidas K[ <& } 0 : " J

Uma vez conhecidos os limites de consistĂŞncia de um solo, vĂĄrios Ă­ndices podem ser definidos. A seguir, apresentaremos os mais utilizados.

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K[ <& } 0 " :^s$ # *

O Ă­ndice de plasticidade (IP) corresponde a faixa de valores de umidade do solo na qual ele se comporta de maneira plĂĄstica. É a diferença numĂŠrica entre o valor do limite de liquidez e o limite de plasticidade. IP = w L − wP

(5.2)

O IP ĂŠ uma maneira de avaliarmos a plasticidade do solo. Seria a quantidade de ĂĄgua necessĂĄria a acrescentar a um solo (com uma consistĂŞncia dada pelo valor de wP) para que este passasse do estado plĂĄstico ao lĂ­quido. Classificação do solo quanto ao seu Ă­ndice de plasticidade: IP = 0 → NĂƒO PLĂ STICO 1 < IP < 7 → POUCO PLĂ STICO 7 < IP < 15 → PLASTICIDADE MÉDIA IP > 15 → MUITO PLĂ STICO K[ <& %& } 0 " :A@ 0 # * # J *

É uma forma de medirmos a consistência do solo no estado em que se encontra em campo.

IC =

wL − w IP

(5.3)

É um meio de se situar a umidade do solo entre os limites de liquidez e plasticidade, com o objetivo de utilização prĂĄtica. Obtenção do estado de consistĂŞncia do solo em campo utilizando−se o IC: IC < 0 → FLUĂ?DO − DENSO 0 < IC < 1 → ESTADO PLĂ STICO IC > 1 → ESTADO SEMI − SĂ“LIDO OU SĂ“LIDO K[ 3K4 '5$ . ! "A@ 9 0 9 " 0 9 8 /

AMOLGAMENTO: É a destruição da estrutura original do solo, provocando geralmente a perda de sua resistĂŞncia (no caso de solos apresentando sensibilidade). SENSIBILIDADE: É a perda de resistĂŞncia do solo devido a destruição de sua estrutura original. A sensibilidade de um solo ĂŠ avaliada por intermĂŠdio do Ă­ndice de sensibilidade (St), o qual ĂŠ definido pela razĂŁo entre a resistĂŞncia Ă compressĂŁo simples de uma amostra indeformada e a resistĂŞncia Ă compressĂŁo simples de uma amostra amolgada, remoldada no mesmo teor de umidade da amostra indeformada. A sensibilidade de um solo ĂŠ calculada por intermĂŠdio da eq. 5.4, apresentada adiante.

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St =

RC R’C

(5.4)

Onde St é a sensibilidade do solo e RC e R’C são as resistências à compressão simples da amostra indeformada e amolgada, respectivamente. Segundo Skempton: St < 1 → NÃO SENSÍVEIS 1 < St < 2 → BAIXA SENSIBILIDADE 2 < St < 4 → MÉDIA SENSIBILIDADE 4 < St < 8 → SENSÍVEIS St > 8 → EXTRA − SENSÍVEIS Quanto maior for o St, tem−se uma menor coesão, uma maior compressibilidade e uma menor permeabilidade do solo. TIXOTROPIA: É o fenômeno da recuperação da resistência coesiva do solo, perdida pelo efeito do amolgamento, quando este é colocado em repouso. Quando se interfere na estrutura original de uma argila, ocorre um desequilíbrio das forças inter−partículas. Deixando−se este solo em repouso, aos poucos vai−se recompondo parte daquelas ligações anteriormente presentes entre as suas partículas. ATIVIDADE: Conforme relatado anteriormente, a superfície das partículas dos argilo−minerais possui uma carga elétrica negativa, cuja intensidade depende principalmente das características do argilo−mineral considerado. As atividades físicas e químicas decorrentes desta carga superficial constituem a chamada "atividade da superfície do argilo− mineral". Dos três grupos de argilo−minerais apresentados aqui, a montmorilonita é a mais ativa, enquanto que a caulinita é a menos ativa. Segundo Skempton (1953) a atividade dos argilo−minerais pode ser avaliada pela eq. 5.5, apresentada adiante.

A=

IP % < 0.002mm

(5.5)

Onde o termo %<0.002mm representa a percentagem de partículas com diâmetro inferior a 2µ presentes no solo. Ainda segundo Skempton, os solos podem ser classificados de acordo com a sua atividade do seguinte modo: ~ ~ ~

Solos inativos: A < 0,75 Solos medianamente ativos: 0,75 < A < 1,25 Solos ativos: A> 1,25.

A fig. 5.4 apresenta o índice de plasticidade de solos confeccionados em laboratório em função da percentagem de argila (% < 0,002mm) presente nos mesmos. Da eq. 5.5 percebe−se que a atividade do argilo−mineral corresponde ao coeficiente angular das retas apresentadas na figura. Na fig. 5.4 estão também apresentados valores típicos de atividade para os três principais grupos de argilo−minerais.

35

Figura 5.4 − Variação do IP em função da fração argila para solos com diferentes argilo−minerais.

36

6. CLASSIFICAÇÃO DOS SOLOS. Por serem constituídos de um material de origem natural, os depósitos de solo nunca são estritamente homogêneos. Grandes variações nas suas propriedades e em seu comportamento são comumente observadas. Pode−se dizer contudo, que depósitos de solo que exibem propriedades básicas similares podem ser agrupados como classes, mediante o uso de critérios ou índices apropriados. Um sistema de classificação dos solos deve agrupar os solos de acordo com suas propriedades intrínsecas básicas. Do ponto de vista da engenharia, um sistema de classificação pode ser baseado no potencial de um determinado solo para uso em bases de pavimentos, fundações, ou como material de construção, por exemplo. Devido a natureza extremamente variável do solo, contudo, é inevitável que em qualquer classificação ocorram casos onde é difícil se enquadrar o solo em uma determinada e única categoria, em outras palavras, sempre vão existir casos em que um determinado solo poderá ser classificado como pertencente a dois ou mais grupos. Do mesmo modo, o mesmo solo pode mesmo ser colocado em grupos que pareçam radicalmente diferentes, em diferentes sistemas de classificação. Em vista disto, um sistema de classificação deve ser tomado como um guia preliminar para a previsão do comportamento de engenharia do solo, a qual não pode ser realizada utilizando−se somente sistemas de classificação. Testes para avaliação de importantes características do solo devem sempre ser realizados, levando−se sempre em consideração o uso do solo na obra, já que diferentes propriedades governam o comportamento do solo a depender de sua finalidade. Assim, deve−se usar um sistema de classificação do solo, dentre outras coisas, para se obter os dados necessários ao direcionamento de uma investigação mais minuciosa, quer seja na engenharia, geoquímica, geologia ou outros ramos da ciência. Implicitamente, nos capítulos anteriores, utilizou−se alguns sistemas de classificação dos solos. Estes sistemas de classificação, por serem bastante simplificados, não são capazes de fornecer, na maioria dos casos, uma resposta satisfatória do ponto de vista da engenharia, devendo ser usados como informações adicionais aos sistemas de classificação mais elaborados. São eles: a) − Classificação genética dos solos (classificação do solo segundo a sua origem) − Classifica os solos em residuais e sedimentares, podendo apresentar subdivisões (ex. solo residual jovem, solo sedimentar eólico, etc.); b) − Classificação pela NBR 6502 − Conforme apresentado anteriormente, esta classificação designa os solos de acordo com as suas frações granulométricas preponderantes, utilizando a curva granulométrica; c) − Classificação pela estrutura − Essa classificação consta de dois tipos fundamentais de estruturas (agregada e isolada), que por sua vez, são subdivididas em vários outros subtipos (floculada, dispersa, orientada, aleatória), conforme foi visto no capítulo referente a estrutura dos solos. A estrutura do solo está interligada com propriedades como coesão, peso específico, sensibilidade, expansividade, resistência, anisotropia, permeabilidade, compressibilidade e outras mais. Neste capítulo serão apresentados os dois sistemas de classificação dos solos mais difundidos no meio geotécnico, a saber, o Sistema Unificado de Classificação do Solos, SUCS (ou Unified Soil Classification System, USCS) e o sistema de classificação dos solos proposto pela AASHTO (American Association of State Highway and Transportation Officials). Deve−se salientar, contudo, que estes dois sistemas de classificação foram desenvolvidos para classificar solos de países de clima temperado, não apresentando resultados satisfatórios quando utilizados na classificação de solos tropicais (principalmente aqueles de natureza laterítica), cuja gênese é bastante diferenciada daquela dos solos para os quais estas classificações foram elaboradas. Por conta disto, e devido a grande ocorrência de solos lateríticos nas regiões Sul e Sudeste do país, recentemente foi elaborada uma

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classificação especialmente destinada a classificação de solos tropicais. Esta classificação, brasileira, denominada de Classificação MCT, começou a se desenvolver na dĂŠcada de 70, sendo apresentada oficialmente em 1980 (Nogami & Vilibor, 1980). k[ A@$ # D 8 6 B ;N: . ! ; N" / + € *D# * ; "A@$ D 6 B "N: $

Este sistema de classificação foi originalmente desenvolvido pelo professor A. Casagrande (Casagrande, 1948) para uso na construção de aterros em aeroportos durante a Segunda Guerra Mundial, sendo modificada posteriormente para uso em barragens, fundaçþes e outras construçþes. A idĂŠia bĂĄsica do Sistema Unificado de Classificação dos solos ĂŠ que os solos grossos podem ser classificados de acordo com a sua curva granulomĂŠtrica, ao passo que o comportamento de engenharia dos solos finos estĂĄ intimamente relacionado com a sua plasticidade. Em outras palavras, os solos nos quais a fração fina nĂŁo existe em quantidade suficiente para afetar o seu comportamento sĂŁo classificados de acordo com a sua curva granulomĂŠtrica, enquanto que os solos nos quais o comportamento de engenharia ĂŠ controlado pelas suas fraçþes finas (silte e argila), sĂŁo classificados de acordo com as suas caracterĂ­sticas de plasticidade. As quatro maiores divisĂľes do Sistema Unificado de Classificação dos Solos sĂŁo as seguintes: (1) − Solos grossos (pedregulho e silte), (2) − Solos finos (silte e argila), (3) − Solos orgânicos e (4) − Turfa. A classificação ĂŠ realizada na fração de solo que passa na peneira 75mm, devendo−se anotar a quantidade de material eventualmente retida nesta peneira. SĂŁo denominados solos grossos aqueles que possuem mais do que 50% de material retido na peneira 200 e solos finos aqueles que possuem mais do 50% de material passando na peneira 200. Os solos orgânicos e as turfas sĂŁo geralmente identificados visualmente. Cada grupo ĂŠ classificado por um sĂ­mbolo, derivado dos nomes em inglĂŞs correspondentes: Pedregulho (G), do inglĂŞs "gravel"; Argila (C), do inglĂŞs "Clay"; Areia (S), do inglĂŞs "Sand"; Solos orgânicos (O), de "Organic soils" e Turfa (Pt), do inglĂŞs "peat". A Ăşnica exceção para esta regra advĂŠm do grupo do silte, cuja letra representante, M, advĂŠm do Sueco "mjäla". 'ew N: $ "`e 8 9

Os solos grossos sĂŁo classificados como pedregulho ou areia. SĂŁo classificados como pedregulhos aqueles solos possuindo mais do que 50% de sua fração grossa retida na peneira 4 (4,75mm) e como areias aqueles solos possuindo mais do que 50% de sua fração grossa passando na peneira 4. Cada grupo por sua vez ĂŠ dividido em quatro subgrupos a depender de sua curva granulomĂŠtrica ou da natureza da fração fina eventualmente existente. SĂŁo eles: 1) Material praticamente limpo de finos, bem graduado w, (SW e GW) 2) Material praticamente limpo de finos, mal graduado P, (SP e GP) 3) Material com quantidades apreciĂĄveis de finos, nĂŁo plĂĄsticos, M, (GM e SM) 4) Material com quantidades apreciĂĄveis de finos, plĂĄsticos C, (GC ou SC) '‚ OL:`a ! 0 9 "`aƒ

:N"ƒ

Formados por um solo bem graduado com poucos finos. Em um solo bem graduado, os grãos menores podem ficar nos espaços vazios deixados pelos grãos maiores, de modo que os solos bem graduados tendem a apresentar altos valores de peso específico (ou menor quantidade de vazios) e boas características de resistência e deformabilidade. A presença de finos nestes grupos não deve produzir efeitos apreciåveis nas propriedades da fração grossa, nem interferir na sua capacidade de drenagem, sendo fixada como no måximo 5% do solo, em relação ao seu peso seco. O exame da curva granulomÊtrica dos solos grossos se faz por meio dos coeficientes de uniformidade (Cu) e curvatura (Cc), jå apresentados anteriormente.

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Para que o solo seja considerado bem graduado Ê necessårio que seu coeficiente de uniformidade seja maior que 4, no caso de pedregulhos, ou maior que 6, no caso de areias, e que o seu coeficiente de curvatura esteja entre 1 e 3. '‚ %jL:`a ! 0 9 "`a^„ "N:^

Formados por solos mal graduados (curvas granulomĂŠtricas uniformes ou abertas). Como os subgrupos SW e GW, possuem no mĂĄximo 5% de partĂ­culas finas, mas suas curvas granulomĂŠtricas nĂŁo completam os requisitos de graduação indicados para serem considerados como bem graduados. Dentro destes grupos estĂŁo compreendidos as areias uniformes das dunas e os solos possuindo duas fraçþes granulomĂŠtricas predominantes, provenientes da deposição pela ĂĄgua de rios em perĂ­odos alternados de cheia/seca. '‚ G2+L:`a ! 0 9 "`aq

:N"q

SĂŁo classificados como pertencentes aos subgrupos GM e SM os solos grossos nos quais existe uma quantidade de finos suficiente para afetar as suas propriedades de engenharia: resistĂŞncia ao cisalhamento, deformabilidade e permeabilidade. Convenciona−se a quantidade de finos necessĂĄria para que isto ocorra em 12%, embora sabendo−se que a influĂŞncia dos finos no comportamento de um solo depende nĂŁo somente da sua quantidade mas tambĂŠm da atividade do argilo−mineral preponderante. Para os solos grossos possuindo mais do que 12% de finos, deve−se realizar ensaios com vistas a determinação de seus limites de consistĂŞncia wL e wP, utilizando−se para isto a fração de solo que passa na peneira #40. Para que o solo seja classificado como GM ou SM, a sua fração fina deve se situar abaixo da linha A da carta de plasticidade de Casagrande (vide fig. 6.2). '‚ <jL:`a ! 0 9 "`aAa :N"A

SĂŁo classificados como GC e SC os solos grossos que atendem aos critĂŠrios especificados no item A.3, mas cuja fração fina possui representação na carta de plasticidade acima da linha A. Em outras palavras, sĂŁo classificados como GC e SC os solos grossos possuindo mais que 12% de finos com comportamento predominante de argila. OBS: Os solos grossos possuindo percentagens de finos entre 5 e 12% devem possuir nomenclaturas duplas, como GW−GM, SP−SC, etc., atribuĂ­das de acordo com o especificado anteriormente. De uma forma geral, sempre que um material nĂŁo se encontra claramente dentro de um grupo, devemos utilizar sĂ­mbolos duplos, correspondentes a casos de fronteira. Ex: GW−SW (material bem graduado com menos de 5% de finos e formado com fração de grossos com iguais proporçþes de pedregulho e areia) ou GM−GC (solos grossos com mais do que 12% de finos cuja representação na carta de plasticidade de Casagrande se situa muito prĂłxima da linha A). A fig. 6.1 apresenta um fluxograma exibindo os passos bĂĄsicos a serem seguidos na classificação de solos grossos pelo Sistema Unificado.

39

Figura 6.1 − Classificação dos solos grossos pelo SUCS.

SW−SM

GW−GM

SM

SC

CL ou CH

Finos

Mais que 12% passam na # 200

ML ou MH

Finos

duplos:

SP

Senão

duplos:

SW

Se Cu > 6 e 1<Cc<3

Entre 5 e 12% passam na # 200

Nomes

GC

CL ou CH

Finos

Menos que 5% passam na # 200

Areia (S). Menos que 50% da fração grossa retido na # 4 (4.75mm)

Nomes

GM

GP

GW

Finos

Mais que 12% passam na # 200

ML ou MH

Senão

Entre 5 e 12% passam na # 200

1<Cc<3

Se Cu > 4 e

Menos que 5% passam na # 200

Pedregulho (G). Mais que 50% da fração grossa retido na # 4 (4.75mm)

SOLOS GROSSOS

40

iÂ…w N" $ :\] 0 9

Os solos finos sĂŁo classificados como argila e silte. A classificação dos solos finos ĂŠ realizada tomando−se como base apenas os limites de plasticidade e liquidez do solo, plotados na forma da carta de plasticidade de Casagrande. Em outras palavras, o conhecimento da curva granulomĂŠtrica de solos possuindo mais do que 50% de material passando na peneira 200 pouco ou muito pouco acrescenta acerca das expectativas sobre suas propriedades de engenharia. A Carta de plasticidade dos solos foi desenvolvida por A. Casagrande de modo a agrupar os solos finos em diversos subgrupos, a depender de suas caracterĂ­sticas de plasticidade. Conforme ĂŠ apresentado na fig. 6.2, a carta de plasticidade possui trĂŞs divisores principais: A linha A (de eq. IP = 0,73(wL − 20)), a linha B (wL = 50%) e a linha U (de eq. IP = 0,9(wL − 8). Deste modo, os solos finos, que sĂŁo divididos em quatro subgrupos (CL, CH, ML e MH), sĂŁo classificados de acordo com a sua posição em relação Ă s linhas A e B, conforme apresentado a seguir: ia †L"`a ! "A@Ro :A@‡

Os solos classificados como CL (argilas inorgânicas de baixa plasticidade) sĂŁo aqueles os quais tĂŞm a sua representação na carta de plasticidade acima da linha A e Ă esquerda da linha B (conforme pode−se observar na fig. 6.2, deve−se ter tambĂŠm um IP > 7%). O grupo CH (argilas inorgânicas de alta plasticidade), possuem a sua representação na carta de plasticidade acima da linha A e Ă direita da linha B (wL > 50%). SĂŁo exemplos deste grupo as argilas formadas por decomposição quĂ­mica de cinzas vulcânicas, tais como a bentonita ou argila do vale do MĂŠxico, com wL de atĂŠ 500%. ia %YL"`a ! "qˆRo :qr‡

Os solos classificados como ML (siltes inorgânicos de baixa plasticidade) sĂŁo aqueles os quais tĂŞm a sua representação na carta de plasticidade abaixo da linha A e Ă esquerda da linha B (conforme pode−se observar na fig. 6.2, deve−se ter tambĂŠm um IP < 4%). O grupo MH (siltes inorgânicos de alta plasticidade), possuem a sua representação na carta de plasticidade abaixo da linha A e Ă direita da linha B (wL > 50%). ia 32Â…L"`a ! "PQRo :P Â‡

SĂŁo classificados utilizando−se os mesmos critĂŠrios definidos para os subgrupos ML e MH. A presença de matĂŠria orgânica ĂŠ geralmente identificada visualmente e pelo seu odor caracterĂ­stico. Em caso de dĂşvida a escolha entre os sĂ­mbolos OL/ML ou OH/MH pode ser feita utilizando−se o seguinte critĂŠrio: Se wLs/wLn < 0,75 entĂŁo o solo ĂŠ orgânico senĂŁo ĂŠ inorgânico. Os sĂ­mbolos wLs e wLn correspondem a limites de liquidez determinados em amostras que foram secas em estufa e ao ar livre, respectivamente.

CL).

41

Solos cuja representação na carta de plasticidade se situe próximo à linha A devem ter nomenclatura dupla: (MH−CH ou CL−ML). As argilas inorgânicas de média plasticidade possuem wL entre 30 e 50%.

OBS: Solos cuja representação na carta de plasticidade se situe dentro da zona hachurada devem ter nomenclatura dupla (CL−ML). Solos cuja representação na carta de plasticidade se situe próximo à linha LL = 50 % devem ter nomenclatura dupla: (MH−ML ou CH−

Figura 6.2 − Carta de plasticidade de Casagrande.

42

A[w N: $ "^_ 0 9 " :U;! D

SĂŁo solos altamente orgânicos, geralmente fibrilares e extremamente compressĂ­veis. As turfas sĂŁo solos que incorporam florestas soterradas em estĂĄgio avançado de decomposição. Estes solos formam um grupo independente de sĂ­mbolo (Pt). Na maioria dos solos turfosos os limites de consistĂŞncia podem ser determinados apĂłs completo amolgamento do solo. O limite de liquidez destes solos varia entre 300 e 500% permanecendo a sua posição na carta de plasticidade notavelmente acima da linha A. O Ă?ndice de plasticidade destes solos normalmente se situa entre 100 e 200. A linha U apresentada na carta de plasticidade representa o limite superior das coordenadas (wL;IP) encontrado para a grande maioria dos solos (mesmo solos possuindo argilo−mineriais de alta atividade). Deste modo, sempre que em um processo de classificação o ponto representante do solo se situar acima da linha U, os dados de laboratĂłrio devem ser checados e os ensaios refeitos. A carta de plasticidade de Casagrande pode ainda nos dar uma idĂŠia acerca do tipo de argilo−mineral predominante na fração fina do solo. Solos possuindo argilo−minerais do tipo 1:1 (como a caulinita) tem seus pontos de representação na carta de plasticidade prĂłximo Ă linha A (parte superior da linha A), enquanto que solos possuindo argilo−minerais de alta atividade (como a montmorilonita) tendem a ter seus pontos de representação na carta de plasticidade prĂłximos Ă linha U (parte inferior da linha U). Apesar dos sĂ­mbolos utilizados no SUCS serem de grande valia, eles nĂŁo descrevem completamente um depĂłsito de solo. Em todos os solos deve−se acrescentar informaçþes como odor, cor e homogeneidade do material Ă classificação. Para o caso de solos grossos, informaçþes como a forma dos grĂŁos, tipo de mineral predominante, graus de intemperismo ou compacidade, presença ou nĂŁo de finos sĂŁo pertinentes. Para o caso dos solos finos, informaçþes como a umidade natural e consistĂŞncia (natural e amolgada) devem ser sempre que possĂ­vel ser fornecidas. k4 %& A@$ # *D# * 68B ;N: . ! ; +'5'5N"‡_U;P

A sistema de classificação da AASHTO foi desenvolvido em 1920 pelo "Bureau of Public Roads", que realizou um extenso programa de pesquisa sobre o uso de solos na construção de vias secundĂĄrias ("farm to market roads"). O sistema original foi baseado nas caracterĂ­sticas de estabilidade dos solos quando usados como a prĂłpria superfĂ­cie da pista ou em conjunto com uma fina capa asfĂĄltica. Diversas aplicaçþes foram realizadas desde a sua concepção e a sua aplicabilidade foi estendida consideravelmente. Segundo a AASHTO (vide AASHTO, 1978), esta classificação pode ser utilizada para os casos de aterros, subleitos, bases e subbases de pavimentos flexĂ­veis, mas deve−se ter sempre em mente o propĂłsito original da classificação quando da sua utilização. O sistema da AASHTO classifica o solo em oito diferentes grupos: de A1 a A8 e inclui diversos subgrupos. Os solos dentro de cada grupo ou subgrupo sĂŁo ainda avaliados de acordo com o seu Ă­ndice de grupo, o qual ĂŠ calculado por intermĂŠdio de uma fĂłrmula empĂ­rica. 'ew N: $ " : :. ! 0 9 "'‰ O ;'‚24

43

Os solos pertencentes ao grupo A1 sĂŁo bem graduados, ao passo que os solos pertencente ao grupo A3 sĂŁo areias mal graduadas, sem presença de finos. Os materiais pertencentes ao grupo A2 apesar de granulares (35% ou menos passando na peneira 200), possuem uma quantia significativa de finos. iÂ…w N" $ : 0 / 0 # " 9 ". ! "'5<Y '‰Š

Os solos pertencentes aos grupos A4 ao A7 sĂŁo solos finos, materiais silto−argilosos. A diferenciação entre os diversos grupos ĂŠ realizada com base nos limites de Atterberg. Solos altamente orgânicos (incluindo−se aĂ­ a turfa) devem ser colocados no grupo A8. Como no caso do SUCS, a classificação dos solos A8 ĂŠ feita visualmente. O Ă­ndice de grupo ĂŠ utilizado para auxiliar na classificação do solo. Ele ĂŠ baseado na performance de diversos solos, especialmente quando utilizados como subleitos. O Ă­ndice de grupo ĂŠ determinado utilizando−se a eq. 6.1, apresentada adiante: IG = (F − 35 )[0,20 + 0,005(w L − 40 )]+ 0,01(F − 15 )(IP − 10 ) (6.1) Onde F ĂŠ a percentagem de solo passando na peneira 200 Quando trabalhando com os grupos A−2−6 e A−2−7 o Ă­ndice de grupo deve ser determinado utilizando−se somente o Ă­ndice de plasticidade. No caso da obtenção de Ă­ndices de grupo negativos, deve−se adotar um Ă­ndice de grupo nulo. Usar o sistema de classificação da AASHTO nĂŁo ĂŠ difĂ­cil. Uma vez obtidos os dados necessĂĄrios, deve−se seguir os passos indicados na fig. 6.3, da esquerda para a direita, e encontrar o grupo correto por um processo de eliminação. O primeiro grupo Ă esquerda que atenda as exigĂŞncias especificadas ĂŠ a classificação correta da AASHTO. A classificação completa inclui o valor do Ă­ndice de grupo (arredondado para o inteiro mais prĂłximo), apresentado em parĂŞnteses, Ă direita do sĂ­mbolo da AASHTO. Ex: A−2−6(3), A−6(12), A−7− 5(17), etc. Devido a sua ligação histĂłrica com a classificação de solos para uso rodoviĂĄrio, a classificação da AASHTO ĂŠ bastante utilizada na seleção de solos para uso como base, sub− bases e sub−leitos de pavimentos.

44

IP < 6%

Menos que 50% passa na # 10

Figura 6.3 − Classificação pela AASHTO

A−1−a

A−1−b

Menos que 50% passa na # 40.

Menos que 30% passa na # 40.

IP < 6%

Menos que 10% passa na # 200.

Menos que 25% passa na # 200.

Menos que 15% passa na # 200.

A−3

Não plástico

mais que 50% passam na # 40

menos que 50% passam na # 40

Menos que 25% passando na # 200

A−2−4

A−2−5

LL ≥ 41%

A−2−6

LL ≤ 40%

IP ≥ 11%

IP ≤ 10% LL ≤ 40%

Argila

Silte

Menos que 35% passando na # 200

SOLOS GROSSOS 35% ou menos passando na # 200

A−2−7

LL ≥ 41%

45

A−5

Figura 6.3 − Classificação pela AASHTO (continuação)

A−4

LL ≥ 41%

A−6

LL ≤ 40%

A−7−6

LP <= 30%

LP >= 30%

A−7−5

IP>= (LL−30)

LL ≥ 41%

IP<= (LL−30)

IP ≥ 11%

IP ≤ 10%

LL ≤ 40%

Argila

Silte

SOLOS SILTO−ARGILOSOS 35% ou mais passando na # 200

46

7. Ă?NDICES FĂ?SICOS. ‹ ÂŒ Â? ÂŒ ÂŽaÂ?#Â?0Â? ‘ Â’ “*” • Â’ • Â? –

O comportamento de um solo depende da quantidade relativa de cada uma de suas três fases (sólidos, ågua e ar). Diversas relaçþes são empregadas para expressar as proporçþes entre elas. Na fig. 7.1 mostrada a seguir estão representadas, de modo esquemåtico, as três fases que normalmente ocorrem nos solos, ainda que, em alguns casos, todos os vazios possam estar ocupados pela ågua. Pesos Volumes Zero Pa

Ar

Va Vv

Pt

Pw

Ă gua

Vw

Ps

SĂłlido

Vs

Vt

Massas Volumes Zero

Ma

Ar

Va

Mt

Mw

Ă gua

Vw

Ms

SĂłlido

Vs

—

Vv Vt

”*˜ ™ ‘ ’š‹ ÂŒ Â?O›:ÂœÂ?Â?#ž0‘ Â? – Â?#Â?0Â&#x;/Â’  ¥ ¢ Â? – ÂŁ ™ Â?#¤ ÂĽ Â&#x;/”*ÂŚ Â’+• Â’ –:§ Â’ – Â?#–"ÂŚ ¢ Â? – Â&#x; ” Â&#x; ™ ” Â? Â&#x; Â? –:• ¢;– ¢9“*¢

Onde: Va, Vw, Vs, Vv e Vt representam os volumes de ar, ĂĄgua, sĂłlidos, de vazios e total do solo, respectivamente. Ps, Pw, Pa e Pt SĂŁo os pesos de sĂłlidos, ĂĄgua, ar e total e Ms, Mw, Ma e Mt sĂŁo as respectivas massas de sĂłlidos, ĂĄgua, ar e total. ‹ ÂŒ ¨&ÂŒ ÂœZÂ? “ Â’  Š Â? –:Â? Â? Â&#x; ‘ Â?"ÂŞ5¢ “ ™ ¤ Â?#– ‹ ÂŒ ¨&ÂŒ Â? ÂŒ ÂŤ_¢ ‘ ¢ – ” • Â’ • Â?†­Â?ÂŻÂŽ

A porosidade Ê definida como a relação entre o volume de vazios e o volume total. O intervalo de variação da porosidade estå compreendido entre 0 e 1.

n=

Vv Vt

(7.1)

‹ ÂŒ ¨&ÂŒ ¨&ÂŒ ÂŽa‘ Â’ ™)• Â?"°"Â’ Â&#x; ™ ‘ Â’  ¥ ¢¹ °"‘ ÂŽ

Os vazios do solo podem estar apenas parcialmente ocupados por ågua. A relação entre o volume de ågua e o volume dos vazios Ê definida como o grau de saturação, expresso em percentagem e com variação de 0 a 100% (solo saturado).

47

Sr =

Vw Vv

(7.2)

‹ ÂŒ ¨&ÂŒG²4ÂŒ Âł Â?0• ” ÂŚ Â?"• Â?:ÂŞ5Â’ ´c” ¢ –OÂŹ Â?/ÂŽ

O Ă­ndice de vazios ĂŠ definido como a relação entre o volume de vazios e o volume das partĂ­culas sĂłlidas, expresso em termos absolutos, podendo ser maior do que a unidade. Sua variação ĂŠ de 0 a ∞. Vv e= Vs (7.3) ‹ ÂŒ3²4ÂŒ ÂœÂ?Â? “ Â’  8Š9Â? –;Â? Â? Â&#x; ‘ Â?QÂŤ_Â? – ¢ –QÂ?QÂŞ5¢ “ ™ ¤ Â? –Q›;ÂŤ_Â? – ¢9– ¾@–#ž0Â? ÂŚ Âś § ” ÂŚ ¢ –Q¢ ™ZÂ? Â?0Â&#x;/‘ Â? ¡ÂˆÂ’ – – Â’ –QÂ? ÂŞ5¢ “ ™ ¤ Â? –Q›Q¡rÂ’ – – Â’ – Âľ@–#ž0Â? ÂŚ Âś § ” ÂŚ Â’ –1ÂŒ ‹ ÂŒ3²4ÂŒ Â? ÂŒ ÂŤ_Â? – ¢;Â?#– ž0Â?#ÂŚ8Âś § ” ÂŚ ¢¸ ÂŽÂ Â?"¤ Â’ – – Â’+Â? – ž Â? ÂŚ Âś*§#”*ÂŚ Â’jÂŹ Ž • ¢ °"¢ “ ¢

Îł

Ď

O peso especĂ­fico de um solo ĂŠ a relação entre o seu peso total e o seu volume total, incluindo−se aĂ­ o peso da ĂĄgua existente em seus vazios e o volume de vazios do solo. A massa especĂ­fica do solo possui definição semelhente ao peso especĂ­fico, considerando−se agora a sua massa.

Îł =

Pt Mt , Ď = onde Îł = Ď â‹… g Vt Vt

(7.4)

‹ ÂŒ3²4ÂŒ ¨&ÂŒ ÂŤ_Â? – ¢;Âľ@–#ž0Â? ÂŚ Âś § ” ÂŚ ¢;• Â’ –"ÂŤ_Â’ ‘ Â&#x; Âś ÂŚ ™ “ Â’ –"–#š “ ”*• Â’ –

O peso especĂ­fico das partĂ­culas sĂłlidas ĂŠ obtido dividindo−se o peso das partĂ­culas sĂłlidas (nĂŁo considerando−se o peso da ĂĄgua) pelo volume ocupado pelas partĂ­culas sĂłlidas (sem a consideração do volume ocupado pelos vazios do solo). É o maior valor de peso especĂ­fico que um solo pode ter.

Îłs =

Ps Vs

(7.5)

‹ ÂŒ3²4ÂŒG²4ÂŒ ÂŤ_Â? – ¢;Âľ@–#ž0Â? ÂŚ Âś § ” ÂŚ ¢;• ¢ °"¢ “ ¢;°:Â? ÂŚ ¢

Corresponde a um caso particular do peso especĂ­fico do solo, obtido para Sr = 0.

Îłd =

Ps Vt

(7.6)

‹ ÂŒ3²4ÂŒ Âş&ÂŒ ÂŤ_Â? – ¢;Âľ@–#ž0Â? ÂŚ Âś § ” ÂŚ ¢;• ¢ °"¢ “ ¢;°:Â’ Â&#x;/™ ‘8Â’ • ¢

É o peso específico do solo quando todos os seus vazios estão ocupados pela ågua.

Îł sat =

Pt , quando,Sr = 1 Vt

(7.7)

48

‹ ÂŒ3²4ÂŒGÂť4ÂŒ ÂŤ_Â? – ¢;Âľ@–#ž0Â? ÂŚ Âś § ” ÂŚ ¢;• ¢ °"¢ “ ¢;°:™ Âź ¤ Â? ‘ – ¢

Neste caso, considera−se a existĂŞncia do empuxo de ĂĄgua no solo. Logo, o peso especĂ­fico do solo submerso serĂĄ equivalente ao o peso especĂ­fico do solo menos o peso especĂ­fico da ĂĄgua. Îł sub = Îł sat − Îł w

(7.8)

OBSERVAĂ‡ĂƒO: As distinçþes entre os pesos especĂ­ficos de solo saturado e submerso serĂŁo melhor compreendidas quando do estudo do capĂ­tulo tensĂľes geostĂĄticas, onde se apresenta o princĂ­pio das tensĂľes efetivas, proposto por Terzaghi para representar o comportamento dos solos em termos de resistĂŞncia ao cisalhamento e deformação. ‹ ÂŒ Âş&ÂŒ ½>”*Â’ ˜ ‘ Â’ ¤)Â’ • Â?:§ Â’ – Â?#–

As relaçþes entre pesos ou entre volumes, por serem admensionais, nĂŁo serĂŁo modificadas caso no lado direito da fig. 7.1, os volumes de ĂĄgua, ar e sĂłlidos sejam divididos por um determinado fator, conservado constante para todas as fases. Este fator pode ser escolhido, por exemplo, para que o volume de sĂłlidos se torne unitĂĄrio. Deste modo, utilizando−se as relaçþes entre volumes e entre pesos e volumes, definidas anteriormente, temos: Pesos

Volumes

0 Îłwâ‹…Srâ‹…e Îłs

e

Srâ‹…e

1+e

1

Figura 7.2 − Relaçþes entre volumes e entre pesos e volumes adotando−se um volume de sĂłlidos unitĂĄrio. Uma outra forma de organizar as relaçþes entre volumes e entre pesos e volumes em um diagrama de fases seria adotando um volume total igual a 1. Neste caso terĂ­amos: Pesos

Volumes

0 Îłwâ‹…Srâ‹…n Îłsâ‹…(1−n)

n

Srâ‹…n

1

1 −n

Figura 7.3 − Relaçþes entre volumes e entre pesos e volumes adotando−se um volume total de solo unitĂĄrio.

49

Das figs. 7.2 e 7.3 e utilizando−se as definiçþes dadas para o Ă­ndice de vazios e a porosidade tem−se:

n=

n e ou e = 1+ e 1− n

(7.9)

‹ ÂŒ3Âť4ÂŒ ž>Â&#x; ” “ ”*´cÂ’  ¥ ¢;• ¢ • ” Â’ ˜ ‘ Â’ ¤ Â’ • Â?:§ Â’ –#Â? –"ž Â’ ‘ Â’+Â’ • Â? Â&#x;/Â? ‘ ¤ ” Â?0Â’  ¥ ¢;• Â’ –"‘ Â? “ Â’  Š Â?#–"Â? Â? Â&#x; ‘ Â?"¢9–"• ” Âż Â? ‘ – ¢9–"Âś Â?0• ” ÂŚ Â? – §#Âś*–#”*ÂŚ ¢ –

Com o uso das figs. 7.2 e 7.3 e dos diagramas de fases apresentados nas figs. 7.2 e 7.3, diversas relaçþes podem ser facilmente definidas entre os índices físicos. As eqs. 7.10 a 7.12 expressam algumas destas relaçþes:

ÎłD =

Îł 1+ w

Îł S .w = Îł w â‹… Sr.e Îł =

Îł S + Sr.e â‹… Îł w 1+ e

(7.10) (7.11)

(7.12)

A umidade Ê definida como a relação entre o peso da ågua e o peso dos sólidos em uma porção do solo, sendo expressa em percentagem. Pela anålise da fig. 7.2 temos que: w=

Pw Îł w â‹… Sr â‹… e = Ps Îłs

(7.13)

Em agronomia e em alguns ramos da mecânica do solo utiliza−se a umidade volumĂŠtrica (θ), definida como a relação entre o volume de ĂĄgua e o volume total de solo e dada pela eq. 7.14

θ=

Vw Sr â‹… e = Sr â‹… n = Vt 1 + e

(7.14)

OBS: Apesar de alguns Ă­ndices fĂ­sicos serem apresentados em percentagem, o cĂĄlculo das relaçþes entre eles deve ser feito utilizando−os na forma decimal. Todos os Ă­ndices devem estar em unidades compatĂ­veis. ‹ ÂŒ3Ă€4ÂŒ ½>Â? Â?0–#”*• Â’ • Â?"‘ Â? “ Â’ Â&#x;/” Âż Â’+½Â€Â‘

Conforme serĂĄ discutido no transcorrer deste curso, por possuĂ­rem arranjos estruturais bastante simplificados, os solos grossos (areias e pedregulhos com nenhuma ou pouca presença de finos) podem ter o seu comportamento avaliado conforme a curva caracterĂ­stica e a sua densidade relativa Dr, definida conforme a eq. 7.15. HĂĄ uma variedade grande de ensaios para a determinação de emin e ÎłdmĂĄx; todos eles envolvem alguma forma de vibração. Para emax e Îłdmin, geralmente se adota a colocação do solo secado previamente, em um recipiente, tomando−se todo cuidado para evitar qualquer tipo de vibração. Os procedimentos para a execução de tais ensaios sĂŁo padronizados em nosso PaĂ­s pelas normas NBR 12004 e 12051, variando muito em diferentes partes do Globo, nĂŁo havendo ainda um consenso internacional sobre os mesmos. A densidade relativa ĂŠ um

50

Ă­ndice adotado apenas na caracterização dos SOLOS NĂƒO COESIVOS. A tabela 7.1 apresenta a classificação da compacidade dos solos grossos em função de sua densidade relativa. D R (%) =

emax − e e max − emin

x100 =

Îł dmax Îł d − Îł d min Îł d Îł dmax − Îł dmin

x100 (7.12)

onde; emax → ĂŠ o Ă­ndice de vazios do solo no estado mais solto (fofo). e min → ĂŠ o Ă­ndice de vazios do solo no estado mais denso ou compacto. (7.15) e → ĂŠ o Ă­ndice de vazios do solo no seu estado natural. Îł dmin e Îł d max → sĂŁo definidos analogamente a emin e emax . Îł d → peso especĂ­fico aparente do solo seco no seu estado natural. Tabela 7.1 − Classificação da compacidade dos solos grossos utilizando−se o conceito de densidade relativa. Designação DR (%) 0 a 30 Fofa 30 a 70 Medianamente compacta 60 a 100 compacta Notas importantes: a) A densidade relativa ĂŠ o fator preponderante, tanto na deformabilidade quanto na resistĂŞncia ao cisalhamento de solos grossos, influindo atĂŠ na sua permeabilidade. b) Estimativa preliminar de regiĂľes sujeitas Ă liquefação. c) Controle de compactação de solos nĂŁo coesivos. ‹ ÂŒ ‹ ÂŒ Âľ@Â? – Â’ ” ¢ –:à €Â? ÂŚ Â? –#– ÂĽ ‘ ” ¢ –"ž Â’ ‘ Â’+½Â€Â? Â&#x;/Â? ‘ ¤ ” Â?0Â’  ¥ ¢;• ¢9–"Âł Â?0• ” ÂŚ Â? – — *Âś –#”*ÂŚ ¢ –

Para estimativa de todos os Ă­ndices fĂ­sicos efetuam−se as seguintes determinaçþes: Ă‚ Umidade Ăƒ Peso especĂ­fico do solo (Îł) Ăƒ Peso especĂ­fico das partĂ­culas sĂłlidas (Îłs) ‹ ÂŒ ‹ ÂŒ Â? ÂŒ ½Â€Â?#Â&#x; Â? ‘ ¤ ” Â? Â’  ¥ ¢ • Â’ ž>¤ ” • Â’ • Â?

A umidade do solo ĂŠ geralmente determinada em estufa, em laboratĂłrio. Para tanto, uma amostra de solo com determinado teor de umidade ĂŠ pesada e posteriormente levada a uma estufa, com temperatura entre 105 e 110o, onde permanece por um determinado perĂ­odo (geralmente um dia), atĂŠ que a sua constância de peso seja assegurada. As variaçþes no peso da amostra de solo se devem a evaporação da ĂĄgua existente no seu interior. ApĂłs o perĂ­odo de secagem em estufa, o peso da amostra ĂŠ novamente determinado. Deste modo, o peso da ĂĄgua existente no solo ĂŠ igual a diferença entre os pesos da amostra antes e apĂłs esta ser levada Ă estufa, sendo a umidade do solo a razĂŁo entre esta diferença e o peso da amostra determinado apĂłs secagem. A seguir sĂŁo listados alguns mĂŠtodos utilizados na determinação da umidade do solo em campo e em laboratĂłrio. Estufa a 105 − 110°C (laboratĂłrio) Speedy (campo)

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Fogareiro Ă Ă lcool (campo) Estufa a 60°C. (laboratĂłrio, no caso da suspeita de existĂŞncia de matĂŠria orgânica) Sonda de nĂŞutrons (campo) TDR (campo) ‹ ÂŒ ‹ ÂŒ ¨&ÂŒ ½Â€Â?#Â&#x; Â? ‘ ¤ ” Â? Â’  ¥ ¢ • ¢;ž Â? – ¢;Âľ@–#ž0Â? ÂŚ Âś § ” ÂŚ ¢;• ¢ °"¢ “ ¢

SĂŁo listados a seguir os principais mĂŠtodos utilizados em laboratĂłrio e em campo para determinação do peso especĂ­fico do solo. ‹ ÂŒ ‹ ÂŒ ¨&ÂŒ Â? ÂŒ Âľ@¤MĂ„SÂ’ Âź9¢ ‘ Â’ Â&#x; š9‘8” ¢

Cravação de cilindro biselado em amostras indeformadas Cilindro de compactação ImersĂŁo em mercĂşrio (amostra indeformada, pequena) Balança hidrostĂĄtica, solo parafinado (NBR 10838) ‹ ÂŒ ‹ ÂŒ ¨&ÂŒ ¨&ÂŒ Âľ@¤MĂ…@Â’ ¤ ž0¢

Cravação do cilindro de Hilf MĂŠtodo do cone de areia MĂŠtodo do balĂŁo de borracha Sonda de nĂŞutrons. ‹ ÂŒ ‹ ÂŒG²4ÂŒ ½Â€Â?#Â&#x; Â? ‘ ¤ ” Â? Â’  ¥ ¢ • ¢;ž Â? – ¢;Âľ@–#ž0Â? ÂŚ Âś § ” ÂŚ ¢;• Â’ –"ÂŤ_Â’ ‘ Â&#x; Âś ÂŚ ™ “ Â’ –

Esta determinação ĂŠ efetuada exclusivamente em laboratĂłrio, utilizando−se o picnĂ´metro e os detalhes de sua execução sĂŁo apresentados na NBR 6508. ‹ ÂŒ3Æ4ÂŒ ÂŞ5Â’ “*¢9‘8Â?#–"Ç;Âś ž ” ÂŚ8¢9–

Ă?NDICES FĂ?SICOS n

e

(%)

SOLOS Areia c / pedregulho Areia MĂŠdia a Grossa Areia Fina e Uniforme Silte Argila

18 − 42 25 − 45 33 − 48 30 − 50 30 − 55

0.22 − 0.72 0.33 − 0.82 0.49 − 0.82 0.48 − 1.22 0.48 − 1.22

Îłd

Îł

Îłsat

14 − 21 13 − 18 14 − 18 13 − 19 13 − 20

KN / m3 18 − 23 16 − 21 15 − 21 15 − 21 15 − 22

19 − 24 18 − 21 18 − 21 18 − 22 14 − 23

Sobre o peso específico das partículas, algumas observaçþes necessitam ser mencionadas: Segundo dados de Lambe e Whitman (1969), γs geralmente se encontra no intervalo de 22 a 29 kN/m3 Ê em função dos minerais constituintes do solo. Solos orgânicos tendem a apresentar valores de γs menores que o convencional, enquanto que solos ricos em minerais ferrosos tendem a apresentar γs > 30 kn/m3.

52

8. DISTRIBUIĂ‡ĂƒO DE TENSĂ•ES NO SOLO. Æ[ÂŒ Â? ÂŒ Ăˆ Â?0Â&#x;/‘ ¢ • ™  ¥ ¢

Como em todo material utilizado na engenharia, o solo, ao sofrer solicitaçþes, irĂĄ se deformar, modificando o seu volume e forma iniciais. A magnitude das deformaçþes apresentadas pelo solo irĂĄ depender nĂŁo sĂł de suas propriedades intrĂ­nsecas de deformabilidade (elĂĄsticas e plĂĄsticas), mas tambĂŠm do valor do carregamento a ele imposto. O conhecimento das tensĂľes atuantes em um maciço de terra, sejam elas advindas do peso prĂłprio ou em decorrĂŞncia de carregamentos em superfĂ­cie (ou atĂŠ mesmo o alĂ­vio de cargas provocado por escavaçþes) ĂŠ de vital importância no entendimento do comportamento de praticamente todas as obras da engenharia geotĂŠcnica. Neste capĂ­tulo tratar−seâˆ’ĂĄ da determinação ou previsĂŁo das pressĂľes, aplicadas ou desenvolvidas em pontos do terreno, como resultado de um carregamento imposto, bem como as tensĂľes existentes no maciço devido ao seu peso prĂłprio, isto ĂŠ, tensĂľes geostĂĄticas. Nos solos ocorrem tensĂľes devidas ao seu peso prĂłprio e Ă s cargas externas aplicadas. Assim, o estado de tensĂľes em cada ponto do maciço depende do peso prĂłprio do terreno, da intensidade da força aplicada e da geometria da ĂĄrea carregada e a obtenção de sua distribuição espacial ĂŠ normalmente feita a partir das hipĂłteses formuladas pela teoria da elasticidade, conforme serĂĄ visto mais adiante. No caso de tensĂľes induzidas pelo peso prĂłprio das camadas de solo (tensĂľes geostĂĄticas) e superfĂ­cie do terreno horizontal, a distribuição das tensĂľes total, neutra e efetiva a uma dada profundidade ĂŠ imediata, considerando−se apenas o peso do solo sobrejacente. Æ[ÂŒ ¨&ÂŒ Ç Â? Â?0–#Š Â? –"Â?#¤M™ ¤ Â’+¤ Â’ –#– Â’ • Â?:– ¢ “ ¢

O conceito de tensĂŁo em um ponto (desenvolvido pela mecânica do contĂ­nuo) ĂŠ apresentado na disciplina Mecânica dos SĂłlidos, podendo ser representado pela eq. 8.1, apresentada adiante. →

Ďƒ = lim ∆F ∆A ∆ A →0

→

(8.1)

Onde ∆F ĂŠ o mĂłdulo da força que atua no elemento de ĂĄrea de mĂłdulo ∆A. Mostra−se que o estado de tensĂŁo em qualquer plano passando por um ponto em um meio contĂ­nuo ĂŠ totalmente especificado pelas tensĂľes atuantes em trĂŞs planos mutuamente ortogonais, passando no mesmo ponto. O estado de tensĂľes em um ponto ĂŠ completamente representado pelo tensor de tensĂľes naquele ponto. O tensor de tensĂľes ĂŠ composto de nove componentes, formando uma matriz simĂŠtrica. O produto do tensor de tensĂľes pelo versor da normal do plano passando pelo ponto considerado (vetor (n1;n2;n3) apresentado na fig. 8.1) fornece as componentes da tensĂŁo atuando sobre o plano (componentes Px, Py e Pz do vetor P apresentado na fig. 8.1). Apesar de o solo constituir um sistema particulado, composto de trĂŞs fases distintas, (ĂĄgua, ar e partĂ­culas sĂłlidas) e o conceito de tensĂŁo em um ponto advir da mecânica do contĂ­nuo, este tem sido utilizado com sucesso na prĂĄtica geotĂŠcnica. AlĂŠm disso, boa parte dos problemas em mecânica dos solos podem ser encarados como problemas de tensĂŁo ou deformação planos, de modo que para estes casos o tensor de tensĂľes apresentado na fig. 8.1

53

se torna mais simplificado, podendo o estado de tensões em um ponto ser representado utilizando−se da construção gráfica do círculo de Mohr. Deve−se salientar contudo, que devido ao fato de o solo constituir um sistema particulado, em cada ponto do maciço podem existir estados de tensões diferentes para cada uma de suas fases componentes. Por serem fluidos, não suportando tensões cisalhantes, as tensões existentes nas fases água e ar do solo são sempre ortogonais ao plano passando pelo ponto considerado. Pode−se dizer ainda, que na maioria dos casos, a pressão nos vazios de solo preenchidos por ar é igual à pressão atmosférica (adotada geralmente como zero).

   P x  σ x τ xy τ xz   n 1  P y  =  σ y τ yz  ⋅  n 2     Px  σ z   n 3 n

P

Figura 8.1 − Representação do estado de tensões em um ponto. O princípio das tensões efetivas − Postulado por Terzaghi, para o caso dos solos saturados, o princípio das tensões efetivas é uma função da tensão total (soma das tensões nas fases água e partículas sólidas) e da tensão neutra (denominada também de pressão neutra, é a pressão existente na fase água do solo), que governa o comportamento do solo em termos de deformação e resistência ao cisalhamento. Mostra−se experimentalmente que, para o caso dos solos saturados, o que governa o comportamento do solo em termos de resistência e deformabilidade é a diferença entre a tensão total e a pressão neutra, denominada então tensão efetiva As tensões normais desenvolvidas em qualquer plano num maciço terroso, serão suportadas, parte pelas partículas sólidas e parte pela água. As tensões cisalhantes somente poderão ser suportadas pelas partículas sólidas. No caso dos solos saturados, uma parcela da tensão normal age nos contatos inter− partículas e a outra parcela atua na água existente nos vazios Assim, a tensão total num plano será a soma da tensão efetiva, resultante das forças transmitidas pelas partículas, e da pressão neutra, dando origem a uma das relações mais importantes da Mecânica dos Solos, proposta por Terzaghi:

σ ’= σ − u

(8.2)

Onde σ′ é a tensão efetiva do solo, σ é a tensão total e u é a pressão neutra no ponto considerado. Devido a sua natureza de fluido, a pressão na fase água do solo não contribui para a sua resistência, sendo assim chamada de pressão neutra. Para visualizar um pouco melhor o efeito da água no solo imagine uma esponja colocada dentro de um recipiente com água suficiente para encobri−la (a esponja se encontra totalmente submersa). Se o nível de água for elevado no recipiente, a pressão total sobre a esponja aumenta, mas a esponja não se deforma.

54

Isto ocorre porque os acrĂŠscimos de tensĂŁo total sĂŁo contrabalançados por iguais acrĂŠscimos na tensĂŁo neutra, de modo que a tensĂŁo efetiva permanece inalterada (vide eq. 8.2). Æ[ÂŒ3²4ÂŒ Ă…@ÂĽ “*ÂŚ ™ “ ¢;• Â’ –"Â&#x;/Â? Â?0–#Š Â? –"˜ Â? ¢ – Â&#x;/ÂĽ Â&#x;/”*ÂŚ Â’ –

Conforme relatado anteriormente, as tensĂľes no interior de um maciço de solo podem ser causadas por cargas aplicadas ao solo e pelo seu peso prĂłprio. A distribuição destes estados de tensĂŁo ponto a ponto no interior do maciço obedece a um conjunto de equaçþes diferenciais denominadas de equaçþes de equilĂ­brio, de compatibilidade e as leis constitutivas do material, cuja resolução ĂŠ geralmente bastante complicada. Mesmo a distribuição de tensĂľes no solo devido ao seu peso prĂłprio pode resultar em um problema mais elaborado. Existe contudo uma situação, freqĂźentemente encontrada na geotecnia, em que o peso do solo resulta em um padrĂŁo de distribuição de tensĂľes bastante simplificado. Isto acontece quando a superfĂ­cie do solo ĂŠ horizontal e quando as propriedades do solo variam muito pouco na direção horizontal. CĂĄlculo da tensĂŁo geostĂĄtica vertical − Para a situação descrita anteriormente, nĂŁo existem tensĂľes cisalhantes atuando nos planos vertical e horizontal (em outras palavras, os planos vertical e horizontal sĂŁo planos principais de tensĂŁo). Portanto, a tensĂŁo vertical em qualquer profundidade ĂŠ calculada simplesmente considerando o peso de solo acima daquela profundidade. Assim, se o peso especĂ­fico do solo ĂŠ constante com a profundidade, a tensĂŁo vertical total pode ser calculada simplesmente utilizando−se a eq. 8.3 apresentada adiante, onde z representa a distância do ponto considerado atĂŠ a superfĂ­cie do terreno (Fig. 8.2).

Ďƒv = Îł

â‹… z

(8.3)

Onde:

Ďƒv ĂŠ a tensĂŁo geostĂĄtica vertical total no ponto considerado. Îł ĂŠ o peso especĂ­fico do solo. z eqĂźivale a profundidade. A pressĂŁo neutra ĂŠ calculada de modo semelhante, utilizando−se a eq. 8.4.

u = Îłw

â‹… zw

(8.4)

Onde:

u ĂŠ a pressĂŁo neutra atuando na ĂĄgua no ponto considerado. Îłw ĂŠ o peso especĂ­fico do da ĂĄgua (adotado normalmente como Îłw = 10 kN/m3). zw eqĂźivale a profundidade do ponto considerado atĂŠ a superfĂ­cie do lençol freĂĄtico. Quando o terreno ĂŠ constituĂ­do de camadas estratificadas, o que ĂŠ comum em grande parte dos casos, ocorre uma variação dos pesos especĂ­ficos ao longo da profundidade e a tensĂŁo normal resulta do somatĂłrio do efeito das diversas camadas. A tensĂŁo vertical efetiva ĂŠ entĂŁo calculada utilizando−se a eq. 8.5.

55

n

σ ’= ∑ γi ⋅ hi − γ w ⋅ z w i =1

(8.5)

Onde hi e γi representam o peso específico e a espessura de cada camada considerada. A fig. 8.2 abaixo, mostra um diagrama de tensões com a profundidade em um perfil de solo estratificado.

NA z

σv

(σv−u)

σh

µ

(σh −u)

σ, σ’ e u Solo 1. Acima do N.A.

N.A.

γ1

Solo 1. Abaixo do N.A. γ2 Solo 2.

γ3

σ’ z

u = γwhw

u

σ n

σ ’= ∑ γi ⋅ hi − u i =1

Figura 8.2 − Distribuições de tensões geostáticas verticais. Uso do peso específico submerso − Caso o nível de água, apresentado na fig. 8.2, estivesse localizado na superfície do terreno, o cálculo das tensões efetivas poderia ser simplificado pelo uso do conceito de peso específico submerso, discutido no capítulo de índices físicos. Neste caso, a tensão total vertical será dada por σv = γsat⋅z, enquanto que a pressão neutra no mesmo ponto será u = γw⋅z. A tensão efetiva, correspondente à diferença entre estes dois valores, será: σv’ = σv − u = γsat⋅z. − γw⋅z, o que faz com que tenhamos: σv’= (γsat − γw)⋅z = γsub⋅z, onde γsub é o peso específico submerso do solo.

56

Æ[ º& µ@É ¤ *¢ "Ê5 *¦ 8¡ ¢

Determinar as tensões geostáticas verticais efetiva e total e a pressão neutra para o perfil apresentado na fig. 8.3 e traçar os diagramas correspondentes. Cálculo das tensões geostáticas: Â

Tensões Totais:(σ)

σv(1) = 17,0 x 1,0 = 17,0 kN/m2 σv(2) = 17,0 + 18,5 x 2,0 = 54,0 kN/m2 σv(3) = 54,0 + 20,8 x 1,5 = 85,2 kN/m2 Â

Pressões Neutras:(u)

u(1) = 0 u(2) = 0 + γw x 2,0 = 10,0 x 2,0 = 20,0 kN/m2 u(3) = 20,0 + 10,0 x 1,5 = 35,0 kN / m2 Â

Tensões Efetivas: (σ’ = σ − u)

σ’v(1) = 17,0 − 0 = 17,0 kN/m2 σ’v(2) = 54,0 − 20,0 = 34,0 kN/m2 σ’v(3) = 85,2 − 35,0 = 50,2 kN/m2

Figura 8.3 − Exemplo de Cálculo das tensões geostáticas verticais. Cálculo das tensões geostáticas horizontais − As tensões geostáticas horizontais existentes em um maciço de solo são muito importantes no cálculo dos esforços de solo sobre estruturas de contenção, como os muros de arrimo, cortinas atirantadas etc. Estes esforços dependem em muito dos movimentos relativos do solo, ocasionados em função da instalação da estrutura de contenção. Para o caso do solo em repouso, as tensões geostáticas horizontais são calculadas empregando−se o coeficiente de empuxo em repouso do solo, conforme apresentado pela eq. 8.6.

Cota em relação à superfície (m)

57

0 −1 TensĂŁo total

−2

PressĂŁo neutra

−3

TensĂŁo efetiva −4 −5 0

20

40

60

80

100

TensĂľes total, neutra e efetiva (kPa)

Figura 8.4 − Representação grĂĄfica dos resultados calculados

Ďƒ h’ = Ko â‹… Ďƒ v’

(8.6)

Segundo Jaky (1956), o coeficiente de empuxo em repouso do solo pode ser estimada com o uso da eq. 8.7, apresentada a seguir, onde φ’ ĂŠ o ângulo de atrito interno efetivo do solo, apresentado em detalhes no capĂ­tulo de resistĂŞncia ao cisalhamento (volume II). Ko = 1 − sen (φ ’)

(8.7)

Ă‹[ĂŒ3Ă?4ĂŒ ĂŽ5Ă? Ă? Ă‘ Ă’ Ă? Ă“ Ă” Ă• Ă’:Ă– Ă—"Ă˜ Ă—#Ă™0Ă’ Ăš9Ă— Ă’"Ă– Ă— Ă› Ă“ Ă– Ă•;Ăœ+Ă?8Ă? Ă? Ăž Ă? Ă’:Ă? Ă&#x; Ă Ă“*Ă? Ă? Ă– Ă? Ă’1ĂŒ

As cargas aplicadas Ă superfĂ­cie de um terreno induzem tensĂľes, com conseqĂźentes deformaçþes, no interior de uma massa de solo. Embora as relaçþes entre tensĂľes induzidas e as deformaçþes resultantes sejam essencialmente nĂŁo lineares, soluçþes baseadas na teoria da elasticidade sĂŁo comumente adotadas em aplicaçþes prĂĄticas, respeitando−se as equaçþes de equilĂ­brio e compatibilidade relatadas anteriormente. O solo ĂŠ admitido como um meio homogĂŞneo (propriedades iguais em cada ponto do maciço), isotrĂłpico (em cada ponto, as propriedades sĂŁo iguais em qualquer direção), de extensĂŁo infinita, sendo as deformaçþes proporcionais Ă s tensĂľes aplicadas e calculadas utilizando−se os parâmetros elĂĄsticos do solo: E (mĂłdulo de elasticidade) e ν (coeficiente de Poisson). Estas hipĂłteses envolvem considerĂĄvel simplificação do comportamento real do solo, sendo as soluçþes obtidas apenas aproximadas, devido Ă s seguintes razĂľes: ĂĄ A admissĂŁo de uma relação linear entre tensĂľes e deformaçþes ĂŠ razoavelmente consistente apenas no regime de pequenas deformaçþes, quando a magnitude final das tensĂľes induzidas ĂŠ bastante inferior em relação Ă magnitude das tensĂľes de ruptura; ĂĄ

A hipótese de meio isotrópico e homogêneo significa assumir valores constantes para os parâmetros elåsticos do solo quando se sabe, por exemplo, que o módulo de elasticidade tende a variar tanto em profundidade como lateralmente. A aplicação do modelo elåstico fica então, implicitamente, vinculada à adoção de constantes elåsticas do solo compatíveis com as condiçþes de tensþes e deformaçþes existentes " in situ" ;

58

ĂĄ

A consideração do solo como um semi − espaço infinito e homogĂŞneo, requer que o terreno seja homogĂŞneo em amplas ĂĄreas e atĂŠ uma grande profundidade, função das dimensĂľes da ĂĄrea do carregamento.

Apesar destas limitaçþes, a simplicidade das soluçþes obtidas justifica o amplo emprego desta teoria. Em anĂĄlises mais avançadas, o mĂŠtodo dos elementos finitos, incorporando modelos de comportamento tensĂŁo − deformação mais realistas para os solos, tem sido freqĂźentemente utilizado para a avaliação de tensĂľes e deformaçþes induzidas em uma massa de solo. Ă‹[ĂŒ3Ă?4ĂŒ â ĂŒ ã€Ó Ă’ Ă˜/Ă? Ă“*ä9ĂĽ Ă“*ĂŚ ç Ă•;Ă– Ă—"Ă˜/Ă— Ă™ Ă’ Ăš Ă— Ă’:Ă™0Ă• Ă’:Ă’ Ă• Ă Ă• Ă’1ĂŒ

As tensĂľes induzidas em uma massa de solo, decorrente de carregamentos superficiais, dependem fundamentalmente da posição do ponto considerado no interior do terreno em relação Ă ĂĄrea de carregamento. A lei de variação das tensĂľes, lateralmente e com a profundidade, constitui a denominada distribuição de tensĂľes nos solos. A magnitude das tensĂľes aplicadas tende a diminuir tanto com a profundidade como lateralmente, Ă medida que aumenta a distância horizontal do ponto Ă zona de carregamento (fig. 8.5). Pode−se dizer que embora as perturbaçþes no estado de tensĂŁo inicial de um maciço de solo, provocadas por um determinado carregamento, se propaguem indefinidamente, a intensidade destas perturbaçþes (ou os valores dos acrĂŠscimos de tensĂŁo induzidos na massa de solo) diminuem bastante em profundidade e com o afastamento lateral, de modo que a influĂŞncia, do ponto de vista prĂĄtico, destas cargas, ĂŠ limitada a uma determinada regiĂŁo. Unindo−se os pontos da massa de solo solicitados por tensĂľes iguais, obtĂŠm−se curvas de distribuição de tensĂľes denominadas isĂłbaras. Ao conjunto dessas isĂłbaras denomina−se de bulbo de tensĂľes. Em termos prĂĄticos, o conceito de bulbo de tensĂľes ĂŠ aplicado para a massa de solo delimitada pela isĂłbara correspondente a 10% de carga aplicada Ă superfĂ­cie do terreno (0,1q), fig. 8.5. A fig. 8.5 apresenta a distribuição de tensĂľes verticais e os bulbos de tensĂľes verticais obtidos para o caso de uma carga uniformemente distribuĂ­da, aplicada sobre uma ĂĄrea quadrada.

Figura 8.5 − Exemplo de distribuição de acrĂŠscimos de tensĂŁo vertical devido a um carregamento na superfĂ­cie do terreno e bulbo de tensĂľes.

59

A distribuição de tensões nos solos pode ser estimada de forma muito aproximada, admitindo−se que as tensões se propagam uniformemente através da massa de solo segundo um dado ângulo de espraiamento (por exemplo, 30° ou 45°) ou uma dada declividade (por exemplo, método 2:1). Essa aproximação empírica baseia−se na suposição de que a área sobre a qual a carga atua aumenta de uma forma sistemática com a profundidade, assim as tensões (σ=Q/A) decrescem com a profundidade, como mostra a fig. 8.6. a) Espraiamento segundo um angulo φo

Q

φo

Z

a

σo = Q bo x lo

b) Método 2:1

lo

z bo

bo Q

bo

2

σ1 = Q bz x lz a

lo + z 1 bo + z

b z = b o + 2.z. tan(φ o ) a ⇒ = z· tan φo = a tan φo l z = l o + 2.z. tan(φ o ) z Figura 8.6 − Distribuição de tensão vertical com a profundidade, segundo um ângulo de espraiamento (a) ou método 2:1 (b). Para o caso da fig. 8.6, de uma sapata retangular, as tensões induzidas na superfície do terreno são dadas por: σo =

Q bo . l o

(8.8)

Na profundidade (z), a área da sapata aumenta de z/2 (para o método 2:1) ou z.tan φo (espraiamento), para cada lado. Assim, a tensão nesta profundidade será estimada pela eq. 8.9: Q σz = bz .l z (8.9) O ângulo de espraiamento (φo) é função do tipo de solo, com valores típicos de: è solos muito moles: φo < 40° è areias puras: φo ≅ 40° a 45° è argilas rijas e duras: φo ≅ 70° è rochas: : φo > 70° É importante salientar que a aproximação simplificada pressupõe que a distribuição da pressão em cada plano horizontal seja uniforme, sendo que na realidade a distribuição real tem uma forma de sino, havendo maior concentração de pressão na região próxima ao eixo da carga, como mostra a fig. 8.7, onde um determinado carregamento foi dividido em uma série de intervalos, para cada intervalo sendo aplicado o método simplificado da distribuição de

60

tensþes (vide tambÊm na fig. 8.5 os resultados obtidos a partir da aplicação da teoria da elasticidade).

z

Figura 8.7 − Distribuição de tensĂľes em um solo obtida a partir do uso da solução simplificada discretizando−se a superfĂ­cie carregada em diversos elementos. Ă‹[ĂŒ3Ă?4ĂŒ ĂŠ&ĂŒ ĂŞ"Ă•9Ă *ĂĽ ĂŚ Ăš Ă—#Ă’"Ă? Ă– Ă› Ă“ Ă™0Ă– Ă? Ă’"Ă– Ă?+Ă˜ Ă— Ă• Ă? Ă“ Ă?+Ă– Ă? Ă— Ă Ă? Ă’ Ă˜ Ă“ Ă? Ă“ Ă– Ă? Ă– Ă—1ĂŒ

As tensĂľes dentro de uma massa de solo podem tambĂŠm ser estimadas empregando as soluçþes obtidas a partir da teoria da elasticidade. Apesar das hipĂłteses adotadas nestas formulaçþes, seu emprego aos casos prĂĄticos ĂŠ bastante freqĂźente, dada a sua simplicidade, quando comparadas a outros tipos de anĂĄlises mais elaboradas, como o emprego de tĂŠcnicas de discretização do contĂ­nuo. Por outro lado, pode−se dizer tambĂŠm que estas soluçþes apresentam resultados bem mais prĂłximos do real do que aqueles obtidos com o uso da solução simplificada, apresentada no item anterior. Existem formulaçþes para uma grande variedade de tipos de carregamento. SerĂŁo apresentados aqui, apenas os casos mais freqĂźentes, sem nos preocuparmos com o desenvolvimento matemĂĄtico das equaçþes resultantes. Ă‹[ĂŒ3Ă?4ĂŒ ĂŠ&ĂŒ â ĂŒ ĂŞ"Ă• Ă ĂĽ ĂŚ ç Ă• Ă– Ă—"ĂŤYĂ• ĂĽ Ă’ Ă’ Ă“ Ă™ Ă— Ă’ ĂŹĂ­ĂŒ

Boussinesq (1885) desenvolveu as equaçþes para cĂĄlculo dos acrĂŠscimos de tensĂľes efetivas verticais, radiais e tangenciais, causadas pela aplicação de uma carga pontual agindo perpendicularmente na superfĂ­cie de um terreno (fig. 8.8). Para obtenção da solução, assumiu as seguintes hipĂłteses: maciço homogĂŞneo, isotrĂłpico, semi − infinito e de comportamento linearmente elĂĄstico (validade da lei Hooke), a variação de volume do solo sob aplicação da carga ĂŠ negligenciada, dentre outras. A eq. 8.10 apresenta a solução de Boussinesq, para o cĂĄlculo do acrĂŠscimo da tensĂŁo vertical efetiva em qualquer ponto do maciço, obtida por meio de integração das equaçþes diferenciais da teoria da elasticidade.

Onde: Q = carga pontual Z = profundidade que vai da superfĂ­cie do terreno (pto de aplicação da carga) atĂŠ a cota onde deseja−se calcular Ďƒz r = distância horizontal do ponto de aplicação da carga atĂŠ onde atua Ďƒz

   3  Q  2â‹…Ď€  Q  Ďƒz = 2 â‹…  5 = 2 â‹… Nb z  2 2 z 1+r     z     

(8.10)

Figura 8.8 − Carga concentrada aplicada a superfĂ­cie do terreno − Solução de Boussinesq.

61

A estimativa dos acrĂŠscimos de tensĂľes verticais ĂŠ muito mais freqĂźente, em termos prĂĄticos, que de tensĂľes tangenciais, radiais e de cisalhamento, de modo que esta ĂŠ geralmente realizada por intermĂŠdio de um fator de influĂŞncia (Nb), apresentado na eq. 8.10, utilizando− se de fĂłrmulas e ĂĄbacos especĂ­ficos para cada tipo de carregamento. Os valores de Nb dependem apenas da geometria do problema, sendo dado em função de r/z, no ĂĄbaco da fig. 8.9. Observar que Ďƒz ĂŠ independente do material, os parâmetros elĂĄsticos nĂŁo entram na equação. A solução de Boussinesq, apresentada acima, nĂŁo conduz a resultados satisfatĂłrios quando tratamos com alguns solos sedimentares, onde o processo de deposição em camadas conduz a obtenção de um material de natureza anisotrĂłpica. A anĂĄlise da influĂŞncia da anisotropia do solo nos valore obtidos por Boussinesq foi realizada por por Westergaard, simulando uma condição extrema de anisotropia para uma massa de solo impedida de se deformar lateralmente. As tensĂľes sĂŁo inferiores Ă s da solução proposta por Boussinesq que ĂŠ, por sua vez, o procedimento mais intensamente utilizado nas aplicaçþes prĂĄticas. A fig. 8.9 tambĂŠm apresenta o fator de influĂŞncia (Nw) obtido por Westergaard.

Figura 8.9 − Fatores de influĂŞncia para tensĂľes verticais devido a uma carga concentrada (NB: Solução de Boussinesq e NW: Solução de Westergaard). Ă‹[ĂŒ3Ă?4ĂŒ ĂŠ&ĂŒ ĂŠ&ĂŒ ĂŽ@ĂŻ Ă˜/Ă— Ă™0Ă’#ç Ă•;Ă– Ă?+ĂŞ"Ă•9Ă *ĂĽ ĂŚ ç Ă•;Ă– Ă—"ĂŤYĂ• ĂĽ Ă’ Ă’ Ă“ Ă™ Ă— Ă’ ĂŹ4ĂŒ

As distribuiçþes de tensĂľes em uma massa de solo, induzidas por outros tipos de carregamentos mais freqĂźentes na prĂĄtica, puderam ser estabelecidas a partir da generalização da solução de Boussinesq, as quais serĂŁo apresentadas a seguir: ĂŽeĂ°Â Ăą@Ă? Ă?8Ăž Ă? Ă– Ă“ Ă’ Ă˜/Ă? Ă“*ä9ĂĽ ò*Ă– Ă?+Ă? Ă• Ă Ă• Ă™0Ăž Ă•;Ă– Ă—:ĂĽ Ă” Ă? Ă Ă“ Ă™ Ăł0Ă?jĂ´ Ă’ Ă• Ă ĂĽ ĂŚ ç Ă•;Ă– Ă—:ĂľÂˆĂ— Ă Ă? Ù¯ð

As tensĂľes induzidas no ponto (A), por uma carga uniformemente distribuĂ­da ao longo de uma linha (Y) na superfĂ­cie do semi− espaço foram obtidas por Melan (fig. 8.10) e estĂŁo apresentadas nas equaçþes 8.11 a 8.13. Ďƒz =

2q z3 . 2 π ( x + z 2 )2

(8.11)

62

Ďƒx =

Ď„ xy =

2q z. x 2 . 2 π (x + z 2 ) 2

(8.12)

2q x. z 2 . 2 π (x + z2 )2

(8.13) q/m

O’ dy O

X φ x

Y

A Z

Ďƒx

Z

Ďƒz

Figura 8.10 − Carga distribuĂ­da ao longo de uma linha (Melan). Ă? Ă• Ă? Ă? Ă“ Ă– Ă?xĂ°

ĂŤÂ…ðÜù@Ă? Ă? Ă? Ă— Ăž Ă? Ă” Ă— Ă™ Ă˜ Ă•SĂĽ Ă™0Ă“ á Ă•9Ă?8Ă”)Ă—;Ă’ Ă• ä9Ă?8Ă— ĂĽ Ă” Ă?øĂ&#x; Ă *Ă? Ă? Ă?Â?Ă? Ă— Ă˜/Ă? Ă™ Ăž ĂĽ Ă Ă? Ă? Ă– Ă—;Ă? Ă• Ă” Ă&#x; Ă? Ă“*Ă”)Ă— Ă™0Ă˜/Ă•SĂ“*Ă™ á Ă“ Ă™ Ă“*Ă˜/Ă•Úô Ă’ Ă? Ă&#x;0Ă? Ă˜ Ă?

Em se tratando de uma placa retangular em que uma das dimensþes Ê muito maior que a outra, como por exemplo, no caso das sapatas corridas, os esforços introduzidos na massa de solo podem ser calculados por meio da fórmula desenvolvida por Terzaghi & Carothers. A fig. 8.11 apresenta o esquema de carregamento e o ponto onde se estå calculando o acrÊscimo de tensþes. Observar que a placa tem largura 2b e estå carregada uniformemente com q. As tensþes num ponto A, situado a uma profundidade (z) e distante (x) do centro da placa são dadas pelas equaçþes 8.14 a 8.16, com ângulo ι dado em radianos.

Figura 8.11 − Placa retangular de comprimento infinito (sapata corrida). Ďƒz =

q .(Îą + sen Îą .cos 2β) Ď€

(8.14)

63

Ďƒx =

q ( Îą − sen Îą . cos 2β) Ď€

Ď„ xy =

q .sen Îą . cos 2β Ď€ (8.16) Ăą[Ă°Â Ăą@Ă? Ă?8Ă? Ă— Ăž Ă? Ă” Ă—#Ă™0Ă˜/Ă•;ĂĽ Ă™ Ă“*á#Ă• Ă? Ă” Ă— Ă” Ă— Ă™ Ă˜ Ă—:Ă– Ă“ Ă’ Ă˜ Ă? Ă“ ä ĂĽ ò Ă– Ă•;Ă’ Ă•9ä Ă? Ă—"Ă&#x; Ă *Ă? Ă? Ă? Ă? Ă— Ă˜/Ă? Ă™ Ăž ĂĽ Ă Ă? Ă?

(8.15)

Newmark (1935), integrou a equação de Melan (8.11) e obteve a equação para cĂĄlculo da tensĂŁo vertical (Ďƒz) induzida no canto de uma ĂĄrea retangular uniformemente carregada. Para o caso de uma ĂĄrea retangular de lados (x) e (y), uniformemente carregada (fig. 8.12), as tensĂľes verticais em um ponto situado numa profundidade (z), na mesma vertical do vĂŠrtice (o) ĂŠ dada pela eq. 8.17.

q /ĂĄrea

y

x

z A

Ďƒz Figura 8.12 − Placa retangular uniformemente carregada. 1  2 m.n (m 2 + n 2 + 1) 1 2 m 2 + n 2 + 2 2m.n(m 2 + n 2 + 1) 2   2  + arc tag 2 . 2 2 2 2 2 m + n 2 − m 2 .n 2 + 1   m + n + m .n + 1 m + n + 1 

q Ďƒz = 4Ď€

(8.17)

onde: q = carga por unidade de ĂĄrea, ou seja, Ďƒo m = x /z n = y /z x, y = largura e comprimento da ĂĄrea uniformemente carregada. Os parâmetros m e n sĂŁo intercambiĂĄveis. Pode−se observar que a eq. 8.17, depende apenas da geometria da ĂĄrea carregada (m e n), assim, felizmente a eq. 8.17 pode ser reescrita em função de um fator de influĂŞncia: Ăş

zĂť

qĂź IĂ˝

(8.18)

onde: IĎƒ = fator de influĂŞncia, o qual depende de m e n. Os valores de IĎƒ, para vĂĄrios valores de m e n, podem ser determinados em um grĂĄfico, apresentado na fig. 8.13 ou usando a Tabela 8.1. Assim, para calcular Ďƒz, em um ponto, sob um vĂŠrtice de uma ĂĄrea uniformemente carregada, basta determinar x e y e os valores de m e n, e obter IĎƒ, usando o grĂĄfico ou a tabela. É importante salientar que todas as deduçþes estĂŁo referenciadas a um sistema de coordenadas, no qual o vĂŠrtice, ou seja, o canto da ĂĄrea carregada, coincide com a origem dos eixos. Para calcular o acrĂŠscimo de tensĂľes em pontos que nĂŁo coincidem com o canto da ĂĄrea

64

carregada, deve−se usar o princípio da superposição dos efeitos, acrescentando e subtraindo áreas, de tal forma que o efeito final corresponda à área efetivamente carregada. O cálculo do acréscimo de tensões verticais num ponto (P), situado a uma profundidade (z) sob o centro da área retangular ABCD (fig. 8.14a), deve ser feito mediante aplicação da eq. 8.18, onde Iσ corresponde à influência de quatro áreas retangulares iguais AMPN, ou seja, Iσ = 4I(AMPN).

Figura 8.13 − Fatores de influência para a placa retangular uniformemente carregada. Suponhamos agora, que desejamos encontrar as tensões verticais no ponto (A), a uma profundidade z, produzida pela área II carregada (fig. 8.14b) . Para essa condição teremos que fazer algumas construções auxiliares a fim de satisfazer as condições iniciais (acrescentar e subtrais áreas). Para esse casso, o fator de influência (Iσ ) será: Iσa = I(I+II+III+IV) − I(I+III) −I(III+IV) + I(IIII).

65 A

M

B

P

N

D

A

I

III

II

IV

C

(a) (b) Figura 8.14 − Esquema para cĂĄlculo das tensĂľes em qualquer ponto − Placa retangular uniformemente carregada. Tabela 8.1 − Fatores de influĂŞncia para uma placa retangular m=x/z ou n=y/z

0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,2 1,5 2,0 2,5 3,0 5,0 10,0

m = y/z

ou n =x/z

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

1,0

1,2

1,5

2,0

2,5

3,0

5,0

10,0

0,005

0,009

0,013

0,017

0,020

0,022

0,024

0,026

0,027

0,028

0,029

0,030

0,031

0,031

0,032

0,032

0,032

0,009

0,018

0,026

0,033

0,039

0,043

0,047

0,050

0,053

0,055

0,057

0,059

0,061

0,062

0,062

0,062

0,062

0,013

0,026

0,037

0,047

0,056

0,063

0,069

0,073

0,077

0,079

0,083

0,086

0,089

0,090

0,090

0,090

0,090

0,017

0,033

0,047

0,060

0,071

0,080

0,087

0,093

0,098

0,101

0,106

0,110

0,113

0,115

0,115

0,115

0,115

0,020

0,039

0,056

0,071

0,084

0,095

0,103

0,110

0,116

0,120

0,126

0,131

0,135

0,137

0,137

0,137

0,137

0,022

0,043

0,063

0,080

0,095

0,107

0,117

0,125

0,131

0,136

0,143

0,149

0,153

0,155

0,156

0,156

0,156

0,024

0,047

0,069

0,087

0,103

0,117

0,128

0,137

0,144

0,149

0,157

0,164

0,169

0,170

0,171

0,172

0,172

0,026

0,050

0,073

0,093

0,110

0,125

0,137

0,146

0,154

0,160

0,168

0,176

0,181

0,183

0,184

0,185

0,185

0,027

0,053

0,077

0,098

0,116

0,131

0,144

0,154

0,162

0,168

0,178

0,186

0,192

0,194

0,195

0,196

0,196

0,028

0,055

0,079

0,101

0,120

0,136

0,149

0,160

0,168

0,175

0,185

0,193

0,200

0,202

0,203

0,204

0,205

0,029

0,057

0,083

0,106

0126

0,143

0,157

0,168

0,178

0,185

0,196

0,205

0,212

0,215

0,216

0,217

0,218

0,030

0,059

0,086

0,110

0,131

0,149

0,164

0,176

0,186

0,193

0,205

0,215

0,223

0,226

0,228

0,229

0,230

0,031

0,061

0,089

0,113

0,135

0,153

0,169

0,181

0,192

0,200

0,212

0,223

0,232

0,236

0,238

0,239

0,240

0,031

0,062

0,090

0,115

0,137

0,155

0,170

0,183

0,194

0,202

0,215

0,226

0,236

0,240

0,242

0,244

0,244

0,032

0,062

0,090

0,115

0,137

0,156

0,171

0,184

0,195

0,203

0,216

0,228

0,238

0,242

0,244

0,246

0,247

0,032

0,062

0,090

0,115

0,137

0,156

0,172

0,185

0,196

0,204

0,217

0,229

0,239

0,244

0,246

0,249

0,249

0,032

0,062

0,090

0,115

0,137

0,156

0,172

0,185

0,196

0,205

0,218

0,230

0,240

0,244

0,247

0,249

0,250

ãÞð ù@Ă? Ă? Ă? Ă— Ăž Ă? Ă” Ă— Ă™ Ă˜ Ă•;ĂĽ Ă™ Ă“ á Ă• Ă? Ă” Ă—:Ă’ Ă• ä Ă? Ă—"ĂĽ Ă”)Ă? Ă&#x; Ă Ă? Ă? Ă? Ă? Ă“ Ă? Ă? ĂĽ Ă *Ă? Ă?

O cĂĄlculo das tensĂľes induzidas por uma placa circular de raio r, uniformemente carregada, foi resolvido por Love, a partir da integração da equação Boussinesq, para toda ĂĄrea circular. Para pontos situados a uma profundidade z, abaixo do centro da placa de raio r, as tensĂľes induzidas podem ser estimadas pela eq. 8.19:   1 Ďƒ Z = qo . 1 −  2   1 + (r / z)

  

3/ 2

  

(8.19)

Essa expressĂŁo, na prĂĄtica, pode ser simplificada pela introdução de um fator de influĂŞncia (IĎƒ), podendo ser reescrita na forma: Ďƒ z = qo . Ι

Ďƒ

(8.20)

O fator de influência Ê obtido em função da relação z/r e x/r, dada pelo gråfico da fig. 8.15, onde: z = profundidade; r = raio da placa carregada; x = distância horizontal que vai do centro da placa ao ponto onde se deseja calcular o acrÊscimo de tensþes; qo = pressão de contato. Observar que neste gråfico os fatores de influência são expressos em porcentagem.

66

Para obtenção dos valores de Iσ, para pontos quaisquer do terreno, também pode−se utilizar a tabela 8.2. Vale acrescentar que quando tem−se x/r = 0, tem−se o acréscimo de tensões induzida na vertical que passa pelo centro da placa circular carregada.

Figura 8.15 − Fatores de influência, expresso em %, para a placa circular uniformemente carregada. Tabela 8.2 − Fatores de influência para uma placa circular de raio r, carregada x/r z/r 0,25 0,50 0,75 1,00 1,25 1,50 1,75 2,00 2,5 3,0 4,0 5,0 7,0 10,00

0

0,25

0,50

1,0

1,5

2,0

2,5

3,0

3,5

4,0

0,986

0,983

0,964

0,460

0,015

0,002

0,000

0,000

0,000

0,000

0,911

0,895

0,840

0,418

0,060

0,010

0,003

0,000

0,000

0,000

0,784 0,646

0,762 0,625

0,691 0,560

0,374 0,335

0,105 0,125

0,025 0,043

0,010 0,016

0,002 0,007

0,000 0,003

0,000 0,000

0,524

0,508

0,455

0,295

0,135

0,057

0,023

0,010

0,005

0,001

0,424

0,413

0,374

0,256

0,137

0,064

0,029

0,013

0,007

0,002

0,346

0,336

0,309

0,223

0,135

0,071

0,037

0,018

0,009

0,004

0,284

0,277

0,258

0,194

0,127

0,073

0,041

0,022

0,012

0,006

0,200

0,196

0,186

0,150

0,109

0,073

0,044

0,028

0,017

0,011

0,146

0,143

0,137

0,117

0,091

0,066

0,045

0,031

0,022

0,015

0,087

0,086

0,083

0,076

0,061

0,052

0,041

0,031

0,024

0,018

0,057

0,057

0,056

0,052

0,045

0,039

0,033

0,027

0,022

0,018

0,030

0,030

0,029

0,028

0,026

0,024

0,021

0,019

0,016

0,015

0,015

0,015

0,014

0,014

0,013

0,013

0,013

0,012

0,012

0,011

67

ĂŽ[Ă°Â Ăą@Ă? Ă?8Ă? Ă— Ăž Ă? Ă” Ă—#Ă™0Ă˜/Ă•;Ă˜ Ă? Ă“ Ă? Ă™ Ăž ĂĽ Ă Ă? Ă?@Ă– Ă—"Ă? Ă• Ă” Ă&#x; Ă? Ă“*Ă”)Ă— Ă™0Ă˜/Ă•;Ă“ Ă™ á Ă“ Ă™0Ă“ Ă˜ Ă•

A fig. 8.16 mostra uma distribuição linear de carga vertical aplicada sobre uma placa retangular de comprimento infinito e largura 2b, com a carga variando de 0 a um valor q, ao longo da largura. A tensĂŁo vertical induzida num dado ponto de coordenadas (x, z) ĂŠ dada pela eq. 8.21: Ďƒz =

qo  x  .  . Îą − sen 2δ  2Ď€  b 

(8.21)

Figura 8.16 − Carregamento triangular de comprimento infinito. A solução do problema da distribuição de tensĂľes em uma massa de solo, devido a um carregamento triangular de comprimento infinito, constitui um procedimento bĂĄsico para avaliação das tensĂľes induzidas em uma massa de solo por cargas provenientes da execução de um aterro. Com efeito, aplicando−se o principio da superposição, as cargas do aterro (fig. 8.17a) podem ser expressas pela diferença dos carregamentos indicados nas figs. 8.17b e 8.17c.

(a)

(b)

(c)

Figura 8.17 − Carregamento em forma de um trapĂŠzio retangular de comprimento infinito.

68

Ăż Ă°Â Ăą@Ă? Ă? Ă?8Ă—#Ăž Ă? Ă”)Ă— Ă™0Ă˜/Ă•;Ă— Ă”

á Ă• Ă? Ă” Ă?+Ă– Ă—"Ă˜/Ă?8Ă? Ă&#x;0Ă‘ Ă“*Ă• Ă? Ă— Ă˜ Ă? Ă™0Ăž ĂĽ Ă *Ă? Ă?@Ă– Ă—"Ă? Ă• Ă” Ă&#x; Ă? Ă“ Ă” Ă— Ă™ Ă˜ Ă•;Ă“ Ă™ á Ă“ Ă™0Ă“ Ă˜/Ă•

As tensĂľes induzidas em uma profundidade z, devido a um acrĂŠscimo de carga causado por uma ĂĄrea carregada em forma de trapĂŠzio retangular pode ser facilmente calculada usando a eq. 8.22, onde o fator de influĂŞncia (IĎƒ), ĂŠ dado pelo ĂĄbaco apresentado na fig. 8.18. Este tipo de carregamento encontra−se grande aplicação na avaliação de tensĂľes produzidas por aterros e barragens. Os fatores de influĂŞncia sĂŁo em função das dimensĂľes a e b, como apresentado nesta figura e o ponto considerado na extremidade direita da ĂĄrea de largura “bâ€?. Ďƒ z = qo . Ι

Ďƒ

(8.22)

Figura 8.18 − Fatores de influĂŞncia para carregamento em forma de um trapĂŠzio retangular de comprimento infinito (aterro extenso).

69

Pode−se observar na fig. 8.18, que para b/z = 0, recai−se no caso de carregamento triangular. Analogamente, atravĂŠs da aplicação do principio da superposição, computa −se a soma ou a diferença dos efeitos das partes do aterro, conforme indicado para o ponto P da fig. 8.19.

P

+

=

Ďƒz (esq.)

Ďƒz

Ďƒz (dir)

Figura 8.19 − Esquema para cĂĄlculo das tensĂľes induzidas no ponto, para um aterro.

Ă°Â Ăą@Ă? Ă? Ă?8Ă—#Ăž Ă? Ă”)Ă— Ă™0Ă˜/Ă•;ĂĽ Ă™ Ă“ á Ă• Ă? Ă” Ă—"Ă– Ă—:á Ă• Ă? Ă” Ă?+ĂŹ ĂĽ Ă? Ă *ĂŹ ĂĽ Ă— Ă? ô Ă’ Ă• Ă ĂĽ ĂŚ ç Ă• Ă– Ă— €× Ă” Ă? Ă? xĂ° Newmark (1942), baseado na equação de Love, que fornece o acrĂŠscimo de tensĂľes ocasionadas por uma placa circular uniformemente carregada, desenvolveu um mĂŠtodo grĂĄfico que permite obter as tensĂľes induzidas devido uma ĂĄrea de forma irregular sob condição de carregamento uniforme, atuando na superfĂ­cie do terreno. A construção do ĂĄbaco de Newmark ĂŠ baseada na fĂłrmula de Love, adotando−se os seguintes procedimentos: 1) Tomando−se a fĂłrmula de Love sob a forma : R  Ďƒ = 1 − z z q 

  

−2

3

−1 (8.23)

atribuem−se valores Ă relação Ďƒz/q e calcula−se o raio R da placa necessĂĄria para produzir o acrĂŠscimo de carga Ďƒz/q arbitrado a uma profundidade z (cujo valor ĂŠ fixado pela escala a partir da qual o grĂĄfico foi construĂ­do) sob o centro da placa carregada com uma carga unitĂĄria; b) Exemplificando: Ďƒz/q = 0,8 ⇒ R/z = 1,387 ⇒ (R) Ďƒz = 0,8 = 1,387 x AB, sendo AB o seguimento de referĂŞncia (escala) adotado (fig. 8.20). Assim, a uma profundidade z = AB, o acrĂŠscimo de carga seria Ďƒz/q = 0,8 se a ĂĄrea carregada fosse circular de raio R = 1,387 x AB. c) Para outros valores de Ďƒz/q, obtĂŠm−se um conjunto de cĂ­rculos concĂŞntricos, tais que os anĂŠis circulares gerados representam parcelas dos acrĂŠscimos de tensĂľes verticais. Por exemplo, o acrĂŠscimo de tensĂŁo vertical devido ao espaço anelar compreendido entre os cĂ­rculos de (R) Ďƒz = 0,8 e (R) Ďƒz = 0,7 seria dado por Ďƒz = 0,8 − 0,7 = 0,1; d) Cada espaço anelar ĂŠ entĂŁo dividida em um certo nĂşmero de partes iguais (geralmente 20 setores), cada parte representando uma parcela de contribuição ao valor final do acrĂŠscimo de tensĂŁo no solo devido a toda a ĂĄrea carregada. No exemplo, Ďƒz/q devido a cada setor seria dada por:

Ďƒz =

0,1 = 0,005 20

ou

Ι = 0,005 (8.24)

sendo este valor a chamada unidade de influĂŞncia do ĂĄbaco de Newmark.

70

Figura 8.20 − Ábaco de Newmark. Para a utilização do ábaco de Newmark, procede−se da seguinte forma: á á á á

A área carregada é desenhada em papel transparente e numa escala tal que o segmento AB do gráfico (Fig. 8.20) seja igual à profundidade z de interesse; Coloca−se o desenho em planta sobre o gráfico, de tal modo que a projeção do ponto estudado (seja interno ou externo à área carregada) coincide com o centro do ábaco; Conta−se o número de setores (unidades de influência) englobados pelo contorno da área, estimando−se as frações correspondentes aos setores parcialmente envolvidos A tensão vertical induzida no ponto considerado será dada por: σz = q . N . Ι

(8.25)

onde: I = unidade de influência N = número de fatores de influência

71

Ă‹[ĂŒ3Ă?4ĂŒ 4ĂŒ _Ă?8Ă—#Ă’ Ă’ Ăš Ă— Ă’:Ă– Ă—"Ă? Ă• Ă™ Ă˜ Ă? Ă˜ Ă•

Uma força ou pressĂŁo, aplicada na superfĂ­cie ou no interior do solo (semi−espaço elĂĄstico), distribui−se nos vĂĄrios pontos desse solo. Na prĂĄtica, para aplicar essa força ou pressĂŁo, ĂŠ necessĂĄrio um elemento qualquer que transmita a carga ao terreno (placa, sapata ou estaca). No entanto a rigidez de cada um desses elementos intervĂŠm redistribuindo a carga na superfĂ­cie de contato desse elemento com o solo. Em fundaçþes, temos elementos de transferĂŞncia de cargas ditos placas rĂ­gidas e flexĂ­veis, cada uma com um tipo de distribuição de cargas e recalques especĂ­fico (fig. 8.21).

Figura 8.21 − Distribuição de pressĂľes de contato placa − solo. Para o caso de uma placa flexĂ­vel a pressĂŁo de contato ĂŠ uniforme e igual a pressĂŁo aplicada. Para um solo coesivo observa−se um recalque no centro da placa maior que nos bordos. No entanto, para solo nĂŁo coesivo observa−se um recalque dos bordos maior que o recalque do centro (o confinamento provoca aumento do mĂłdulo de elasticidade do solo nĂŁo coesivo, conferindo−lhe maior rigidez). Para o caso de placa rĂ­gida, tem−se recalques uniformes em toda sua largura. Em solos coesivos, a pressĂŁo de contato nĂŁo ĂŠ uniforme, concentrando−se mais nos bordos que no centro (formato de "sela") para compatibilizar a condição de recalque uniforme. Em solos nĂŁo coesivos, a pressĂŁo de contato ĂŠ maior no centro para vencer o aumento da rigidez provocada pelo confinamento. Como visto acima, a rigidez das placas influi na distribuição de pressĂľes em todo o solo. Segundo Vargas (1977), sĂł poderemos aplicar a equação de Boussinesq e as outras derivadas a partir dessa, se tivermos tratando de placa flexĂ­vel (pressĂŁo de contato uniforme), para que a rigidez da estrutura nĂŁo possa influir na distribuição das pressĂľes de contato. Felizmente, para a engenharia, isso ocorre na grande maioria dos casos. Pode−se dizer ainda que a influĂŞncia da forma da distribuição das pressĂľes de contato ĂŠ maior para profundidades relativas menores (menores valores de z/r), perdendo intensidade Ă medida em que a profundidade aumenta.

72

Ă‹[ĂŒ3Ă?4ĂŒ &ĂŒ ĂŽ5Ă Ăž ĂĽ Ă” Ă? Ă’"Ă? Ă• Ă™ Ă’ Ă“ Ă– Ă— Ă? Ă? ĂŚ Ăš Ă— Ă’:Ă’ Ă• ä Ă? Ă—:Ă?8Ă—#Ă?8Ă? Ă ĂŹ ĂĽ Ă— Ă’:Ă“*Ă”)Ă— Ă– Ă“ Ă? Ă˜ Ă•9Ă’"Ă• ĂĽ Ă—#Ă Ă’ Ă˜ Ă“ Ă? Ă• Ă’

A aplicação de cargas sobre um massa de solo resulta em uma variação do seu volume, a qual poderĂĄ ocorrer devido Ă compressibilidade da fase fluida (ar) ou por drenagem da ĂĄgua intersticial. Ao deslocamento vertical resultante desta compressĂŁo do solo dĂĄâˆ’se o nome de recalque. A drenagem da ĂĄgua intersticial estĂĄ intimamente associada Ă permeabilidade do solo; assim, se uma camada de argila saturada for carregada local e rapidamente, a baixa permeabilidade do solo retarda o processo da expulsĂŁo da ĂĄgua intersticial e, nestas condiçþes nĂŁo−drenadas, a deformação do solo devido Ă s cargas aplicadas ocorre a volume constante, correspondendo a uma distorção elĂĄstica do meio. Os recalques associados a esta distorção sĂŁo designados recalques imediatos ou elĂĄsticos. O recalque imediato (Ď i) sob uma ĂĄrea transmitindo uma carga uniforme (q) Ă superfĂ­cie de um semi − espaço infinito, homogĂŞneo, isotrĂłpico e elĂĄstico linear, serĂĄ dado por: Ď i = q . B.

1 − ν2 .Ιs E

(8.26)

onde (E, ν) sĂŁo os parâmetros elĂĄsticos do solo; B: a menor dimensĂŁo da ĂĄrea carregada e Is: o fator de influĂŞncia, função da geometria e rigidez da ĂĄrea carregada e da posição do ponto considerado em relação Ă mesma (valores dados na tabela 8.3). Tabela 8.3 − Fatores de influĂŞncia (Is) Forma da ĂĄrea carregada Circular Quadrada Retangular L/B: 1,5 2,0 3,0 5,0 10,0 100,0

FlexĂ­vel Centro

1,00 1,12 1,36 1,53 1,78 2,10 2,54 4,01

VĂŠrtice

0,56 0,68 0,77 0,88 1,05 1,27 2,00

Meio lado do maior Meio do lado menor

0,64 (borda) 0,76 0,89 0,98 1,11 1,27 1,49 2,20

0,76 0,97 1,12 1,35 1,68 2,12 3,60

Valor mĂŠdio

0,85 0,95 1,15 1,30 1,52 1,83 2,25 3,69

RĂ­gida Ď i = cte

0,79 0,82 1,06 1,20 1,41 1,70 2,10 3,40

De acordo com a eq. 8.26, o recalque imediato ĂŠ diretamente proporcional Ă carga aplicada e Ă largura da ĂĄrea carregada. No caso de depĂłsitos homogĂŞneos de argila saturada de grande extensĂŁo, a hipĂłtese de E assumir um valor constante ĂŠ consistente e esta o uso da eq. 8.26 ĂŠ melhor justificado. No caso de areias, entretanto, o valor de E depende da pressĂŁo de confinamento variando, portanto com a profundidade e ao longo das dimensĂľes da ĂĄrea carregada. Devido a esta variação de E, a relação 8.26 nĂŁo se aplica a solos arenosos. Pode−se dizer tambĂŠm que mesmo para os casos em que E ĂŠ aproximadamente constante coma profundidade e o material ĂŠ relativamente homogĂŞneo, a estimativa correta deste parâmetro constitui uma ĂĄrdua tarefa, devido ao comportamento altamente nĂŁo linear do solo.

73

9. COMPACTAÇÃO.

4Ì â Ì Ù0Ø/Ð8Õ9Ö å æ8ç Õ Entende−se por compactação o processo manual ou mecânico que visa reduzir o volume de vazios do solo, melhorando as suas características de resistência, deformabilidade e permeabilidade. Muitas vezes, na prática da engenharia geotécnica, o solo de um determinado local não apresenta as condições requeridas pela obra. Ele pode pouco resistente, muito compressível ou apresentar características que deixam a desejar de um ponto de vista econômico. Pareceria razoável em tais circunstâncias, simplesmente relocar obra. Deve−se notar contudo, que considerações outras que não geotécnicas freqüentemente impõem a localização da estrutura e o engenheiro é forçado a realizar o projeto com o solo que ele tem em mãos. Para resolver este problema, uma possibilidade é adaptar a fundação da obra às condições geotécnicas do local. Uma outra possibilidade é tentar melhorar as propriedades de engenharia do solo local. Dependendo das circunstâncias, a segunda opção pode ser o melhor caminho a ser seguido. Neste capítulo será apresentado um método de estabilização e melhoria do solo por vias mecânicas, denominado de compactação. Deve−se ressaltar que existem diversos outros métodos de estabilização dos solos, sendo alguns destes realizados pela mistura ou injeção de substâncias químicas (misturas solo−cimento, "jet−ground", misturas solo−cal), ou pela incorporação no solo de elementos estruturais, os quais têm por função conferir ao mesmo as características necessárias para a execução da obra, as quais o solo não possui ou deixa a desejar. Ex: solo reforçado, solo envelopado, terra armada, etc. Os fundamentos da compactação de solos são relativamente novos e foram desenvolvidos por Ralph Proctor, que, na década de 20, postulou ser a compactação uma função de quatro variáveis: a) Peso específico seco, b) Umidade, c) Energia de compactação e 4) Tipo de solo (solos grossos, solos finos, etc.). A compactação dos solos tem uma grande importância para as obras geotécnicas, já que através do processo de compactação consegue− se promover no solo um aumento de sua resistência estável e uma diminuição da sua compressibilidade e permeabilidade.

[Ì é&Ì 5× Ô)ß0Ð × Þ Õ;Ö Ý+Ï8Õ9Ô ß0Ý Ï Ø Ý æ ç Õ

Em diversas obras, dentre elas os aterros rodoviários e as barragens de terra, o solo é o próprio material resistente ou de construção. Em vista disto, alguns métodos de estabilização ou de melhoria das características de resistência, deformabilidade e permeabilidade dos solos foram desenvolvidos, e a compactação é um desses métodos. O objetivo principal da compactação é obter um solo, de tal maneira estruturado, que possua e mantenha um comportamento mecânico adequado ao longo de toda a vida útil da obra.

[Ì 4Ì ã>Ó*÷#× Ð × Ù0æ Ý Ò"× Ù Ø Ð ×"ñ@Õ9Ô ß0Ý Ï Ø Ý æ ç Õ;×"Î5Ö ×#Ù0Ò Ý Ô × Ù Ø Õ

Pelo processo de compactação, a diminuição dos vazios do solo se dá por expulsão do ar contido em seus vazios, de forma diferente do processo de adensamento, onde ocorre a expulsão de água dos interstícios do solo (capítulo de compressibilidade, volume II). Além do mais, as cargas aplicadas quando compactamos o solo são geralmente de natureza dinâmica e o efeito conseguido é imediato, enquanto que o processo de adensamento é diferido no tempo (pode levar muitos anos para ocorra por completo, a depender do tipo de solo) e as cargas são normalmente estáticas.

74

[ĂŒ &ĂŒ ĂŽ@Ă™ Ă’ Ă? Ă“ Ă• Ă– Ă—"Ăą@Ă• Ă” Ă&#x; Ă? Ă? Ă˜/Ă? ĂŚ ç Ă• Em 1933, o Eng. Norte americano Ralph Proctor postulou os procedimentos bĂĄsicos para a execução do ensaio de compactação. A energia de compactação utilizada na realização destes ensaios ĂŠ hoje conhecida como energia de compactação "Proctor Normal". A seguir sĂŁo listadas, de modo resumido, as principais fases de execução de um ensaio de compactação. ĂĄ

ĂĄ

å å è

Ao se receber uma amostra de solo (no caso, deformada) para a realização de um ensaio de compactação, o primeiro passo ĂŠ colocĂĄâˆ’la em bandejas de modo que a mesma adquira a umidade higroscĂłpica (secagem ao ar). O solo entĂŁo ĂŠ destorroado e passado na peneira #4, apĂłs o que adiciona−se ĂĄgua na amostra para a obtenção do primeiro ponto da curva de compactação do solo. Para que haja uma perfeita homogeneização de umidade em toda a massa de solo, ĂŠ recomendĂĄvel que a mesma fique em repouso por um perĂ­odo de aproximadamente 24 hs. ApĂłs preparada a amostra de solo, a mesma ĂŠ colocada em um recipiente cilĂ­ndrico com volume igual a 1000ml e compactada com um soquete de 2500g, caindo de uma altura de aproximadamente 30cm, em trĂŞs camadas com 25 golpes do soquete por camada, como demonstra fig. 3.1 apresentada adiante. Este processo ĂŠ repetido para amostras de solo com diferentes valores de umidade, utilizando−se em mĂŠdia 5 pontos para a obtenção da curva de compactação. De cada corpo de prova assim obtido, determina−se o peso especĂ­fico do solo seco e o teor de umidade de compactação. ApĂłs efetuados os cĂĄlculos dos pesos especĂ­ficos secos e das umidades, plotam−se esses valores (Îłd;w) em um par de eixos cartesianos, tendo nas ordenadas os pesos especĂ­ficos do solo seco e nas abcissas os teores de umidade, como se demonstra na fig. 3.2.

[ĂŒ3Ă?4ĂŒ Ăą@ĂĽ Ă? Ă› Ă?+Ă– Ă—"Ăą@Ă•9Ă” Ă&#x;0Ă? Ă? Ă˜ Ă? ĂŚ ç Ă• A partir dos pontos experimentais obtidos conforme descrito anteriormente, traça−se a curva de compactação do solo, apresentada na fig. 3.2. Nota−se que na curva de compactação o peso especĂ­fico seco aumenta com o teor de umidade atĂŠ atingir um valor mĂĄximo, decrescendo com a umidade a partir de entĂŁo. O teor de umidade para o qual se obtĂŠm o maior valor de Îłd (Îłdmax) ĂŠ denominado de teor de umidade Ăłtimo (ou simplesmente umidade Ăłtima). O ramo da curva de compactação anterior ao valor de umidade Ăłtima ĂŠ denominado de "ramo seco" e o trecho posterior de "ramo Ăşmido" da curva de compactação. No ramo seco, a umidade ĂŠ baixa, a ĂĄgua contida nos vazios do solo estĂĄ sob o efeito capilar e exerce uma função aglutinadora entre as partĂ­culas. Ă€ medida que se adiciona ĂĄgua ao solo ocorre a destruição dos benefĂ­cios da capilaridade, tornando−se mais fĂĄcil o rearranjo estrutural das partĂ­culas. No ramo Ăşmido, a umidade ĂŠ elevada e a ĂĄgua se encontra livre na estrutura do solo, absorvendo grande parte da energia de compactação. Na fig. 3.2 ĂŠ apresentada tambĂŠm a curva de saturação do solo. Como no processo de compactação nĂŁo conseguimos nunca expulsar todo o ar existente nos vazios do solo, todas as curvas compactação (mesmo que para diferentes energias) se situam Ă esquerda da curva de saturação. Pode−se mostrar que a curva de saturação do solo pode ser representada pela eq. 9.1, apresentada adiante.

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γd =

γ w ⋅ Sr γ w + w Sr γs

(9.1)

Proctor Normal − 3 camadas 25 golpes

Peso 2,5 kg

30 cm

5 cm

10,0

12,7 cm

Cilindro de compactação

Figura 3.1 − Ensaio de Compactação (Proctor Normal). Modificado de Vargas (1977). γd

Curva de saturação γdmax

Wot Figura 3.2 − Curva de Compactação típica

w

76

[ĂŒ 4ĂŒ ĂŽ@Ă™ Ă— Ă? Ăž Ă“ Ă?+Ă– Ă—"Ă? Ă• Ă” Ă&#x; Ă? Ă? Ă˜ Ă? ĂŚ ç Ă• Embora mantendo−se o procedimento de ensaio descrito no item 9.3, um ensaio de compactação poderĂĄ ser realizado utilizando−se diferentes energias. A energia de compactação empregada em um ensaio de laboratĂłrio pode ser facilmente calculada mediante o uso da eq. 9.2, apresentada a seguir. P.h.N .n onde : (9.2) V P → Peso do Soquete (N) h → Altura de Queda do Soquete (m) N → NĂşmero de Golpes por Camada n → NĂşmero de Camadas E=

V → Volume de solo compactado (m 3 ) InfluĂŞncia da energia de compactação na curva de compactação do solo − Ă€ medida em que se aumenta a energia de compactação, hĂĄ uma redução do teor de umidade Ăłtimo e uma elevação do valor do peso especĂ­fico seco mĂĄximo. A fig. 9.3 apresenta curvas de compactação obtidas para diferentes energias.

Figura 9.3 − Efeito da Energia de Compactação nas Curvas de Compactação obtidas para um mesmo solo Tendo em vista o surgimento de novos equipamentos de campo, de grande porte, com possibilidade de elevar a energia de compactação e capazes de implementar uma maior velocidade na construção de aterros, houve a necessidade de se criar em laboratĂłrio ensaios com maiores energias que a do Proctor Normal. Surgiram entĂŁo as energias do Proctor Modificado e IntermediĂĄrio, superiores Ă energia do Proctor Normal. As energias de compactação usuais sĂŁo de 6 kgfâ‹…cm/cm3 para o Proctor normal, 12,6 kgfâ‹…cm/cm3 para o Proctor IntermediĂĄrio e 25kgfâ‹…cm/cm3 para o Proctor Modificado. Na tabela 9.1 apresenta−se uma comparação entre os padrĂľes adotados para a realização dos ensaios de compactação por diferentes ĂłrgĂŁos.

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Tabela 1 − Comparação entre alguns padrĂľes adotados para o ensaio de compactação. CARACTERĂ?STICAS

ABNT (PN*) 2.5 30.5 3 25

AASHO (PM**) 4.54 45.72 5 25

DNER M.48*** 4.54 45.72 5 26

AASHTO

Peso do Soquete (kgf) 4.54 Altura de Queda (cm) 45.72 NĂşmero de Camadas 5 NĂşmero de Golpes 55 Por Camada Vol. Do Cilindro (cm3) 1000 944 2160 2160 Energia de Compactação 5.72 27.48 12.49 26.43 (kgfâ‹…cm/cm3) * − Proctor Normal; ** − Proctor Modificado; ***− Esta energia corresponde aproximadamente Ă energia do Proctor IntermediĂĄrio.

[ĂŒ ĂŒ Ă™0á#Ă *ĂĽ #Ă™0Ă? Ă“ Ă? Ă– Ă?+Ă? Ă• Ă” Ă&#x; Ă? Ă? Ă˜ Ă? ĂŚ ç Ă•;Ă™ Ă?+Ă— Ă’ Ă˜ Ă? ĂĽ Ă˜/ĂĽ Ă?8Ă?+Ă– Ă• Ă’:Ă’ Ă• Ă Ă• Ă’ A fig. 9.4 apresenta a influĂŞncia da compactação na estrutura dos solos. Conforme se pode observar desta figura, as estruturas formadas no lado seco da curva de compactação tendem a ser do tipo floculada, enquanto que no lado Ăşmido da curva de compactação formam−se solos com estruturas predominantemente dispersas.

Figura 9.4 − InfluĂŞncia da compactação na estrutura dos solos. Modificado de Lambe & Whitman (1969).

[ĂŒ3Ă‹4ĂŒ Ă™0á#Ă *ĂĽ #Ă™0Ă? Ă“ Ă? Ă– Ă• Ă˜ Ă“ Ă&#x; Ă•;Ă– Ă—"Ă’#Ă• Ă Ă•;Ă™ Ă? Ă? ĂĽ Ă? Ă› Ă?+Ă– Ă—"Ă? Ă• Ă” Ă&#x; Ă? Ă? Ă˜/Ă? ĂŚ ç Ă• A influĂŞncia do tipo de solo na curva de compactação ĂŠ ilustrada na fig. 9.5, apresentada adiante. Conforme se pode observar desta figura, os solos grossos tendem a exibir uma curva de compactação com um maior valor de Îłdmax e um menor valor de wot do que solos contendo grande quantidade de finos. Pode−se observar tambĂŠm que as curvas de compactação obtidas para solos finos sĂŁo bem mais "abertas" do que aquelas obtidas para solos grossos.

78

Figura 9.5 − InfluĂŞncia do tipo de solo na curva de compactação.

[ĂŒ 4ĂŒ ĂŽ@Ă’ Ă? Ă• Ă Ăł Ă? Ă– Ă• Ă› Ă? Ă *Ă•9Ă?@Ă– Ă—"ĂĽ Ă” Ă“ Ă– Ă? Ă– Ă—:Ă&#x;0Ă? Ă? Ă? Ă? Ă• Ă” Ă&#x; Ă? Ă? Ă˜/Ă? ĂŚ ç Ă• Ă— Ă”MĂ? Ă? Ă”)Ă&#x;0Ă• Conforme relatado anteriormente, a compactação do solo deve proporcionar a este, para a energia de compactação adotada, a maior resistĂŞncia estĂĄvel possĂ­vel. A fig. 9.6 apresenta a variação da resistĂŞncia de um solo, obtida por meio de um ensaio de penetração realizado com uma agulha Proctor, em função de sua umidade de compactação. Conforme se pode observar desta figura, quanto maior a umidade menor a resistĂŞncia do solo. Pode−se fazer entĂŁo a seguinte indagação: Porque os solos nĂŁo sĂŁo compactados em campo em valores de umidade inferiores ao valor Ăłtimo? A resposta a esta pergunta se encontra na palavra estĂĄvel. NĂŁo basta que o solo adquira boas propriedades de resistĂŞncia e deformação, elas devem permanecer durante todo o tempo de vida Ăştil da obra.

Figura 9.6 − Variação da resistĂŞncia dos solos com o teor de umidade de compactação. Modificado de Caputo (1981).

79

Conforme se pode notar da fig. 9.6, caso o solo fosse compactado no teor de umidade w1, ele iria apresentar uma resistência bastante superior àquela obtida quando da compactação no teor de umidade ótimo. Conforme tambÊm apresentado na fig. 9.6, contudo, este solo poderia vir a se saturar em campo (em virtude de um período de fortes chuvas, por exemplo), vindo a alcançar o valor de umidade w2, para o qual o valor de resistência apresentado pelo solo Ê praticamente nulo. No caso de o solo ser compactado na umidade ótima, o valor de sua resistência cairia somente de R para r, estando o mesmo ainda a apresentar características de resistência razoåveis.

[ĂŒ â [ĂŒcĂŽ@ĂŹ ĂĽ Ă“ Ă&#x;0Ă? Ă” Ă— Ă™ Ă˜ Ă• Ă’:Ă– Ă—"Ă? Ă? Ă” Ă&#x; Ă• Os princĂ­pios que estabelecem a compactação dos solos no campo sĂŁo essencialmente os mesmos discutidos anteriormente para os ensaios em laboratĂłrio. Assim, os valores de peso especĂ­fico seco mĂĄximo obtidos sĂŁo fundamentalmente função do tipo do solo, da quantidade de ĂĄgua utilizada e da energia especĂ­fica aplicada pelo equipamento que serĂĄ utilizado, a qual depende do tipo e peso do equipamento, da espessura da camada de compactação e do nĂşmero de passadas sucessivas aplicadas. A compactação de campo se dĂĄ por meio de esforços de pressĂŁo, impacto, vibração ou por uma combinação destes. Os processos de compactação de campo geralmente combinam a vibração com a pressĂŁo, jĂĄ que a vibração utilizada isoladamente se mostra pouco eficiente, sendo a pressĂŁo necessĂĄria para diminuir, com maior eficĂĄcia, o volume de vazios inter− partĂ­culas do solo.

[ĂŒ â [ĂŒ â ĂŒ ĂŞ:Ă• ĂŹ ĂĽ Ă— Ă˜/Ă— Ă’ SĂŁo compactadores de impacto utilizados em locais de difĂ­cil acesso para os rolos compressores, como em valas, trincheiras, etc. Possuem peso mĂ­nimo de 15kgf, podendo ser manuais ou mecânicos (sapos). A camada compactada deve ter 10 a 15cm para o caso dos solos finos e em torno de 15cm para o caso dos solos grossos.

[ĂŒ â [ĂŒ ĂŠ&ĂŒ ZĂ• Ă Ă• Ă’"ĂŽ@Ă’#Ă˜ Ă˜/Ă“ Ă?8Ă•9Ă’ [ĂŒ â [ĂŒ ĂŠ&ĂŒ â ĂŒ _Ă‘ Ă– Ă— Ăą@Ă? Ă? Ă™0Ă— Ă“ Ă? Ă• É um tambor metĂĄlico com protuberâncias (patas) solidarizadas, em forma tronco− cĂ´nica e com altura de aproximadamente de 20cm. Podem ser auto propulsivos ou arrastados por trator. É indicado na compactação de outros tipos de solo que nĂŁo a areia e promove um grande entrosamento entre as camadas compactadas. A camada compactada possui geralmente 15cm, com nĂşmero de passadas variando entre 4 e 6 para solos finos e de 6 a 8 para os solos grossos. A fig. 9.7 ilustra um rolo compactador do tipo pĂŠâˆ’de−carneiro.

[ĂŒ â [ĂŒ ĂŠ&ĂŒ ĂŠ&ĂŒ ZĂ• Ă Ă• SĂ“ Ă’ Ă• Trata−se de um cilindro oco de aço, podendo ser preenchido por areia Ăşmida ou ĂĄgua, a fim de que seja aumentada a pressĂŁo aplicada. SĂŁo usados em bases de estradas, em capeamentos e sĂŁo indicados para solos arenosos, pedregulhos e pedra britada, lançados em espessuras inferiores a 15cm. Este tipo de rolo compacta bem camadas finas de 5 a 15cm com 4 a 5 passadas. Os rolos lisos possuem pesos de 1 a 20t e freqĂźentemente sĂŁo utilizados para o acabamento superficial das camadas compactadas. Para a compactação de solos finos utilizam−se rolos

80

com três rodas com pesos em torno de 10t, para materiais de baixa plasticidade e 7t, para materiais de alta plasticidade. Os rolos lisos possuem certas desvantagens como: å Pequena årea de contato. å Em solos moles afundam demasiadamente dificultando a tração. A fig. 9.8 ilustra um rolo compactador do tipo liso.

Figura 9.7 − Rolo PĂŠâˆ’de−Carneiro. Apud Vargas (1977).

Figura 9.8 − Rolo Liso. Apud Vargas (1977).

[ĂŒ â [ĂŒ ĂŠ&ĂŒ 4ĂŒ ZĂ• Ă Ă• _Ă™0Ă— ĂĽ Ă”! Ă˜ Ă“ Ă? Ă• Os rolos pneumĂĄticos sĂŁo eficientes na compactação de capas asfĂĄlticas, bases e subbases de estradas e indicados para solos de granulação fina a arenosa. Os rolos pneumĂĄticos podem ser utilizados em camadas de atĂŠ 3cm e possuem ĂĄrea de contato variĂĄvel, função da pressĂŁo nos pneus e do peso do equipamento. Pode se usar rolos com cargas elevadas obtendo−se bons resultados. Nestes casos, muito cuidado deve ser tomado no sentido de se evitar a ruptura do solo. A fig. 9.9 ilustra um rolo pneumĂĄtico.

81

Figura 9.9 − Rolo PneumĂĄtico. Apud Vargas (1977).

[ĂŒ â [ĂŒ 4ĂŒ ZĂ• Ă Ă• Ă’ "5Ă“ ä Ă? Ă? Ă˜ # Ă? Ă“ Ă• Ă’ Nos rolos vibratĂłrios, a freqßência da vibração influi de maneira extraordinĂĄria no processo de compactação do solo. SĂŁo utilizados eficientemente na compactação de solos granulares (areias), onde os rolos pneumĂĄticos ou PĂŠâˆ’de−Carneiro nĂŁo atuam com eficiĂŞncia. A espessura mĂĄxima da camada ĂŠ de 15cm.

Figura 9.10 − Rolo VibratĂłrio. Apud Vargas (1977).

[ĂŒ â4â ĂŒcĂą@Ă•9Ă™0Ă˜/Ă?8Ă•9Ă *Ă—:Ă– Ă? Ăą@Ă•9Ă” Ă&#x;0Ă? Ă? Ă˜ Ă? ĂŚ ç Ă• Para que se possa efetuar um bom controle da compactação do solo em campo, temos que atentar para os seguintes aspectos: ĂĄ

tipo de solo espessura da camada å entrosamento entre as camadas å número de passadas å tipo de equipamento å umidade do solo å grau de compactação alcançado Assim, alguns cuidado devem ser tomados: å

82

1) A espessura da camada lançada não deve exceder a 30cm, sendo que a espessura da camada compactada deverá ser menor que 20cm. 2) Deve−se realizar a manutenção da umidade do solo o mais próximo possível da umidade ótima. 3) Deve−se garantir a homogeneização do solo a ser lançado, tanto no que se refere à umidade quanto ao material. Na prática, o procedimento usual de controle da compactação é o seguinte: á

Coletam−se amostras de solo da área de empréstimo e efetua−se em laboratório o ensaio de compactação. Obtêm−se a curva de compactação e daí os valores de peso específico seco máximo e o teor de umidade ótimo do solo. − No campo, à proporção em que o aterro for sendo executado, deve−se verificar, para cada camada compactada, qual o teor de umidade empregado e compará−lo com a umidade ótima determinada em laboratório. Este valor deve atender a seguinte especificação: wcampo − 2% < wot < wcampo + 2%. è Determina−se também o peso específico seco do solo no campo, comparando−o com o obtido no laboratório. Define−se então o grau de compactação do solo, dado pela razão entre os pesos específicos secos de campo e de laboratório (GC = γd campo / γdmax. )x100. Deve−se obter sempre valores de grau de compactação superiores a 95%. á Caso estas especificações não sejam atendidas, o solo terá de ser revolvido, e uma nova compactação deverá ser efetuada. Para a determinação da umidade no campo utiliza−se normalmente o umidímetro denominado "Speedy". Este aparelho consiste em um recipiente metálico, hermeticamente fechado, onde são colocadas duas esferas de aço, a amostra do solo da qual se quer determinar a umidade e uma ampola de carbureto (carbonato de cálcio (CaC2)). Para a determinação da umidade, agita−se o frasco, a ampola é quebrada pelas esferas de aço e o CaC2 combina−se com a água contida no solo, formando o gás acetileno, que exercerá pressão no interior do recipiente, acionando o manômetro localizado na tampa do aparelho. Com o valor de pressão medido, os valores de umidade são obtidos através de uma tabela específica, que correlaciona a umidade em função da pressão manométrica e do peso da amostra de solo. Existem outros métodos também utilizados para determinar a umidade no campo, tais como a queima do solo com a utilização de álcool ou de uma frigideira. Quando possível, deve−se procurar utilizar a estufa. Para a determinação do peso específico seco do solo compactado, o método mais empregado é o do frasco de areia. Faz−se um cavidade na camada do solo compactado, extraindo−se o solo e pesando−o em seguida. Para se medir o volume da cavidade, coloca−se o frasco de areia com a parte do funil para baixo, sobre a mesma e abre−se a torneira do frasco, deixando−se que a areia contida no frasco encha a cavidade por completo. O volume de areia que saiu do frasco é igual ao volume de solo escavado, de modo que o peso específico do solo pode ser determinado. Uma outra forma de se verificar a resistência do solo compactado é através da cravação da Agulha de Proctor, que consiste de uma haste calibrada a qual está ligada a um êmbolo apoiado sobre uma mola. Este aparelho permite medir o esforço necessário para fazer penetrar a agulha na camada compactada. Os valores de resistência obtidos nesse ensaio são utilizados no controle da compactação em campo.

83

$ Ă™ á Ă ĂĽ Ă™ Ă? Ă“*Ă?+Ă– Ă• &% Ă” Ă— Ă? Ă•;Ă– Ă—$ sĂ? Ă’ Ă’ Ă? Ă– Ă? Ă’"Ă– Ă•' Â?Ă•9Ă *Ă• Com o progresso da compactação em campo, o nĂşmero de passadas do rolo vai perdendo a sua eficiĂŞncia na compactação do solo. Deste modo, a compactação dos solos em campo ĂŠ definida para um determinado nĂşmero de passadas, normalmente inferior a 10. Este nĂşmero dependerĂĄ do tipo de solo a ser compactado, do tipo de equipamento disponĂ­vel, e das condiçþes particulares de cada caso. No caso de grandes obras, empregam−se geralmente aterros experimentais para se determinar o nĂşmero Ăłtimo de passadas do rolo. Em geral, 8 a 12 passadas do rolo em uma camada de solo a ser compactada ĂŠ suficiente. Caso com 15 passadas nĂŁo se atinja o valor do peso especĂ­fico seco determinado, ĂŠ recomendĂĄvel que se modifique as condiçþes antes fixadas para a compactação.

[ĂŒ â1ĂŠ@ĂŒ)( Ă™ Ă– Ă“*Ă? Ă—:Ă– Ă—"ĂŞ"ĂĽ Ă&#x; Ă• Ă? Ă˜ Ă—:Ăą@Ă? Ă Ă“ á # Ă? Ă™ Ă“*Ă?jĂ´ ĂŞ:Ăą[Ă° O Ă?ndice de Suporte CalifĂłrnia ĂŠ utilizado como base para o dimensionamento de pavimentos flexĂ­veis. Para a realização do ensaio de ISC, sĂŁo confeccionados corpos de prova no valor da umidade Ăłtima (wot), utilizando−se trĂŞs diferentes energias de compactação (a maior energia empregada sendo aproximadamente igual Ă energia do Proctor modificado). O ensaio ISC visa determinar: ĂĄ ĂĄ

Propriedades expansivas do material. Ă?ndice de Suporte CalifĂłrnia.

Para a determinação do Ă?ndice de Suporte CalifĂłrnia teremos que passar por trĂŞs fases anteriores: a execução de um ensaio de compactação, na energia do Proctor Modificado, a preparação dos corpos de prova, o ensaio de expansĂŁo e finalmente o ensaio de determinação do Ă?ndice de Suporte CalifĂłrnia ou CBR (“California Bearing Ratioâ€?), propriamente dito.

[ĂŒ â1ĂŠ@ĂŒ â ĂŒ ĂŽ@Ă™ Ă’ Ă? Ă“ Ă• Ă– Ă—"Ăą@Ă• Ă” Ă&#x; Ă? Ă? Ă˜/Ă? ĂŚ ç Ă• Este ensaio ĂŠ realizado de maneira similar Ă quela apresentada para o ensaio de compactação na energia do Proctor Normal. Neste caso, as dimensĂľes do cilindro de compactação geralmente utilizadas sĂŁo dadas pela fig. 9.11 e a energia de compactação empregada corresponde Ă do Proctor Modificado (vide tabela 9.1, coluna AASHTO). Antes de começar a execução do ensaio, coloca−se um disco espaçador no cilindro de compactação, conforme demostrado na fig. 9.11, cuja função ĂŠ permitir a execução dos ensaios de expansĂŁo e CBR.

15 cm 5cm

17,5 cm 5 cm (disco espaçador) Figura 9.11 − Corpo de Prova para o Ensaio de Compactação

84

*,+ -/.0+ .1+ 20354 673 8 9$:;4 35< = O solo a ser utilizado na compactação do corpo de prova deve passar pela malha de 19mm (3/4") e ser moldado na umidade ótima determinada anteriormente.

*,+ -/.0+ >?+ @0A7B =DCE3'8 9 @0FD67=DA7B G 3 Após concluída a preparação do corpo de prova, retira−se o disco espaçador, inverte− se o cilindro e coloca−se a base perfurada na extremidade oposta. No espaço vazio deixado pelo disco espaçador encaixa−se um dispositivo com extensômetro a fim de se determinar as medidas de expansão sofridas pelo solo. São colocados também sobre o corpo de prova um contrapeso não inferior a 4,5kgf que simulará o peso do pavimento a ser construído sobre este solo. O conjunto desta forma preparado é colocado num tanque d’água por um período de quatro dias. Durante este período, são feitas leituras no extensômetro de 24 em 24 horas. Algumas especificações adotadas para os solos a serem utilizados na construção de pavimentos flexíveis são: − Subleitos: Expansão < 3% − Subbases: Expansão < 2%

*,+ -/.0+ H1+ I&9 J 9 4 KLCEA7=DM GD3'8 3 20NPOQ3SRLTVU$2 O Índice de Suporte Califórnia representa a capacidade de suporte do solo se comparada com a resistência à penetração de uma haste de cinco centímetros de diâmetro em uma camada de pedra britada, considerada como padrão (CBR = 100%). O ensaio é realizado colocando−se o molde cilíndrico (corpo de prova e contrapeso) em uma prensa, onde se fará penetrar um pistão de aço a uma velocidade controlada e constante, medindo−se as penetrações através de um extensômetro ligado ao pistão, como demonstra a fig. 9.12. Três corpos de prova são preparados na umidade ótima com 12, 26 e 55 golpes, determinando−se o valor de γd obtido para cada corpo de prova. Após a imersão em água durante quatro dias, mede−se, para cada corpo de prova, a resistência à penetração de um pistão com φ = 5 cm, a uma velocidade de 1,25 mm/min, para alguns valores de penetração pré−determinados (0,64mm; 1,27; 1,91; 2.54; 3,81; 5,08mm; etc.). Os valores de resistência ao puncionamento assim obtidos, para os valores de penetração de 0,1” e 0,2”, são expressos em percentagem das pressões padrão (correspondentes a um ensaio realizado com pedra britada), snedo o CBR é então calculado através das relações abaixo, adotando−se o maior valor encontrado para cada corpo de prova. Nas eqs. 9.3 e 9.4, os valores das pressões estão expressos em kgf/cm2, sendo 70 kgf/cm2 o valor da pressão padrão para uma penetração de 0,1” e 105 kgf/cm2 o valor da pressão padrão para uma penetração de 0,2”. CBR W

Pressão calculada x 100 70

(9.3)

CBR W

Pressão calculada x 100 105

(9.4)

85

Com os valores obtidos dos três corpos de prova traça−se o gráfico apresentado na fig. 9.13. O valor do Índice de Suporte Califórnia é determinado como sendo igual ao valor correspondente a 95% do γdmax determinado para a energia do Proctor Modificado. O valor de Índice de Suporte Califórnia assim obtido é utilizado para avaliar as potencialidades do solo para uso na construção de pavimentos flexíveis. A eq. 9.5, por exemplo, apresenta uma correlação empírica utilizada para se estimar, a partir do I.S.C., o módulo de elasticidade do solo. E = 65(ISC)0,65 (kgf/cm2)

(9.5)

Figura 9.12 − Equipamento utilizado na determinação do ISC ou CBR. Apud Vargas (1977). γd

55 26

12

95 % de γdmax

I.S.C .C

Figura 9.13 − Determinação do I.S.C.

I.S

86

10. INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO.

-YX?+ -Y+)TZA7J 4 358 R M GD3 Qualquer projeto de engenharia, por mais modesto que seja, requer o conhecimento adequado das características e propriedades dos solos onde a obra irá ser implantada. As investigações de campo e laboratório requeridas para obter os dados necessários para essas propostas são chamadas de exploração do subsolo ou investigação do subsolo. Os principais objetivos de uma exploração do subsolo são: [ determinação da profundidade e espessura de cada camada do solo e sua extensão direção horizontal; [ na determinação da natureza do solo: compacidade dos solos grossos e consistência solos finos; [ dos profundidade da rocha e suas características (litologia, mergulho e direção das camadas, espaçamento das juntas, planos de acamamento, estado de decomposição); [ localização nível d’água (NA); [ obtenção dedoamostras (deformadas e/ou indeformadas) de solo e rocha para determinação das propriedades de engenharia; [ determinação das propriedades "in situ" do solo por meio de ensaios de campo. O programa de investigação do subsolo, deve levar em conta o tipo e a importância da obra a ser executada, isso quer dizer que, determinadas estruturas como túneis, barragens e grandes edificações exigem um conhecimento mais minucioso do subsolo, do que, aquele necessário à construção de uma pequena residência térrea, por exemplo. É importante ressaltar, que mesmo para estruturas de pequeno porte é extremamente importante o conhecimento adequando do subsolo sobre qual está se trabalhando, pois a negligência na obtenção dessas informações podem conduzir a problemas na obra com prejuízos de tempo e recursos para recuperação. Usualmente, a estimativa de custo de um programa de investigação do subsolo está entre 0,5 a 1% do custo da construção da estrutura, sendo a porcentagem mais baixa referente aos grandes projetos e projetos sem condições críticas de fundação e, a porcentagem mais alta, está ligada a projetos menores e com condições desfavoráveis. Um programa de investigações deve ser executado em etapas, quais sejam: a)

Reconhecimento: nesta etapa procura−se obter todo o tipo de informação necessária ao desenvolvimento do projeto, através de documentos existentes (mapas geológicos, fotos aéreas, literatura especializada) e visita ao local.

b) Prospecção: obtém−se, nesta etapa, as características e propriedades do subsolo,

de acordo com as necessidades do projeto ou do estágio em que a obra se encontra. Assim, a prospecção pode ser divida em fase preliminar, complementar e localizada. A fase de prospecção preliminar deve fornecer os dados suficientes para a localização das estruturas principais e estimativas de custos. Nesta fase serão executados os ensaios in situ e retirada de amostras para investigação por meio de ensaios de laboratório, etc. Na fase complementar, como o próprio nome já indica, são feitas investigações adicionais com o objetivo de solucionar problemas específicos. Finalmente, a fase de prospecção localizada, deverá ser realizada quando as informações obtidas nas fases anteriores são insuficientes para um bom desenvolvimento do projeto. Usualmente, os métodos de prospecção do subsolo para fins geotécnicos, usados nesta etapa, se classificam em métodos diretos (poços, trincheiras, sondagens a trado, sondagens de simples

87

reconhecimento, rotativas e mistas), métodos semidiretos (vane test, CPT e ensaio pressiométrico) e métodos indiretos ou geofísicos. Além desses, temos a coleta de amostras indeformadas por meio de blocos indeformados ou por meio de amostradores de parede fina. A seguir esses métodos serão apresentados. c)

Acompanhamento: Esta etapa tem a finalidade de avaliar o comportamento previsto e o desempenhado pelo solo, sendo geralmente feita através de instrumentos instalados antes e durante a construção da obra para a medida da posição do nível d’água, da pressão neutra, tensão total, recalque, deslocamento, vazão e outros.

-YX?+ .0+)\^] J_358 35B$8 9 674`3SB 6a9 b`M G 3 cD9 35J ] b A7CEb`= -YX?+ .0+ - + \^] J_358 35B 8 CE4 9 J_35B São perfurações executadas no subsolo destinadas a observar diretamente as diversas camadas do solo, em furos de grande diâmetro, ou obter amostras ao longo do perfil, em furos de pequenos diâmetros. Os métodos diretos podem ser classificados em manuais (poços, trincheiras e sondagem a trado) e mecânicos (sondagem a percussão, rotativa e mista).

-YX?+ .0+ - + - + :d35M 35B Os poços são perfurados manualmente com o auxílio de pás e picaretas, sendo a profundidade máxima limitada pela presença do nível d’água ou desmoronamento das paredes laterais. O diâmetro mínimo do poço deve ser da ordem se 60cm, para permitir a movimentação do operário dentro do mesmo. Os poços permitem, através do perfil exposto em suas paredes, um exame visual das camadas do subsolo e de suas características de consistência e compacidade, bem como, a coleta de amostras indeformadas na forma de blocos (ver item 10.2.1.7).

-YX?+ .0+ - + .1+ e 4 CEA7b`f79 CE4 =DB São valas escavadas mecanicamente por meio de escavadeiras. Permitem um exame visual e contínuo do subsolo, segundo uma direção e permitem, também, coleta de amostras deformadas e indeformadas.

-YX?+ .0+ - + >?+ U 3SAa8 = cD9 KhgiJ_4`= 8 3 A sondagem a trado é uma perfuração executada manualmente no subsolo com o auxílio de trados, (fig. 10.1). A perfuração é feita com os operadores girando a barra horizontal acoplada a hastes verticais, em cuja extremidade encontra−se o elemento cortante (broca ou cavadeira). A cada 5 ou 6 rotações, o trado deve ser retirado a fim de remover o material acumulado em seu corpo, o qual deverá ser colocado em sacos plásticos devidamente etiquetados. Esse material pode ser usado no laboratório para identificação visual e táctil das camadas e determinação da umidade do solo. A sondagem a trado é, usualmente, utilizada em investigações preliminares do subsolo, até uma profundidade da ordem de 10m e acima do NA. Tem como principal vantagem a de ser um procedimento simples, rápido e econômico. Porém as informações obtidas são apenas do tipo de solo, espessura de camada e posição do lençol freático, sendo também possível a coleta de amostra deformadas e acima do NA. Esse processo de perfuração não deve ser usado para solos contendo camadas de pedregulhos, matacões, areias muito compactas e solos abaixo do nível d’água.

88

Figura 10.1 − Tipos de trados.

-YX?+ .0+ - + H1+ U 3SAa8 = cD9 Kh=i679 4 b R B B GD3'35RL8 9$B CEKL6ajE9 B$4 9 b 35Aaf79 b CEKL9 A7J 3LklU$:;e1m É o método de sondagem mais empregado no Brasil, principalmente em prospecção do subsolo para fins de fundações. Permite tanto a retirada de amostras deformadas e determinação do NA, quanto a medida do índice de resistência a penetração dinâmica (SPT), o qual é usado para obter, através de correlações, o comportamento de resistência ao cisalhamento do solo, dentre diversos outros parâmetros do solo. Além disso, é um ensaio de baixo custo, simples de executar, permitindo, ainda, a obtenção de informações do estado de consistência e compacidade dos solos. O procedimento do ensaio é normalizado pela ABNT através da norma NBR 6484/80. O equipamento para execução da sondagem à percussão é constituído de um tripé equipado com roldanas e sarilho que possibilita o manuseio de hastes metálicas ocas, em cujas extremidades fixa−se um trépano biselado (faca cortante) ou um amostrador padrão (fig. 10.2). Fazem parte do equipamento, tubos metálicos com diâmetro nominal superior ao da haste de perfuração, coxim de madeira, martelo de ferro com 65kg para cravação das hastes e dos tubos de revestimento, sendo este último destinado a revestir as paredes do furo a fim de evitar instabilidade. O equipamento possui, ainda, um conjunto motor−bomba para circulação de água no avanço da perfuração, bem como amostrador de parede grossa, trados cavadeira e espiral e trépanos.

Figura 10.2 − Equipamento de sondagem à percussão − SPT.

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O amostrador padrão ou amostrador Terzaghi−Peck, o único que deve ser usado no ensaio, possui três partes, engate, corpo e sapata. É constituído de tubos metálicos de parede grossa com corpo bipartido e ponta em forma de bisel (fig. 10.3). O engate tem dois orifícios laterais para saída da água e ar e contém, interiormente, uma válvula constituída por esfera de aço inoxidável. A fig. 10.4 mostra um corte do amostrador padrão indicando suas principais dimensões.

Figura 10.3− Amostrador padrão de parede grossa − vista. Apud Nogueira (1995)

Figura 10.4− Amostrador padrão de parede grossa − corte. Em linhas gerais, o procedimento de execução de sondagens de simples reconhecimento é um processo repetitivo, em cada metro de solo, de três operações, abertura do furo (perfuração), ensaio de penetração e amostragem, as quais serão comentadas a seguir. Em cada metro, faz−se, inicialmente, a abertura do furo de comprimento igual 55cm deixando−se os 45cm restantes de solo para a realização do ensaio de penetração dinâmica e amostragem. A fig. 10.5 mostra um esquema de execução da sondagem.

55

Abertura

45

Ensaio

100

100

Abertura Ensaio

Figura 10.5− Esquema de realização do ensaio de SPT.

90

a) Perfuração: A perfuração é iniciada com o trado cavadeira de 100mm de diâmetro, até a profundidade de 1 metro, instalando−se o primeiro segmento do tubo de revestimento. A partir do segundo metro e até atingir o nível d’água a perfuração deverá ser feita com trado espiral. Abaixo do NA, a abertura do furo passa a ser feita por processo de lavagem por circulação de água, usando o trépano como ferramenta de escavação. A lama, resultante da desagregação do solo e água injetada, retornará à superfície pelo espaço anelar formado pelo tubo de revestimento e hastes de perfuração, sendo depositada em um reservatório próprio. Durante a lavagem, o mestre sondador ficará observando, na saída, as amostras de lama para identificar possível mudança de camada de solo. O processo de lavagem por circulação de água permite um rápido avanço do furo, sendo por isso preferido pelas equipes de perfuração. Esse procedimento não deve ser usado acima do NA, pois dificulta a determinação do nível d’água e altera as características geotécnicas dos solos. Atingida a cota de ensaio, por qualquer dos procedimentos, o furo deverá estar bem limpo para a realização do ensaio de penetração. b) Ensaio de penetração: Atingida a cota de ensaio, conecta − se o amostrador padrão às hastes de perfuração, posicionando−o no fundo do furo de sondagem. Em seguida, a cabeça de bater é posicionada no topo da haste e o martelo é apoiado suavemente sobre essa peça, anotando−se a eventual penetração do amostrador. A partir de um ponto fixo qualquer, por exemplo o tubo de revestimento, marca−se na haste de perfuração um segmento de 45cm dividido em três trechos de 15cm. O ensaio de penetração consiste na cravação do amostrador no solo através de quedas sucessivas do martelo de 65kg, erguido até a altura de 75cm e deixado cair em queda livre, como mostrado na fig. 10.6. Procede−se a cravação de 45cm do amostrador, anotando−se, separadamente, o número de golpes necessários à cravação de cada 15cm do amostrador.

martelo 75cm

Cabeça de bater

15cm 15cm 15cm

revestimento

amostrador Figura 10.6 − Esquema de realização do ensaio de SPT. O resultado do ensaio de penetração será expresso pelo índice de resistência à penetração dinâmica (N), conhecido como SPT (Standard Penetration Test). O SPT é dado pela soma do número de golpes necessários para cravar os 30cm finais do amostrador padrão.

91

c) Amostragem: A cada metro de profundidade, são coletadas amostras pela cravação do amostrador padrão com o objetivo de identificar o solo "in situ" e/ou, posteriormente, no laboratório, para esclarecimento de dúvidas que por ventura venha a ocorrer. As amostras obtidas são deformadas e comprimidas em função do impacto de cravação e, são adequadas apenas para caracterização e identificação táctil visual do solo. Com a amostra colhida no amostrador e com o valor o SPT (soma dos número de golpes para cravar os 30cm finais do amostrador) fazem−se a identificação e classificação do solo, de acordo com a ABNT − NBR 7250/80, utilizando testes tácteis− visuais com a finalidade de definir as características granulométricas, de plasticidade, presença acentuada de mica, matéria orgânica e cores predominantes. De acordo com a norma acima, o nome dado ao solo não deverá conter mais do que duas frações e sugere as cores: branco, cinza, preto, marrom, amarelo, vermelho, roxo, azul e verde, podendo−se usar claro e escuro, para o máximo de duas cores e o termo variegado quando não houver duas cores predominantes. Com o valor do SPT obtido em cada metro, os solos são classificados, quanto a compacidade (solos grossos) e consistência (solos finos), conforme mostram as Tabelas 10.1 e 10.2. Nestas tabelas também estão apresentados os valores estimados de ângulo de atrito, densidade relativa e resistência de ponta do cone (vide item 10.2.2.1), (qc), para os solos arenosos e estimativa da resistência a compressão simples (Su), para os solos argilosos. Tabela 10.1 − Classificação segundo o SPT, para solos arenosos Solo

SPT

≤4 5 − 10 Areias e siltes arenosos 11 − 30 31 − 50 >50

Designação Fofa Pouco compacta Medianamente compacta Compacta Muito compacta

Correlações

qc(Mpa) φ (°) Dr <2 < 30 < 0,2 2−4 30 − 35 0,2 − 0,4 4 − 12 35 − 40 0,4 − 0,6 12 − 20 40 − 45 0,6 − 0,8 > 20 > 45 > 0,8

Tabela 10.2 − Classificação segundo o SPT, para solos argilosos Solo

SPT

Designação

Su (kg/cm2)

Argilas e siltes argilosos

≤2 3−4 5−8 9 − 15 16 − 30 >30

Muito mole Mole Média Rija Muito rija Dura

< 0,25 0,25 − 0,5 0,5 − 1,0 1,0 − 2,0 2,0 − 4 > 4,0

As correlações existentes entre o SPT e a consistência das argilas, principalmente as argilas sensíveis, podem estar sujeitas a erros, em virtude da mudança de comportamento da argila, em função de cargas dinâmicas e estáticas, provocando o amolgamento (destruição da estrutura) e consequentemente modificando sua resistência à penetração. Além disso, é importante ressaltar que os valores de N podem ser alterados por fatores ligados ao equipamento usado, técnica operacional, bem como erros acidentais. Os fatores ligados ao equipamento são: [ Forma, dimensões e estado de conservação do amostrador. O amostrador deve ter, rigorosamente, as dimensões indicadas pela norma. Quanto maior a sua seção ou mais espessa sua parede, maiores serão os índices de resistência à penetração obtidos.

92

[ [ [

Estado de conservação das hastes e uso de hastes de diferentes pesos. Hastes com massa maior levam a Ă­ndices maiores, por absorver uma maior quantidade da energia aplicada. As hastes devem ter massa variando entre 3,2 a 4,4kg/m. Martelo nĂŁo calibrado e natureza da superfĂ­cie de impacto (ferro sobre ferro). O coxim de madeira deve estar, sempre, em boas condiçþes, nĂŁo deverĂĄ ocorrer golpes metal−metal. Diâmetro do tubo de revestimento: quanto maior o diâmetro do tubo de revestimento maior a alteração que o solo, abaixo da ponta do tubo, poderĂĄ sofrer. Os tubos de revestimento devem ser de aço, com diâmetro nominal interno de 67mm ou 76mm.

Os fatores ligados a tĂŠcnica de operação sĂŁo os seguintes: [ Variação da energia de cravação: o martelo deve cair em queda livre de uma altura constante (75cm). É muito comum, com o transcorrer do dia, haver uma tendĂŞncia, devido ao cansaço, da altura de queda ir diminuindo e com isso aumentando−se os dos Ă­ndices; [ valores Processo de avanço da sondagem, acima e abaixo do nĂ­vel d’ågua subterrâneo. Conforme jĂĄ comentado, a lavagem por circulação de ĂĄgua somente ĂŠ permitida abaixo do NA, acima deve−se usar o trado espiral. [ MĂĄ limpeza do furo. Presença de material no interior da perfuração. Furo nĂŁo alargado suficientemente para a livre passagem do amostrador. Quanto aos erros acidentais, refere−se a erros na contagem do nĂşmero de golpes, sendo a maioria cometidos devido ao baixo nĂ­vel de escolaridade do pessoal do grupo. SĂŁo os mais difĂ­ceis de serem constatados. Os resultados de uma sondagem deverĂŁo ser apresentados em forma de relatĂłrio contendo o perfil individual de cada furo, com as cotas, diâmetro do tubo de revestimento, posiçþes onde foram recolhidas amostras, posição do N.A., resistĂŞncia a penetração (SPT) e descrição do solo, bem como um corte longitudinal (seção), onde podem ser evidenciadas as seqßências provĂĄveis das camadas do subsolo. O relatĂłrio fornecerĂĄ dados gerais sobre o local e o tipo de obra, descrição sumĂĄria do equipamento e outros dados julgados importantes. A fig. 10.7 apresenta um perfil individual de sondagem Ă percussĂŁo e a fig. 10.8, um perfil associado do subsolo. Na figura 10.8, o termo P/45 indicam uma penetração de 45 cm devida apenas ao peso prĂłprio da composição, sem a necessidade de execução de qualquer golpe

2035A7B CE8 9 4 =DM n59 B B 35oS4`9$3 9 A7B = C 3'U :de CritĂŠrios de paralisação da sondagem a) quando em 3m sucessivos, se obtiver Ă­ndices de penetração maiores do que 45/15 (quarenta e cinco golpes para os quinze primeiros cm de penetração); b) quando, em 4m sucessivos, forem obtidos Ă­ndices de penetração entre 45/15 e 45/30 c) quando, em 5m sucessivos, forem obtidos Ă­ndices de penetração entre 45/30 e 45/45. d) Caso a penetração seja nula em 5 impactos do martelo, o ensaio deverĂĄ ser interrompido, nĂŁo havendo necessidade de obedecer o critĂŠrio estabelecido acima. No entanto, se esta situação ocorrer antes de 8,0m de profundidade, a sondagem deverĂĄ ser deslocada atĂŠ o mĂ­nimo de 4 vezes em posiçþes diametralmente opostas, distantes 2,0m da sondagem inicial. e) Atingida a condição de impenetrĂĄvel Ă percussĂŁo anteriormente descrita, a mesma poderĂĄ ser confirmada pelo ensaio de avanço por lavagem, por 30minutos, anotando−se os avanços para cada perĂ­odo de 10 minutos. A sondagem serĂĄ dada como encerrada quando

93

nessa operação forem obtidos avanços inferiores a 5cm em cada período de 10minutos, ou quando após a realização de 4 ensaios consecutivos não for alcançada a profundidade de execução do ensaio penetrométrico seguinte.

Figura 10.7 − Perfil individual de sondagem .

94

Figura 10.8 − Perfil associado de sondagem . Espaçamento entre cada sondagem O espaçamento ou o número de sondagens e sua distribuição em planta dependerá do tipo, tamanho da obra e da fase em que se encontra a investigação do subsolo. Praticamente, é impossível estipular o espaçamento entre as sondagens antes de uma investigação inicial, pois este será em função da uniformidade do solo. Quando a estrutura, tem sua localização bem definida dentro do terreno, a ABNT (NBR 8036) sugere o número mínimo de sondagens a serem realizadas, em função da área construída, conforme mostra a Tabela 10.3. Os furos devem ser internos à projeção da área construída. Quando as estruturas não estiverem ainda localizadas, o número de sondagens deve ser fixado, de modo que, a máxima distância entre os furos seja de 100m e cobrindo, uniformemente, toda a área. A sondagem deverá ser executada até o impenetrável ao amostrador ou até a cota mais baixa da isóbara igual a 0,10p, estimada pelo engenheiro projetista da fundação. Observação do nível d’água Durante a execução da sondagem são feitas as determinações do nível d’água, registando−se a sua cota e/ou a pressão que se encontra em campo (artesianismo). Quando detectar um grande aumento da umidade do solo retirado com o trado helicoidal, a perfuração deverá ser interrompida e passa−se a observar a elevação da água no furo até a sua estabilização, efetuando−se leituras a cada 5 minutos, durante 30 minutos. As leituras são

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efetuadas utilizando um pĂŞndulo ou pio elĂŠtrico. Sempre que houver paralisação dos serviços, antes do reinicio ĂŠ conveniente uma verificação da posição do nĂ­vel d’ågua. Tabela 10.3 − NĂşmero mĂ­nimo de sondagens, segundo a ABNT. Ă rea construĂ­da (m2) 200 200 − 400 400 − 600 600 − 800 800 − 1000 1000 − 1200 1200 − 1600 1600 − 2000 2000 − 2400 > 2400

No. MĂ­nimo de furos 2 3 3 4 5 6 7 8 9 a critĂŠrio

- X,+ .1+ - + p?+ U 35A78 =Dc 9 Kq4 35J_=DJ_C < = A sondagem rotativa ĂŠ empregada na perfuração de rochas, matacĂľes e solos de alta resistĂŞncia. Tem como objetivo principal a obtenção de testemunho (amostras de rocha) para identificação das descontinuidades do maciço rochoso, mas permite ainda a realização de ensaios "in situ", como por exemplo o ensaio de perda d’ågua ou infiltração. O equipamento para a realização da sondagem rotativa compĂľe−se de uma haste metĂĄlica rotativa dotada, na extremidade, de uma ferramenta de corte, denominada coroa, bem como de barriletes, conjunto motor−bomba, tubos de revestimento e sonda rotativa. As sondas rotativas imprimem o movimento de rotação, recuo e avanço nas hastes. AtravĂŠs desse movimento, a coroa, que ĂŠ uma peça constituĂ­da de aço especial com incrustaçþes de diamante ou vĂ­dia nas extremidades, vai desgastando a rocha e permitindo a descida do tubo de revestimento e alojamento do testemunho no interior do barrilete. As hastes sĂŁo ocas, para permitir a injeção de ĂĄgua no fundo da escavação a fim de refrigerar a coroa e carregar os detritos da perfuração atĂŠ superfĂ­cie. A utilização de tubos de revestimento ĂŠ indispensĂĄvel quando as paredes do furo apresentarem−se instĂĄveis, com tendĂŞncia ao desmoronamento, pondo risco a coluna de perfuração. Os revestimentos tambĂŠm sĂŁo necessĂĄrios quando se atravessa uma formação fraturada ou muito permeĂĄvel, causando perdas considerĂĄveis de ĂĄgua de circulação. Os revestimentos sĂŁo tubos de aço com paredes finas mas de elevada resistĂŞncia mecânica, com comprimento de 1 a 3m, rosqueados nas extremidades. A execução da sondagem rotativa consiste basicamente na realização de manobras consecutivas de movimento rotativo para o corte da rocha. O comprimento da manobra ĂŠ determinado pelo comprimento do barrilete, em geral 1,5 a 3,0m. Terminada a manobra, o barrilete ĂŠ retirado do furo e os testemunhos sĂŁo cuidadosamente retirados e colocados em caixas especiais com separação e obedecendo a ordem de avanço da perfuração. Os resultados da sondagem sĂŁo apresentados na forma de um perfil individual de cada furo, contendo cotas e descrição dos testemunhos. A descrição dos testemunhos inclui a classificação litolĂłgica (gĂŞnese, mineralogia, textura e cor), o estado de alteração da rocha e o grau de fraturamento. O estado de alteração ĂŠ um fator qualitativo e subjetivo para expressar o grau de alteração da rocha, a saber: rocha extremamente alterada ou decomposta, muito alterada, medianamente alterada, pouco alterada.

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O grau de fraturamento é expresso através do número de fragmentos por metro, o qual é obtido dividindo−se o número de fragmentos recuperados em cada manobra pelo comprimento da manobra. O critério adotado na classificação é o seguinte: − ocasionalmente fraturada: 1 fratura/metro − pouco fraturada: 1 − 5 fraturas/metro − medianamente fraturada: 6 − 10 fraturas/metro − muito fraturada: 11 − 20 fraturas/metro − extremamente fraturada: > 20 fraturas/metro − em fragmentos: pedaços de diversos tamanhos Atualmente tem−se utilizado um parâmetro chamado RQD (Rock Quality Designation), para expressar a qualidade das rochas. O RQD é dado pela relação entre a soma dos comprimentos dos testemunhos com mais de 10cm dividido pelo comprimento da manobra. A Tabela 10.4 apresentada a classificação da rocha em função do RQD. Tabela 10.4 − Classificação da qualidade do maciço em função do RQD RDQ

Qualidade do Maciço

1 − 25% 25 − 50% 50 − 75% 75 − 90% 90 − 100%

Muito fraco Fraco Regular Bom Excelente

-YX?+ .0+ - + r?+ U 3SAa8 = cD9 KhKLCEB J = Sondagem mista é aquela em que são executados os processos de percussão associados ao processo rotativo. Os dois métodos são alternados de acordo com as camadas do terreno. É recomendada para terrenos com presença de blocos de rocha, matacões, sobrejascentes a camadas de solo. A maioria dos casos de sondagem mista inicia−se, pelo método à percussão, atingindo o impenetrável por esse método, reveste−se o furo e passa−se ao processo rotativo. Quando ocorre novamente a mudança de material (rocha para solo), interrompe a manobra e o furo prossegue por percussão com medida do índice de resistência à penetração. Os resultados são apresentados conforme já comentado anteriormente.

-YX?+ .0+ - + s + tuKL35B J 4 =Dc 9 K A amostragem é o processo de retirada de amostras de um solo com o objetivo de avaliar as propriedades de engenharia do mesmo. As amostras obtidas podem ser de dois tipos: amostras deformadas e indeformadas. Amostras deformadas. As amostras deformadas são aquelas que conservam as composições granulométrica e mineral do solo "in situ" e se possível sua umidade natural, entretanto, a sua estrutura foi perturbada pelo processo de extração. São obtidas por meio de pás, picaretas, trados e amostradores de parede grossa. As amostras deformadas são utilizadas para execução dos ensaios de caracterização do solo (granulometria, limites de consistência, massa específica dos sólidos), ensaios de identificação táctil − visual, ensaio de compactação e moldagem de corpos de prova, sob determinadas condições de grau de compactação e teor de umidade. Amostras indeformadas. São aquelas que conservam tanto as composições granulométrica e mineral do solo, quanto o teor de umidade e a estrutura. O termo indeformada quer dizer que a amostra foi submetida ao mínimo de perturbação possível, pois qualquer método amostragem sempre produz uma modificação no estado de tensão o qual

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esta submetido essa amostra. As amostras indeformadas são usadas na execução de ensaios de laboratório para obtenção dos parâmetros de resistência ao cisalhamento e compressibilidade do solo. Podem ser obtidas por meio de blocos indeformados ou por meio de amostradores de parede fina. A amostragem por meio de blocos é, geralmente, realizada na superfície do terreno, em taludes ou no interior de um poço, acima do nível de água. A retirada de um bloco de solo prismático indeformado segue esquema apresentado na fig. 10.9. O molde metálico (30x30cm) é cravado no solo e efetua−se a escavação em torno e na base do mesmo, até separar o bloco do maciço. Após a retirada do bloco, aplica−se uma fina camada de parafina, recobrindo−o com um tecido poroso (tela, estopa), e em seguida aplica−se uma nova camada de parafina. Essas operações tem o objetivo de preservar a umidade e a estrutura do bloco. Os blocos devem ser devidamente identificados e colocados em caixas contendo serragem para serem enviados para o laboratório, onde devem ser mantidos em câmara úmida até a utilização.

Figura 10.9 − Retirada de amostra indeformada . Para obtenção de amostras indeformadas em maiores profundidades, utilizam−se os amostradores de parede fina, construído com tubo de latão ou aço de diâmetro interno não inferior a 50mm e com características próprias para garantir a obtenção de amostras indeformadas. Para um amostrador ser classificado como de parede fina ele deve atender os seguintes requisitos: Folga interna: quando o amostrador é cravado no solo, a amostra cortada sofre um alívio de tensões e há uma tendência a expansão, e com isso, se desenvolverá um atrito entre a parede interna do amostrador e a amostra. Para que esse atrito seja diminuído, o diâmetro da ponta do amostrador deverá ser menor que o interno (fig. 10.10), definindo uma folga interna (Fi) entre 1 a 3%, dada pela eq. 10.1. O diâmetro da ponta sendo menor, ajuda a apoiar a amostra, facilitando a retirada do tubo. Uma folga maior, facilitaria a entrada da amostra no amostrador, mas aumentaria o risco dela cair quando extraída do furo. Fi =

di − dp dp

< 1 a 3% (10.1)

Relação de áreas: para minimizar a perturbação estrutural do solo, a parede do tubo não deve ser grossa, não devendo também ser muito fina, para que, não ocorra flambagem ou amassamento do tubo durante a cravação. Para satisfazer essas exigências deve se ter uma relação de áreas, dado pela eq. 10.2, com valor inferior a 10%. de − d i 2

Ra =

di

2

2

<10 % (10.2)

Porcentagem de recuperação: o comprimento da amostra obtido nem sempre é igual ao comprimento cravado do amostrador, em geral, as amostras sofrem um encurtamento. Para uma amostra ser considerada como indeformada a porcentagem de recuperação, dada pela eq. 10.3, deve estar entre 95 e 100%.

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Rr =

L = 95 a 100 % H

(10.3)

onde, H: comprimento cravado do amostrador, L: comprimento da amostra.

di

dp de Figura 10.10 − Amostrador de parede fina . Existem diversos tipos de amostradores de parede fina (shelby, pistão, sueco, Deninson, etc), sendo cada um deles indicado para uma determinada condição e tipo de solo. Os amostradores mais usuais são descritos a seguir: a) Amostrador Shelby: é composto de um tubo de latão ou aço inoxidável de espessura reduzida, com diâmetro de 50mm para permitir a utilização nos furos de sondagem de simples reconhecimento. O tubo é ligado a um engate provido de uma janela e uma válvula de alívio com esfera de aço, que tem a função de permitir a saída de água de dentro do tubo durante a cravação e diminuir a pressão hidrostática aplicada ao topo da amostra, durante a retirada do amostrador (fig. 10.11).

Figura 10.11 − Amostrador de parede fina tipo shelby.

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O amostrador tipo shelby é usado para obtenção de amostras indeformadas de solos coesivos com consistência mole a média. Esse amostrador é o mais antigo e o mais largamente utilizado, sendo que este serviu de base para desenvolvimento dos outros tipos. b) Amostrador de Pistão: é indicado para solos coesivos muito moles, siltes argilosos e areias. O amostrador é constituído de um pistão ou êmbolo que corre dentro do tubo de parede fina melhorando bastante as condições de amostragem, atingindo com facilidade 100% de recuperação da amostra (comprimento da amostra igual ao comprimento cravado do amostrador), mesmo em solos de difícil amostragem. A fig. 10.12 apresenta o amostrador de pistão.

Fig1ura 10.12 − Amostrador de parede fina tipo pistão. c) Amostrador Sueco: é também constituído de um pistão, o qual permanece fixo, durante o processo de amostragem. No pistão é fixado tiras de papel alumínio que são montadas em carretéis, dentro de uma peça especial e que se distribuem ao longo de todo o perímetro do amostrador (fig. 10.13).

Figura 10.13 − Amostrador de parede fina tipo sueco.

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O papel alumínio reduz o atrito entre a amostra e as paredes do tubo permitindo a obtenção de amostras com vários comprimentos. Esse amostrador permite uma sondagem contínua do subsolo. d) Amostrador Denison: é constituído de dois cilindros, sendo um interno e outro externo rotativo, dotado de sapata cortante. O cilindro interno é destinado a receber e acondicionar a amostra de solo, cortada por uma coroa de vídia solidária ao tubo externo (fig. 10.14). A amostra é suportada por uma mola retentora. A perfuração é feita por circulação de lama, que também permite uma maior estabilização das paredes do furo. Este amostrador é destinado a obtenção de amostras em solos resistentes, em que não se consegue amostra de boa qualidade por cravação.

Figura 10.14 − Amostrador de parede fina tipo Deninson.

-YX?+ .0+ .1+ \^] J_358 35B B 9 KLCE8 CE4`9 J 35B Os métodos semidiretos de prospecção são aqueles que não permitem coleta de amostras e visualização do tipo de solo, sendo as características de comportamento mecânico, obtidas por meio de correlações com grandezas medidas na execução do ensaio. Foram desenvolvidos com o intuito de contornar as dificuldades de obtenção de amostras de boa qualidade em certos tipos de solos, como areias puras ou submersas e argilas sensíveis de consistência muito mole. Os métodos semidiretos são conhecidos como ensaios "in situ", que tem por vantagem minimizar as perturbações causadas pela variação do estado de tensões e distorções devidas ao processo de amostragem, bem como evitar os choques e vibrações decorrentes do transporte e subsequente manuseio das amostras. Além disso, o efeito da configuração geológica do terreno está presente nesses ensaios "in situ" permitindo uma medida mais realista das propriedades físicas do solo. Dentre os ensaios "in situ" mais empregados no Brasil destacam−se o ensaio de penetração estática (CPT), o ensaio de “vane test” ou palheta e o ensaio pressiométrico. O ensaio de CPT e “vane test” têm por objetivo a determinação da resistência ao cisalhamento do solo, enquanto o ensaio pressiométro visa estabelecer uma espécie de curva tensão− deformação para o solo investigado. A seguir será detalhado cada um desses ensaios.

- X,+ .1+ .1+ - + @0AaB =DCE3 8 9$6a9 A79 J_4`= M GD3 9 B J v J CEb =iw$20:;eL+

O ensaio de penetração contínua ou estática do cone, também conhecido como deep− sounding, foi desenvolvido na Holanda com o propósito de simular a cravação de estacas e está normalizado pela ABNT através da norma NBR 3406. O ensaio de CPT, permite medidas, quase pontuais, da resistência de ponta e lateral devido à cravação de um penetrômetro no solo, as quais, por correlações, permitem identificar o tipo de solo, destacando a uniformidade e continuidade das camadas. Permite, também, determinar os parâmetros de resistência ao cisalhamento e a capacidade de carga dos

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materiais investigados. É um ensaio de custo relativamente baixo, rápido de ser executado, sendo portanto, indicado para a prospecção de grandes áreas. Apresentam como desvantagens, não obtenção de amostras para inspeção visual, a não penetração em camadas muito densas e com presença de pedregulhos e matacões, os quais podem tornar os resultados extremamente variáveis e causar problemas operacionais como deflexão das hastes e estragos na ponteira. O equipamento para execução do ensaio de CPT consta de um cone de aço, móvel, com um ângulo no vértice de 60° e área transversal de 10cm2. O cone é acionado por hastes metálicas, as quais transmitem o esforço estático de cravação produzido por macacos hidráulicos ou por engrenagens que acionam duas cremalheiras (hastes dentadas). O movimento de subida e descida são obtidos por intermédio das engrenagens movimentadas por sarillhos manuais (fig. 10.15). A pressão de cravação é obtida por manômetros ou anéis dinamométricos, sendo geralmente utilizados dois manômetros, um para altas pressões e outro para baixas pressões. O equipamento tem normalmente uma capacidade de 10 toneladas.

Figura 10.15 − Equipamento para ensaio de CPT, com medição hidráulica e vista do cone de penetração (Begeman). O ensaio consiste em cravar o cone solidário a uma haste e medir o esforço de necessário à penetração. São feitas medidas de resistência de ponta e total. Com o penetrômetro na cota de ensaio, crava−se 4cm da ponta por meio uma haste interna. Em seguida, a luva (camisa) e a ponta são cravados, numa extensão de aproximadamente 4cm, medindo−se a força usada para obtenção da resistência total, ponta mais atrito lateral, desenvolvido ao longo do comprimento do cone (fig. 10.16a). Novamente, o penetrômetro é colocado na posição inicial, e as operações são sucessivamente repetidas. A resistência lateral (ql) é obtida pela diferença entre a resistência total e a de ponta (qc). A velocidade de cravação do cone deverá ser constante e da ordem de 2cm/seg. A cada 4cm de profundidade,

102

portanto, podem−se ter valores das resistências lateral e de ponta que, lançados em um gráfico versus a profundidade toma o aspecto da fig. 10.17.

(a) (b) Figura 10.16 − (a) Ensaio de CPT, cone de Begeman. (b) Esquema de cone elétrico

Figura 10.17 − Resultado de um ensaio de penetração contínua − CPT. Os resultados do ensaio de cone, isto é as relações entre resistência de ponta (qc) e razão de atrito (atrito lateral /resistência de ponta) permitem obter a classificação dos tipos de solos encontrados, através do gráfico da fig. 10.18, apresentado por Schermertmann.

103

Figura 10.18 − Carta de classificação segundo Sherthamamn. Os dados permitem obter, ainda, boas indicações das propriedades do solo, ângulo de atrito interno de areias, e coesão e consistência das argilas. Foi Meyerhof (1956) quem inicialmente propôs uma correlação do tipo qc = nN, entre a resistência de ponta (qc) e N número de golpes para cravar 30cm finais do SPT. O autor acima sugeriu para as areias um n = 4. Com base nesta relação foi elaborado o gráfico da fig. 10.19 que estabelece as características de resistência ao cisalhamento e de deformabilidade de areias e argilas em função dos resultados do SPT e da resistência de ponta do CPT. Entre as experiências brasileiras menciona−se a desenvolvida por engenheiros de estaca franki, que com base em grande número de ensaios, chegaram aos valores de qc/N, apresentados na Tabela 10.5. Hoje os ensaios de CPT são realizados tendo as medidas de resistência lateral e de ponta feitas de forma automatizada. Isto permite, além de uma maior facilidade no armazenamento e tratamento dos dados, uma execução mais contínua do ensaio. Também outras medidas estão sendo acrescentadas ao ensaio, como medidas de pressão neutra, que permitem estimar parâmetros hidráulicos e de adensamento dos solos estudados. Mais recentemente ainda, sondas CPT vêm sendo dotadas de equipamentos para medir a resistividade do solo, sendo os dados obtidos utilizados no diagnóstico de áreas contaminadas (vide fig. 10.16b). Tabela 10.5 − Correlações entre N e qc. Tipo de Solo

Argila, argila siltosa, silte argilosos Argila arenosa e siltos−arenosa Silte arenoso Areia argilosa Areia

qc/ N 3,5 2,0 3,5 6,0 10,0

104

Figura 10.19 − Característica de resistência e deformabilidade em função do SPT e qc. Modificado de De Lima (1983).

105

-YX?+ .0+ .1+ .1+ @0A7B =DCE3 8 9$6a= jEfa9 J_=iw x yu=DA79 J_9 B J z + O “vane test” foi desenvolvido na Suécia, com o objetivo de medir a resistência ao cisalhamento não drenada de solos coesivos moles saturados. Hoje o ensaio é normalizado no Brasil pela ABNT (NBR 10905) O equipamento para realização do ensaio é constituído de uma palheta de aço, formada por quatro aletas finas retangulares, hastes, tubos de revestimentos, mesa, dispositivo de aplicação do momento torçor e acessórios para medida do momento e das deformações. O equipamento está apresentado na fig. 10.20. O diâmetro e a altura da palheta devem manter uma relação constante 1:2 e, sendo os diâmetro mais usuais de 55, 65 e 88mm. A medida do momento é feito através de anéis dinamométricos e vários tipos de instrumentos com molas, capazes de registrar o momento máximo aplicado.

Figura 10.20 − Equipamento para ensaio de palheta − vane test. O ensaio consiste em cravar a palheta e em medir o torque necessário para cisalhar o solo, segundo uma superfície cilíndrica de ruptura, que se desenvolve no entorno da palheta, quando se aplica ao aparelho um movimento de rotação. A instalação da palheta na cota de ensaio pode ser feita ou por cravação estática ou utilizando furos abertos a trado e/ou por circulação de água. No caso de cravação estática, é necessário que não haja camadas resistentes sobrejacentes à argila a ser ensaiada e que a palheta seja munida de uma sapata de proteção durante a cravação. Tanto o processo de cravação da sapata, quanto o de perfuração devem ser paralisados a 50cm acima da cota de ensaio, a fim de evitar o amolgamento do terreno. A partir daí, desce apenas a palheta de realização do ensaio. Com a palheta na posição desejada, deve−se girar a manivela a uma velocidade constante de 6°/min, fazendo− se as leituras da deformação no anel dinamométrico de meio em meio minuto, até atingir o momento máximo. Em seguida deve−se soltar a mesa e girar a manivela, rapidamente, com um mínimo de 10 rotações a fim de amolgar a argila e em seguida é feito novo ensaio para medir a resistência amolgada da argila e com isto, determinar a sensibilidade da argila (resistência da argila indeformada/ resistência da argila amolgada), conforme já apresentado no item 5.5, desta apostila. Para o cálculo da resistência não drenada da argila deve−se adotar as seguintes hipóteses: [ Drenagem impedida: ensaio rápido; [ Ausência de amolgamento do solo, em virtude do processo de cravação da palheta;

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[ [ [

Coincidência de superfície de ruptura com a geratriz do cilindro, formado pela rotação da palheta; Uniformidade da distribuição de tensões, ao longo de toda a superfície de ruptura, quando o torque atingir o seu valor máximo; Solo isotrópico.

No instante da ruptura o torque máximo (T) aplicado se iguala à resistência ao cisalhamento da argila, representada pelos momentos resistentes do topo e da base do cilindro de ruptura e pelo momento resistente desenvolvido, ao longo de sua superfície lateral, dado pela expressão: T = M L + 2MB (10.4) onde: T = torque máximo aplicado à palheta; ML = momento resistente desenvolvido ao longo da superfície lateral de ruptura; MB = momento resistente desenvolvido no topo e na base do cilindro de ruptura, dados por: 1 ML = πD2 .H.c u 2 (10.5) π 3 MB = D c u 12 (10.6) onde: D = diâmetro do cilindro de ruptura; H = altura do cilindro de ruptura; Cu = resistência não drenada da argila. Substituindo as equações 10.5 e 10.6 em 10.4 e fazendo−se H = 2D, tem−se o valor da coesão não drenada da argila, expresso pela fórmula 10.7. 6 T cu = . 7 πD3

(10.7)

Diversos fatores podem afetar os resultados obtidos com o vane test, dentre eles destacam−se a velocidade de rotação diferente da estipulada, não homogeneidade da camada de argila, as hipóteses de superfície cilíndrica de ruptura e distribuição de tensões uniforme se afastam das condições reais. Na realidade a superfície não é cilíndrica, pois acredita−se que as zonas próximas à palheta podem estar sujeitas a tensões mais altas, com concentração nas extremidades das aletas, provocando, portanto, uma ruptura progressiva. A presença de pedregulhos, conchas ou areias, podem afetar fortemente os resultados, acarretando valores mais elevados da resistência ou danificando a palheta. Valores mais baixos que os reais são possíveis em argilas moles amolgadas devido ao processo de cravação.

-YX?+ .0+ .1+ >?+ @0A7B =DCE3 674 9 B B CE35K!] J 4 CEb 3 Este ensaio é usado para determinação "in situ" do módulo de elasticidade e da resistência ao cisalhamento de solos e rochas. Foi desenvolvimento na França pelo engenheiro Menard. O ensaio pressiométrico consiste em efetuar uma prova de carga horizontal no terreno, graças a uma sonda que se introduz por um furo de sondagem de mesmo diâmetro e realizado previamente com grande cuidado para não modificar−se as características do solo. O equipamento destinado a execução do ensaio, chamado pressiômetro, é constituído por três partes: sonda, unidade de controle de medida pressão − volume e tubulações de conexão (fig. 10.21). A sonda pressiométrica é constituída por uma célula central ou de medida e duas células extremas, chamadas de células guardas, cuja finalidade é estabelecer

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um campo de tensões radiais em torno da célula de medida. O comprimento total da sonda é da ordem de 60 a 70cm e o da célula central de medida é cerca de 20cm. A unidade de controle é a parte do sistema que fica à superfície e contém, um depósito de CO2, manômetros para medir a pressão e dispositivo de controle.

Figura 10.21 − Equipamento para realização do ensaio pressiométrico. O ensaio é iniciado com a perfuração para instalação as sonda na profundidade desejada. Deve−se tomar cuidado para não amolgar as paredes do furo, por isso, não se pode realizar um ensaio pressiométrico aproveitando um furo de amostragem obtido por amostrador de parede fina. Após a instalação da sonda na posição de ensaio, as células guardas são infladas com gás carbônico, a uma pressão igual à da célula central. Na célula central é injetada água sob pressão, com o objetivo de produzir uma pressão radial nas paredes do furo. Em seguida, são feitas medidas de variação de volume em tempos padronizados,15, 30 e 60 segundos após a aplicação da pressão do estágio. O ensaio é finalizado quando o volume de água injetada atingir 700 a 750cm3. Com os pares de valores, pressão aplicada e variação do volume d’água injetado em um minuto, obtém−se a curva pressiométrica, mostrada na fig. 10.22. Nesta curva pode−se definir 5 fases, a saber:

Figura 10.22 − Curva pressiométrica.

108

[ [ [ [ {

Fase inicial: corresponde ao intervalo da curva em que há reposição das tensões atuantes e colocação em equilíbrio do conjunto sonda− perfuração − terreno; Fase elástica: muitas vezes esta fase não é visualizada com clareza e ocorre para baixas pressões; Fase pseudo − elástica: ocorre deformações lineares e é onde define−se o módulo de deformação ou módulo pressiométrico (Ep); Fase plástica: as deformações aumentam ultrapassando o limite de plasticidade do material, sendo determinada a partir da pressão de fluência. (Pf); Fase de equilíbrio limite: as deformações chegam a ser muito grandes, tendendo a um valor assintótico, denominado de pressão limite (Pl).

A partir da curva, apresentada na fig. 10.22, obtém−se: o módulo pressiométrico (Ep em kg/cm2), as pressões limites (Pl), de fluência (Pf) e a pressão natural do solo em repouso (Po). O módulo pressiométrico é obtido na fase pseudo − elástica da curva, através da eq. 10.8: Ep = 2,66.(v o + v m ).

p 2 − p1 v 2 − v1

(10.8)

onde: vo = volume da célula de medida no repouso; vm = volume médio do ensaio dado por (v1+ v2)/2; v1 e v2 = volumes de água injetados, correspondentes aos pontos iniciais e finais da fase pseudo−elástica da curva pressiométrica; p1 e p2 = pressões correspondentes aos pontos anteriormente referidos. A Tabela 10.6 indica a ordem de grandeza entre valores de Ep e Pl dos principais tipos de solo. Tabela 10.6 − Valores de Ep e Pl, para diferentes tipos de solos. Tipo de solo Vasas e turfas Argilas moles Argilas plásticas Argilas duras Areias vasosas Siltes Areia e pedregulhos Areias sedimentares Rochas calcárias Aterros recentes Aterros antigos Aterros pedregulhosos recentes bem compactados

Ep (kg/cm2) 2 − 15 5 − 30 30 − 80 80 − 400 5 − 20 20 − 100 80 − 1000 75 − 400 800 − 200.000 5 − 10 40 − 150 100 − 150

Pl (kg/ cm2) 0,2 − 1,5 0,5 − 3 3−8 6 − 20 1−5 2 − 15 12 − 50 10 − 50 30 − mais de 100 0,5 − 3 4 − 10 10 − 25

A relação Ep/Pl, é uma característica do solo investigado, variando de 12 a 30 em solos pré adensados e apresentando valores menores em terrenos de aluvião.

109

-YX?+ .0+ >?+ \^] J_358 35B CEA78 CE4`9 J 35B Os mĂŠtodos ditos indiretos de prospecção sĂŁo aqueles em que a determinação das propriedades das camadas do subsolo ĂŠ feita indiretamente pela medida de um parâmetro geofĂ­sico, geralmente resistividade elĂŠtrica ou velocidade de propagação das ondas no meio. Os Ă­ndices medidos mantĂŞm correlaçþes com a natureza geolĂłgica dos diversos horizontes, podendo−se ainda conhecer as suas respectivas profundidades e espessuras. Dentre os vĂĄrios processos geofĂ­sicos de prospecção podemos citar a resistividade elĂŠtrica e o mĂŠtodo de “cross−holeâ€?, como sendo os de uso mais freqĂźentes na engenharia civil. Os mĂŠtodos indiretos apresentam como grande vantagem, em relação aos anteriormente descritos, a de serem rĂĄpidos e econĂ´micos, nĂŁo necessitando da coleta de amostras, podendo ser utilizados na prospecção preliminar de grandes ĂĄreas.

-YX?+ .0+ >?+ - + @0A7B =DCE3 8 9$4 9 B CEB J CE< C 8 = 8 9 9 jE] J_4 C b = Este ensaio fundamenta−se no princĂ­pio de que diferentes materiais do subsolo possuem valores caracterĂ­sticos diferentes de resistividade elĂŠtrica. "A tĂŠcnica de caminhamento elĂŠtrico consiste em observar a variação lateral de resistividade a profundidades aproximadamente constantes. Isso ĂŠ obtido fixando o espaçamento dos eletrodos e caminhando−se com os mesmos ao longo de perfis, efetuando as medidas de resistividade aparente. Com o dispositivo eletrĂłdico dipolo−dipolo, os eletrodos AB de injeção de corrente e MN de potencial sĂŁo dispostos segundo um mesmo perfil e o arranjo ĂŠ definido pelos espaçamentos X=AB=MN. A profundidade de investigação cresce com o espaçamento (E), e teoricamente corresponde a E/2 (fig. 10.23), as medidas sĂŁo efetuadas em vĂĄrias profundidades de investigação, permitindo assim a construção de uma seção de resistividade aparente (ELIS & ZUQUETTE 1996)".

Figura 10.23 − Disposição no campo do arranjo dipolo−dipolo − tĂŠcnica do caminhamento elĂŠtrico. Ao passar uma corrente elĂŠtrica (I) atravĂŠs dos eletrodos A e B, e medir a diferença de potencial (∆V) criada entre os eletrodos M e N, obtĂŠm−se a resistividade atravĂŠs da fĂłrmula: ∆V Ď a=K I

110

sendo K, um fator geométrico que depende do espaçamento entre os quatro eletrodos e é calculado por: AM. AN K=π MN A resistividade (ρ) pode ser definida como sendo a maior ou menor facilidade com que uma corrente elétrica se propaga por um material. Os valores de resistividade são afetados pela presença de água, pela natureza dos sais dissolvidos e pela porosidade total do meio. Os resultados são tratados com o auxílio de um software.

-YX?+ .0+ >?+ .1+ @0A7B =DCE3 204 35B B w f735jE9/+ A técnica sísmica do cross−hole, ou transmissão direta entre furos, tem como principal objetivo a medida, em profundidade, das velocidades de propagação das ondas de compressão (p) e cisalhante (s) de um furo de sondagem equipado com um martelo, a outro equipado com um geofone (GIACHETI, 1991). As velocidades das ondas de compressão e cisalhante são determinadas através da medida do tempo requerido para o impacto percorrer a massa de solo e ser captado pelo geofone colocado a uma distância, em geral não excedente a 8 metros da fonte. Assim, a partir da obtenção das velocidades de propagação das ondas e do peso específico do solo é possível estimar os módulos cisalhante e de deformabilidade, segundo as formulações abaixo: G = VS2 γ

(10.11)

E = 2VS2 γ (1 + ν ) ν =

(V − 2 V ) 2(V − V ) 2 C

(10.12)

2 S

2 C

2 S

(10.13)

onde: G = módulo cisalhante dinâmico (MPa) E = módulo de deformabilidade dinâmico (MPa) ν = coeficiente de Poisson Vs = velocidade de propagação da onda cisalhante (m/s) Vp = velocidade de propagação da onda de compressão (m/s) γ = peso específico médio do solo (kN/m3)

111

[

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