apostila - ufba - mecânica dos solos

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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28
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.
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6.1 Classificação segundo o Sistema Unificado de Classificação dos Solos (SUCS). 37
6.2 Classificação segundo a AASHTO.
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7.
ÍNDICES FÍSICOS.
46
7.1 Introdução.
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7.2 Relações entre volumes.
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7.3 Relação entre pesos e volumes - pesos específicos ou entre massas e volumes - massa
específica.
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7.4 Diagrama de fases.
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7.5 Utilização do diagrama de fases para a determinação das relações entre os diversos
índices físicos.
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7.6 Densidade relativa
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7.7 Ensaios necessários para determinação dos índices físicos.
50
2
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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52
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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. INTRODUÇÃO AO CURSO
"! Quase todas as obras de engenharia têm, de alguma forma, de transmitir as cargas
sobre elas impostas ao solo. Mesmo as embarcações, ainda durante o seu período de
construção, transmitem ao solo as cargas devidas ao seu peso próprio. Além disto, em
algumas obras, o solo é utilizado como o próprio material de construção, assim como o
concreto e o aço são utilizados na construção de pontes e edifícios. São exemplos de obras
que utilizam o solo como material de construção os aterros rodoviários, as bases para
pavimentos de aeroportos e as barragens de terra, estas últimas podendo ser citadas como
pertencentes a uma categoria de obra de engenharia a qual é capaz de concentrar, em um só
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 às solicitações a ele impostas por
estas obras é 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), são responsáveis pela maior parte dos prejuízos
causados à humanidade, sejam eles de natureza econômica ou mesmo a perda de vidas
humanas. No Brasil, por exemplo, devido ao seu clima tropical e ao crescimento desordenado
das metrópoles, um sem número de eventos como os deslizamentos de encostas ocorrem,
provocando enormes prejuízos e ceifando a vida de centenas de pessoas a cada ano. Vê-se
daqui a grande importância do engenheiro geotécnico no acompanhamento destas obras de
engenharia, evitando por vezes a ocorrência de desastres catastróficos.
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! "
Por ser o solo um material natural, cujo processo de formação não depende de forma
direta da intervenção humana, o seu estudo e o entendimento de seu comportamento depende
de uma série de conceitos desenvolvidos em ramos afins de conhecimento. A mecânica dos
solos é o estudo do comportamento de engenharia do solo quando este é usado ou como
material de construção ou como material de fundação. Ela é uma disciplina relativamente
jovem da engenharia civil, somente sistematizada e aceita como ciência em 1925, após
trabalho publicado por Terzaghi (Terzaghi, 1925), que é conhecido, com todos os méritos,
como o pai da mecânica dos solos.
Um entendimento dos princípios da mecânica dos sólidos é essencial para o estudo da
mecânica dos solos. O conhecimento e aplicação de princípios de outras matérias básicas
como física e química são também úteis no entendimento desta disciplina. Por ser um material
de origem natural, o processo de formação do solo, o qual é estudado pela geologia, irá
influenciar em muito no seu comportamento. O solo, como veremos adiante, é um material
trifásico, composto basicamente de ar, água e partículas sólidas. A parte fluida do solo (ar e
água) pode se apresentar em repouso ou pode se movimentar pelos seus vazios mediante a
existência de determinadas forças. O movimento da fase fluida do solo é estudado com base
em conceitos desenvolvidos pela mecânica dos fluidos. Pode-se citar ainda algumas
disciplinas, como a física 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 não saturados. Além disto, o estudo e o desenvolvimento da mecânica dos solos são
fortemente amparados em bases experimentais, a partir de ensaios de campo e laboratório.
A aplicação dos princípios da mecânica dos solos para o projeto e construção de
fundações é denominada de "engenharia de fundações". A engenharia geotécnica (ou
geotecnia) pode ser considerada como a junção da mecânica dos solos, da engenharia de
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fundações, 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, proposição de medidas de remediação para áreas impactadas,
projetos de sistemas de proteção em aterros sanitários, etc.
!
" Fundações: As cargas de qualquer estrutura têm de ser, em última instância,
descarregadas no solo através de sua fundação. Assim a fundação é uma parte essencial de
qualquer estrutura. Seu tipo e detalhes de sua construção podem ser decididos somente com o
conhecimento e aplicação de princípios da mecânica dos solos.
Obras subterrâneas e estruturas de contenção: Obras subterrâneas como estruturas
de drenagem, dutos, túneis e as obras de contenção como os muros de arrimo, cortinas
atirantadas somente podem ser projetadas e construídas usando os princípios da mecânica dos
solos e o conceito de "interação solo-estrutura".
Projeto de pavimentos: o projeto de pavimentos pode consistir de pavimentos
flexíveis ou rígidos. Pavimentos flexíveis dependem mais do solo subjacente para transmissão
das cargas geradas pelo tráfego. Problemas peculiares no projeto de pavimentos flexíveis são
o efeito de carregamentos repetitivos e problemas devidos às expansões e contrações do solo
por variações em seu teor de umidade.
Escavações, aterros e barragens: A execução de escavações no solo requer
freqüentemente o cálculo da estabilidade dos taludes resultantes. Escavações profundas
podem necessitar de escoramentos provisórios, cujos projetos devem ser feitos com base na
mecânica dos solos. Para a construção de aterros e de barragens de terra, onde o solo é
empregado como material de construção e fundação, necessita-se de um conhecimento
completo do comportamento de engenharia dos solos, especialmente na presença de água. O
conhecimento da estabilidade de taludes, dos efeitos do fluxo de água através do solo, do
processo de adensamento e dos recalques a ele associados, assim como do processo de
compactação empregado é essencial para o projeto e construção eficientes de aterros e
barragens de terra.
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*!,+-./01
Este curso de mecânica dos solos pode ter sua parte teórica dividida em duas partes:
uma parte envolvendo os tópicos origem e formação dos solos, textura e estrutura dos solos,
análise granulométrica, estudo das fases ar-água-partículas sólidas, limites de consistência,
índices físicos e classificação dos solos, onde uma primeira aproximação é feita com o tema
solos e uma segunda parte, envolvendo os tópicos tensões geostáticas e induzidas,
compactação, permeabilidade dos solos, compressibilidade dos solos, resistência ao
cisalhamento, estabilidade de taludes e empuxos de terra e estruturas de contenção, onde um
tratamento mais fundamentado na ótica da engenharia civil é dado aos solos.
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2. ORIGEM E FORMAÇÃO DOS SOLOS.
!
Quando mencionamos a palavra solo já nos vem a mente uma idéia intuitiva do que se
trata. No linguajar popular a palavra solo está 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 é contudo bastante difícil, de
modo que o termo solo adquire diferentes conotações 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 matéria orgânica, o qual é 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, é conveniente definir como rocha aquilo que é impossível
escavar manualmente, que necessite de explosivo para seu desmonte. Chamamos de solo, em
engenharia, a rocha já decomposta ao ponto granular e passível de ser escavada apenas com o
auxílio de pás e picaretas ou escavadeiras.
A crosta terrestre é composta de vários 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 intempéricos 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, água ou outro fluido de natureza diversa. Devido ao seu
pequeno índice de vazios e as fortes ligações existentes entre os minerais, as rochas são
coesas, enquanto que os solos são granulares. Os grãos de solo podem ainda estar
impregnados de matéria orgânica. Desta forma, podemos dizer que para a engenharia, solo é
um material granular composto de rocha decomposta, água, ar (ou outro fluido) e
eventualmente matéria orgânica, que pode ser escavado sem o auxílio de explosivos.
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Intemperismo é o conjunto de processos físicos, químicos e biológicos pelos quais a
rocha se decompõe para formar o solo. Por questões didáticas, o processo de intemperismo é
freqüentemente dividido em três categorias: intemperismo físico químico e biológico. 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 rochasolo.
Os processos de intemperismo físico reduzem o tamanho das partículas, aumentando
sua área de superfície e facilitando o trabalho do intemperismo químico. Já os processos
químicos e biológicos podem causar a completa alteração física da rocha e alterar suas
propriedades químicas.
+ #" %,&( )%'- . É o processo de decomposição da rocha sem a alteração química dos seus
componentes. Os principais agentes do intemperismo físico são citados a seguir:
Variações de Temperatura - Da física sabemos que todo material varia de volume
em função de variações na sua temperatura. Estas variações de temperatura ocorrem entre o
dia e a noite e durante o ano, e sua intensidade será função do clima local. Acontece que uma
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rocha é geralmente formada de diferentes tipos de minerais, cada qual possuindo uma
constante de dilatação térmica diferente, o que faz a rocha deformar de maneira desigual em
seu interior, provocando o aparecimento de tensões internas que tendem a fraturá-la. Mesmo
rochas com uma uniformidade de componentes não têm uma arrumação que permita uma
expansão uniforme, pois grãos compridos deformam mais na direção de sua maior dimensão,
tendendo a gerar tensões internas e auxiliar no seu processo de desagregação.
Repuxo coloidal - O repuxo coloidal é caracterizado pela retração da argila devido à
sua diminuição de umidade, o que em contato com a rocha pode gerar tensões capazes de
fraturá-la.
Ciclos gelo/degelo- As fraturas existentes nas rochas podem se encontrar parcialmente
ou totalmente preenchidas com água. Esta água, em função das condições 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 água aumenta em cerca de
8% o seu volume devido à nova arrumação das suas moléculas durante a cristalização). Vale
ressaltar também que a água transporta substâncias ativas quimicamente, incluindo sais que
ao reagirem com ácidos provocam cristalização com aumento de volume.
Alívio de pressões - Alívio de pressões irá ocorrer em um maciço rochoso sempre que
da retirada de material sobre ou ao lado do maciço, provocando a sua expansão, o que por sua
vez, irá contribuir no fraturamento, estricções 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 químicos e biológicos, cujos efeitos aumentam a fraturação e
tende a reduzir a rocha a blocos cada vez menores.
É o processo de decomposição da rocha com a alteração química dos seus
componentes. Há várias formas através das quais as rochas decompõem-se quimicamente.
Pode-se dizer, contudo, que praticamente todo processo de intemperismo químico depende da
presença da água. Entre os processos de intemperismo químico destacam-se os seguintes:
Hidrólise - Dentre os processos de decomposição química do intemperismo, a
hidrólise é a que se reveste de maior importância, porque é o mecanismo que leva a destruição
dos silicatos, que são os compostos químicos mais importantes da litosfera. Em resumo, os
minerais na presença dos íons H+ liberados pela água são atacados, reagindo com os mesmos.
O H+ penetra nas estruturas cristalinas dos minerais desalojando os seus íons originais (Ca++,
K+, Na+, etc.) causando um desequilíbrio na estrutura cristalina do mineral e levando-o a
destruição.
Hidratação - Como a própria palavra indica, é a entrada de moléculas de água na
estrutura dos minerais. Alguns minerais quando hidratados (feldspatos, por exemplo) sofrem
expansão, levando ao fraturamento da rocha.
Carbonatação - O ácido carbônico é o responsável por este tipo de intemperismo. O
intemperismo por carbonatação é mais acentuado em rochas calcárias por causa da diferença
de solubilidade entre o CaCo3 e o bicarbonato de cálcio formado durante a reação.
Os diferentes minerais constituintes das rochas originarão solos com características
diversas, de acordo com a resistência que estes tenham ao intemperismo local. Há, inclusive,
minerais que têm uma estabilidade química e física tal que normalmente não são
decompostos. O quartzo, por exemplo, por possuir uma enorme estabilidade física e química é
parte predominante dos solos grossos, como as areias e os pedregulhos.
8
!
Neste caso, a decomposição da rocha se dá graças a esforços mecânicos produzidos
por vegetais através das raízes, por animais através de escavações dos roedores, da atividade
de minhocas ou pela ação do próprio homem, ou por uma combinação destes fatores, ou ainda
pela liberação de substâncias agressivas quimicamente, intensificando assim o intemperismo
químico, seja pela decomposição de seus corpos ou através de secreções, como é o caso dos
ouriços do mar.
Logo, os fatores biológicos de maior importância incluem a influência da vegetação no
processo de fraturamento da rocha e o ciclo de meio ambiente entre solo e planta e entre
animais e solo. Pode-se dizer que a maior parte do intemperismo biológico poderia ser
classificado como uma categoria do intemperismo químico em que as reações químicas que
ocorrem nas rochas são propiciadas por seres vivos.
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-.(/ O intemperismo químico possui um poder de desagregação da rocha muito maior do
que o intemperismo físico. Deste modo, solos gerados em regiões onde há a predominância do
intemperismo químico tendem a ser mais profundos e mais finos do que aqueles solos
formados em locais onde há a predominância do intemperismo físico. Além disto,
obviamente, os solos originados a partir de uma predominância do intemperismo físico
apresentarão uma composição química semelhante à da rocha mãe, ao contrário daqueles
solos formados em locais onde há predominância do intemperismo químico.
0
# $&% ')(1 2'3. -.(3 !+4
2
Conforme relatado anteriormente, a água é um fator fundamental no desenvolvimento
do intemperismo químico da rocha. Deste modo, regiões com altos índices de pluviosidade e
altos valores de umidade relativa do ar tendem a apresentar uma predominância de
intemperismo do tipo químico, o contrário ocorrendo em regiões de clima seco.
657 *8'39 Como vimos, todo solo provém de uma rocha pré-existente, mas dada a riqueza da sua
formação não é de se esperar do solo uma estagnação a partir de um certo ponto. Como em
tudo na natureza, o solo continua suas transformações, podendo inclusive voltar a ser rocha.
De forma simplificada, definiremos a seguir um esquema de transformações que vai do
magma ao solo sedimentar e volta ao magma (fig. 2.1).
No interior do Globo Terrestre, graças às elevadas pressões e temperaturas, os
elementos químicos que compõe as rochas se encontram em estado líquido, formando o
magma (fig. 2.1 -6).
A camada sólida da Terra pode romper-se em pontos localizados e deixar escapar o
magma. Desta forma, haverá um resfriamento brusco do magma (fig. 2.1 linha 6-1), que se
transformará em rochas ígneas, nas quais não haverá tempo suficiente para o desenvolvimento
de estruturas cristalinas mais estáveis. O processo indicado pela linha 6-1 é denominado de
extrusão vulcânica ou derrame e é responsável pela formação da rocha ígnea denominada de
basalto. A depender do tempo de resfriamento, o basalto pode mesmo vir a apresentar uma
estrutura vítrea.
Quando o magma não chega à superfície terrestre, mas ascende a pontos mais
próximos à superfície, com menor temperatura e pressão, ocorre um resfriamento mais lento
(fig. 2.1 linha 6-7), o que permite a formação de estruturas cristalinas mais estáveis, e,
portanto, de rochas mais resistentes, denominadas de intrusivas ou plutônicas (diabásio, 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.
Uma vez exposta, (fig. 2.1-1), a rocha sofre a ação das intempéries e forma os solos
residuais (fig. 2.1-2), os quais podem ser transportados e depositados sobre outro solo de
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qualquer espécie ou sobre uma rocha (fig. 2.1 linha 2-3), vindo a se tornar um solo
sedimentar. A contínua deposição de solos faz aumentar a pressão e a temperatura nas
camadas mais profundas, que terminam por ligarem seus grãos e formar as rochas
sedimentares (fig. 2.1 linha 3-4), este processo chama-se litificação ou diagênese.
As rochas sedimentares podem, da mesma maneira que as rochas ígneas, aflorarem à
superfície e reiniciar o processo de formação de solo ( fig. 2.1 linha 4-1), ou de forma
inversa, as deposições podem continuar e conseqüentemente prosseguir o aumento de pressão
e temperatura, o que irá levar a rocha sedimentar a mudar suas características texturais e
mineralógicas, a achatar os seus cristais de forma orientada transversalmente à pressão e a
aumentar a ligação entre os cristais (fig. 2.1 linha 4-5). O material que surge daí tem
características tão diversas da rocha original, que muda a sua designação e passa a se chamar
rocha metamórfica.
Naturalmente, a rocha metamórfica está sujeita a ser exposta (fig. 2.1 linha 5-1),
decomposta e formar solo. Se persistir o aumento de pressão e temperatura graças à deposição
de novas camadas de solo, a rocha fundirá e voltará à forma de magma (fig. 2.1 linha 5-6).
Obviamente, todos esses processos. com exceção do vulcanismo e de alguns
transportes mais rápidos, ocorrem numa escala de tempo geológica, isto é, de milhares ou
milhões de anos.
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Há diferentes maneiras de se classificar os solos, como pela origem, pela sua evolução,
pela presença ou não de matéria orgânica, pela estrutura, pelo preenchimento dos vazios, etc.
Neste item apresentar-se-á uma classificação genética para os solos, ou seja, iremos classificálos conforme o seu processo geológico de formação.
Na classificação genética, os solos são divididos em dois grandes grupos, sedimentares
e residuais, a depender da existência ou não de um agente de transporte na sua formação,
respectivamente. Os principais agentes de transporte atuando na formação dos solos
sedimentares são a água, o vento e a gravidade. Estes agentes de transporte influenciam
fortemente nas propriedades dos solos sedimentares, a depender do seu grau de seletividade.
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São solos que permanecem no local de decomposição da rocha. Para que eles ocorram
é necessário 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 vários fatores, entre os quais a
temperatura, o regime de chuvas e a vegetação. As condições existentes nas regiões tropicais
são favoráveis a degradações mais rápidas da rocha, razão pela qual há uma predominância de
solos residuais nestas regiões (centro sul do Brasil, por exemplo).
Como a ação das intempéries se dá, 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, até uma condição de solo residual maduro, em
superfície. A fig. 2.2 ilustra um perfil típico de solo residual.
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Solo maduro
Resistência
Deformabilidade
Solo jovem
Saprolito
Rocha alterada
Rocha sã
Figura 2.2 - Perfil típico de solo residual.
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
relativamente a rocha pequena resistência ao cisalhamento. 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, 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 Recôncavo Baiano. Esta rocha,
quando decomposta, produz uma argila conhecida popularmente como "massapê", que tem
como mineral constituinte a montimorilonita, apresentando grande potencial de expansão na
presença de água. As constantes mudanças de umidade a que o solo está submetido provocam
variações de volume que geram sérios problemas nas construções (aterros ou edificações)
assentes sobre estes solos. A fig. 2.4 apresenta fotos que ilustram alguns dos aspectos de um
Folhelho/Massapê comumente encontrado em Pojuca, Região 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 existência de uma grande quantidade de trincas de tração originadas pela
secagem do solo ao ser exposto à atmosfera.
Figura 2.3 - Perfil geotécnico típico do recôncavo Baiano.
(a)
(b)
Figura 2.4- Características do Folhelho/Massapê, encontrado em Pojuca-BA. (a) Folhelho alterado e (b) - Retração típica do solo ao sofrer secagem.
Os solos sedimentares ou transportados são aqueles que foram levados ao seu local
atual por algum agente de transporte e lá depositados. As características dos solos
sedimentares são função do agente de transporte.
Cada agente de transporte seleciona os grãos que transporta com maior ou menor
facilidade, além disto, durante o transporte, as partículas de solo se desgastam e/ou quebram.
Resulta daí um tipo diferente de solo para cada tipo de transporte. Esta influência é tão
marcante que a denominação dos solos sedimentares é 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 Eólicos)
Águas (Solos Aluvionares)
♣ Água dos Oceanos e Mares (Solos Marinhos)
♣ Água dos Rios (Solos Fluviais)
♣ Água de Chuvas (Solos Pluviais)
Geleiras (Solos Glaciais)
Gravidade (Solos Coluvionares)
Os agentes naturais citados acima não devem ser encarados apenas como agentes de
transporte, pois eles têm uma participação ativa no intemperismo e portanto na formação do
próprio solo, o que ocorre naturalmente antes do seu transporte.
O transporte pelo vento dá origem aos depósitos eólicos de solo. Em virtude do atrito
constante entre as partículas, os grãos de solo transportados pelo vento geralmente possuem
forma arredondada. A capacidade do vento de transportar e erodir é muito maior do que possa
parecer à primeira vista. Vários são os exemplos de construções e até cidades soterradas
parcial ou totalmente pelo vento, como foram os casos de Taunas - ES e Tutóia - MA; os
grãos 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 é geralmente depositado em zonas de calmaria.
O transporte eólico é o mais seletivo tipo de transporte das partículas do solo. Se por
um lado grãos maiores e mais pesados não podem ser transportados, os solos finos, como as
argilas, têm seus grãos unidos pela coesão, formando torrões dificilmente levados pelo vento.
Esse efeito também ocorre em areias e siltes saturados (falsa coesão) o que faz da linha de
lençol freático (definida por um valor de pressão da água intersticial igual a atmosférica) 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 características, os solos eólicos possuem grãos de
aproximadamente mesmo diâmetro, apresentando uma curva granulométrica denominada de
uniforme. São exemplos de solos eólicos:
As dunas são exemplos comuns de solos eólicos nordeste do Brasil). A formação de
uma duna se dá inicialmente pela existência de um obstáculo 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 eólico na formação das dunas.
14
A deposição continuada de solo neste local acaba por gerar mais deposição de solo, já
que o obstáculo ao caminho do vento se torna cada vez maior. Durante o período de
existência da duna, partículas de areia são levadas até 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 padrões geológico é muito rápido.
Formado por deposições sobre vegetais que ao se decomporem deixam seu molde no
maciço, o Loess é um solo bastante problemático para a engenharia, pois a despeito de uma
capacidade de formar paredões 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,
responsável por sua grande resistência inicial. Quando umedecido, contudo, o cimento
calcáreo existente no solo pode ser dissolvido e solo entra em colapso.
!
São solos resultantes do transporte pela água e sua textura depende da velocidade da
água no momento da deposição, sendo freqüente a ocorrência de camadas de granulometrias
distintas, devidas às diversas épocas de deposição.
O transporte pela água é bastante semelhante ao transporte realizado pelo vento,
porém algumas características importantes os distinguem:
a) Viscosidade - por ser mais viscosa a água tem uma capacidade de transporte maior,
transportando grãos de tamanhos diversos.
b) Velocidade e Direção - ao contrário do vento que em um minuto pode soprar com
forças e direções bastante diferenciadas, a água têm seu roteiro mais estável; suas
variações de velocidade tem em geral um ciclo anual e as mudanças de direção
estão condicionadas ao próprio processo de desmonte e desgaste do relevo.
c) Dimensão das Partículas - os solos aluvionares fluviais são, via de regra, mais
grossos que os eólicos, pois as partículas mais finas mantêm-se sempre em
suspensão e só se sedimentam quando existe um processo químico que as flocule
(isto é o que acontece no mar ou em alguns lagos).
d) Eliminação da Coesão - vimos que o vento não pode transportar os solos argilosos
devido a coesão entre os seus grãos. A presença de água em abundância diminui
este efeito; com isso somam-se as argilas ao universo de partículas transportadas
pela água.
#"$ A água das chuvas pode ser retida em vegetais ou construções, 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 água que se infiltra pode carrear grãos finos através dos poros existentes nos solos
grossos, mas este transporte é raro e pouco volumoso, portanto de pouca relevância em
relação à erosão superficial. De muito maior importância é o solo que as águas das chuvas
levam ao escoar de pontos mais elevados no relevo aos vales. Os vales contém rios ou riachos
que serão alimentados não só da água que escoa das escarpas, como também de matéria
sólida.
15
Os rios durante sua existência têm várias fases. Em áreas de formação geológicas mais
recentes, menos desgastadas, existem irregularidades topográficas muito grandes e por isso os
rios têm uma inclinação maior e conseqüentemente uma maior velocidade. Existem vários
fatores determinantes da capacidade de erosão e transporte dos rios, sendo a velocidade a
mais importante. Assim, os rios mais jovens transportam mais matéria sólida do que os rios
mais velhos.
Sabe-se que os rios não possuem a mesma idade em toda a sua extensão; quanto mais
distantes da nascente, menor a inclinação e a velocidade. As partículas de determinado
tamanho passam a ter peso suficiente para se decantar e permanecer naquele ponto, outras
menores só serão depositadas com velocidade também 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 tendência a planificação do leito. Rios mais
velhos têm portanto menor velocidade e transportam menos.
b) Cada tamanho de grão será depositado em um determinado ponto do rio,
correspondente a uma determinada velocidade, o que leva os solos fluviais a terem uma certa
uniformidade granulométrica. Solos muito finos, como as argilas, permanecerão em
suspensão até decantar em mares ou lagos com água em repouso.
De um modo geral, pode-se dizer que os solos aluvionares apresentam um grau de
uniformidade de tamanho de grãos intermediário entre os solos eólicos (mais uniformes) e
coluvionares (menos uniformes).
As ondas atingem as praias com um pequeno ângulo em relação ao continente. Isso faz
com que a areia, além do movimento de vai e vem das ondas, desloquem-se também ao longo
da praia. Obras que impeçam esse fluxo tendem a ser pontos de deposição de areia, o que
pode acarretar sérios problemas.
!" De pequena importância para nós, os solos formados pelas geleiras, ao se deslocarem
pela ação da gravidade, são comuns nas regiões temperadas. São formados de maneira
análoga aos solos fluviais. A corrente de gelo que escorre de pontos elevados onde o gelo é
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 áreas de degelo. Uma ampla gama de tamanho de
partículas é transportada, levando assim a formação de solos bastante heterogêneos que
possuem desde grandes blocos de rocha até materiais de granulometria fina.
#!$ &%"
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 até as partículas mais finas de argila.
Entre os solos coluvionares estão os escorregamentos das escarpas da Serra do Mar
formando os Tálus nos pés do talude, massas de materiais muito diversas e sujeitas a
movimentações de rastejo. Têm sido também classificados como coluviões os solos
superficiais do Planalto Brasileiro depositados sobre solos residuais.
16
- Os tálus são solos coluvionares formados pelo deslizamento de solo do topo
das encostas. No sul da Bahia existem solos formados pela deposição de colúvios em áreas
mais baixas, os quais se apresentam geralmente com altos teores de umidade e são propícios à
lavoura cacaueira. Encontram-se solos coluvionares (tálus) também na Cidade Baixa, em
Salvador, ao pé da encosta paralela à falha geológica que atravessa a Baia de Todos os Santos.
De extrema beleza são os tálus encontrados na Chapada Diamantina, Bahia. A fig. 2.6 lustra
formações típicas da região. A parte mais inclinada dos morros corresponde à formação
original, enquanto que a parte menos inclinada é composta basicamente de solo coluvionar
(tálus).
.
Figura 2.6 - Exemplos de solos coluvionares (tálus) encontrados na chapada
diamantina.
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 característico. Têm granulometria fina, pois os solos grossos tem uma
permeabilidade que permite a "lavagem" dos grãos, eximindo-os da matéria impregnada.
- solos que encorporam florestas soterradas em estado avançado de
decomposição. Têm estrutura fibrilar composta de restos de fibras vegetais e não se aplicam
aí as teorias da Mecânica dos Solos, sendo necessários estudos especiais. Têm ocorrência
registrada na Bahia, Sergipe, Rio Grande do Sul e outros estados do Brasil.
!#"$"% &(' *) " +, Alguns solos sofrem, em seu local de formação (ou de
deposição) uma série de transformações físico-químicas que os levam a ser classificados
como solos de evolução pedogênica. Os solos lateríticos são um tipo de solo de evolução
pedogênica. O processo de laterização é típico de regiões onde há uma nítida separação entre
períodos chuvosos e secos e é caracterizado pela lavagem da sílica coloidal dos horizontes
superiores do solo, com posterior deposição desta em horizontes mais profundos, resultando
em solos superficiais com altas concentrações de óxidos de ferro e alumínio. A importância
do processo de laterização no comportamento dos solos tropicais é discutida no item
classificação dos solos.
17
3. TEXTURA E ESTRUTURA DOS SOLOS.
! Entende-se por textura o tamanho relativo e a distribuição das partículas sólidas que
formam os solos. O estudo da textura dos solos é realizado por intermédio do ensaio de
granulometria, do qual falaremos adiante. Pela sua textura os solos podem ser classificados
em dois grandes grupos: solos grossos (areia, pedregulho, matacão) e solos finos (silte e
argila). Esta divisão é fundamental no entendimento do comportamento dos solos, pois a
depender do tamanho predominante das suas partículas, as forças de campo influenciando em
seu comportamento serão gravitacionais (solos grossos) ou elétricas (solos finos). De uma
forma geral, pode-se dizer que quanto maior for a relação área/volume ou área/massa das
partículas sólidas, maior será a predominância das forças elétricas ou de superfície. Estas
relações são inversamente proporcionais ao tamanho das partículas, de modo que os solos
finos apresentam uma predominância das forças de superfície na influência do seu
comportamento. Conforme relatado anteriormente, o tipo de intemperismo influencia na
textura e estrutura do solo. Pode-se dizer que partículas com dimensões até cerca de 0,001mm
são obtidas através do intemperismo físico, já as partículas menores que 0,001mm provém do
intemperismo químico.
"$#
! %&%'%
Nos solos grossos, por ser predominante a atuação de forças gravitacionais, resultando
em arranjos estruturais bastante simplificados, o comportamento mecânico e hidráulico está
principalmente condicionado a sua compacidade, que é uma medida de quão próximas estão
as partículas sólidas umas das outras, resultando em arranjos com maiores ou menores
quantidades de vazios. Os solos grossos possuem uma maior percentagem de partículas
visíveis a olho nu (φ ≥ 0,074 mm) e suas partículas têm formas arredondadas, poliédricas e
angulosas.
())*+,! %-
São classificados como pedregulho as partículas de solo com dimensões maiores que
2,0mm (DNER, MIT) ou 2,0mm (ABNT). Os pedregulhos são encontrados em geral nas
margens dos rios, em depressões preenchidas por materiais transportados pelos rios ou até
mesmo em uma massa de solo residual (horizontes correspondentes ao solo residual jovem e
ao saprolito).
./*0 -
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 está relacionada com a quantidade de transporte sofrido
pelos mesmos até 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 esféricas
serão as partículas resultantes. Classificamos como areia as partículas com dimensões 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 pequenos contatos existentes entre as partículas, as de
18
formato mais angulares, por possuírem em geral uma menor área de contato, são mais
susceptíveis a se quebrarem.
Quando as partículas que constituem o solo possuem dimensões menores que
0,074mm (DNER), ou 0,06mm (ABNT), o solo é considerado fino e, neste caso, será
classificado como argila ou como silte.
Nos solos formados por partículas muito pequenas, as forças que intervêm no processo
de estruturação do solo são de caráter muito mais complexo e serão estudadas no item
composição mineralógica dos solos. Os solos finos possuem partículas com formas lamelares,
fibrilares e tubulares e é o mineral que determina a forma da partícula. As partículas de argila
normalmente apresentam uma ou duas direções em que o tamanho da partícula é bem superior
àquele apresentado em uma terceira direção. O comportamento dos solos finos é definido
pelas forças de superfície (moleculares, elétricas) e pela presença de água, a qual influi de
maneira marcante nos fenômenos de superfície dos argilo-minerais.
A fração granulométrica do solo classificada como argila (diâmetro inferior a
0,002mm) se caracteriza pela sua plasticidade marcante (capacidade de se deformar sem
apresentar variações volumétricas) e elevada resistência quando seca. É a fração mais ativa
dos solos.
Apesar de serem classificados como solos finos, o comportamento dos siltes é
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 granulométrica adotada pela ABNT
(NBR 6502):
Areia
Argila
0,002
Silte
Fina
0,06
Média
0,20
0,60
Grossa
Pedregulho
2,0
Pedra de
mão
mm
60,0
Figura 3.1 - Escala granulométrica da ABNT NBR 6502 de 1995
"! ##
$%
&'(*)
+,-*.0/1%
! 2 Muitas vezes em campo temos a necessidade de uma identificação prévia do solo, sem
que o uso do aparato de laboratório esteja disponível. Esta classificação primária é
extremamente importante na definição (ou escolha) de ensaios de laboratório mais elaborados
e pode ser obtida a partir de alguns testes feitos rapidamente em uma amostra de solo. No
processo de identificação tátil visual de um solo utilizam-se freqüentemente os seguintes
procedimentos (vide NBR 7250):
Tato: Esfrega-se uma porção do solo na mão. As areias são ásperas; as argilas
parecem com um pó quando secas e com sabão quando úmidas.
19
Plasticidade: Moldar bolinhas ou cilindros de solo úmido. As argilas são moldáveis
enquanto as areias e siltes não são moldáveis.
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.
20
A análise da distribuição das dimensões dos grãos, denominada análise
granulométrica, objetiva determinar os tamanhos dos diâmetros equivalentes das partículas
sólidas em conjunto com a proporção de cada fração constituinte do solo em relação ao peso
de solo seco. A representação gráfica das medidas realizadas é denominada de curva
granulométrica. Pelo fato de o solo geralmente apresentar partículas com diâmetros
equivalentes variando em uma ampla faixa, a curva granulométrica é normalmente
apresentada em um gráfico semi-log, com o diâmetro equivalente das partículas em uma
escala logarítmica e a percentagem de partículas com diâmetro inferior à abertura da peneira
considerada (porcentagem que passa) em escala linear.
!" $#%&'
() O ensaio de granulometria conjunta para o levantamento da curva granulométrica do
solo é realizado com base em dois procedimentos distintos: a) peneiramento - realizado para
partículas com diâmetros equivalentes superiores a 0,074mm (peneira 200) e b) Sedimentação
- procedimento válido para partículas com diâmetros equivalentes inferiores a 0,2mm. O
ensaio de peneiramento não é realizado para partículas 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)
não é regularmente utilizada no ensaio de peneiramento, por ser facilmente danificada e de
custo elevado.
O ensaio de granulometria é realizado empregando-se os seguintes equipamentos: jogo
de peneiras, balança, estufa, destorroador, quarteador, bandejas, proveta, termômetro,
densímetro, cronômetro, dispersor, defloculante, etc. A preparação das amostras de solo se dá
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 são listadas algumas características dos processos normalmente empregados
no ensaio de granulometria conjunta (vide NBR 7181).
Peneiramento: utilizado para a fração grossa do solo (grãos com até 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 #200 e prepara-se o material para a sedimentação.
Sedimentação: os solos muito finos, com granulometria inferior a 0,074mm, são
tratados de forma diferenciada, através 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 partícula esférica, em um meio viscoso infinito, é proporcional ao quadrado do
diâmetro da partícula. Sendo assim, as menores partículas se sedimentam mais lentamente que
as partículas maiores.
O ensaio de sedimentação é realizado medindo-se a densidade de uma suspensão de
solo em água, no decorrer do tempo. A partir da medida da densidade da solução no tempo,
calcula-se a percentagem de partículas que ainda não sedimentaram e a velocidade de queda
destas partículas (a profundidade de medida da densidade é calculada em função da curva de
calibração do densímetro). Com o uso da lei de Stokes, pode-se inferir o diâmetro máximo
das partículas ainda em suspensão, de modo que com estes dados, a curva granulométrica é
completada. A eq. 3.1 apresenta a lei de Stokes.
21
γ S −γ W
⋅ D 2 onde,
18 µ
γ S → peso específico médio das partículas do solo
V=
γ W → peso específico do fluido
(3.1)
µ → viscosidade do fluído
D → diâmetro das partículas
Deve-se notar que o diâmetro equivalente calculado empregando-se a eq. 3.1
corresponde a apenas uma aproximação, à medida em que durante a realização do ensaio de
sedimentação, as seguintes ocorrências tendem a afastá-lo das condições ideais para as quais a
lei de Stokes foi formulada.
As partículas de solo não são esféricas (muito menos as partículas dos argilo-minerais
que têm forma placóide).
A coluna líquida possui tamanho definido.
O movimento de uma partícula interfere no movimento de outra.
As paredes do recipiente influenciam no movimento de queda das partículas.
O peso específico das partículas do solo é um valor médio.
O processo de leitura (inserção e retirada do densímetro) influencia no processo de
queda das partículas.
!"#
%$& %"#'"#'# '"()#
*$& +, A representação gráfica do resultado de um ensaio de granulometria é dada pela curva
granulométrica do solo. A partir da curva granulométrica, podemos separar facilmente os
solos grossos dos solos finos, apontando a percentagem equivalente de cada fração
granulométrica que constitui o solo (pedregulho, areia, silte e argila). Além disto, a curva
granulométrica pode fornecer informações sobre a origem geológica do solo que está sendo
investigado. Por exemplo, na fig. 3.2, a curva granulométrica a corresponde a um solo com a
presença de partículas em uma ampla faixa de variação. Assim, o solo representado por esta
curva granulométrica poderia ser um solo de origem glacial, um solo coluvionar (tálus)
(ambos de baixa seletividade) ou mesmo um solo residual jovem. Contrariamente, o solo
descrito pela curva granulométrica c foi evidentemente depositado por um agente de
transporte seletivo, tal como a água 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
granulométrica b, uma faixa de diâmetros das partículas sólidas está ausente. Esta curva
poderia ser gerada, por exemplo, por variações bruscas na capacidade de transporte de um rio
em decorrência de chuvas.
De acordo com a curva granulométrica 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 granulométrica a) ou mal graduado, caso
ele possua uma curva granulométrica uniforme (curva granulométrica c) ou uma curva
granulométrica que apresente ausência de uma faixa de tamanhos de grãos (curva
granulométrica b).
Alguns sistemas de classificação utilizam a curva granulométrica para auxiliar na
previsão do comportamento de solos grossos. Para tanto, estes sistemas de classificação
lançam mão de alguns índices característicos da curva granulométrica, para uma avaliação de
sua uniformidade e curvatura. Os coeficientes de uniformidade e curvatura de uma
determinada curva granulométrica são obtidos a partir de alguns diâmetros eqüivalente
característicos do solo na curva granulométrica. São eles:
22
D10 - Diâmetro efetivo - Diâmetro eqüivalente da partícula para o qual temos 10% das
partículas passando (10% das partículas são mais finas que o diâmetro efetivo).
D30 e D60 - O mesmo que o diâmetro efetivo, para as percentagens de 30 e 60%,
respectivamente.
100
Porcentagem que passa (%)
90
80
Solo bem graduado (a)
(granulação contínua)
70
60
50
40
(a) Contínua
(b) Aberta
30
(c) Uniforme
Granulação uniforme (c)
(mal graduado)
20
10
0
0,001
0,01
0,1
1
Abertura da peneira (mm)
10
100
Granulação aberta (b)
(mal graduado)
Figura 3.2 - Representação de diferentes curvas granulométricas.
As equações 3.2 e 3.3 apresentam os coeficientes de uniformidade e curvatura de uma
dada curva granulométrica.
Coeficiente de uniformidade:
Cu =
D60
D10
(3.2)
De acordo como valor do Cu obtido, a curva granulométrica pode ser classificada
conforme apresentado abaixo:
Cu < 5 → muito uniforme
5 < Cu < 15 → uniformidade média
Cu > 15 → não uniforme
Coeficiente de curvatura:
2
Cc =
D30
D60 x D10
(3.3)
Classificação da curva granulométrica quanto ao coeficiente de curvatura
1 < Cc < 3 → solo bem graduado
Cc < 1 ou Cc > 3 → solo mal graduado
23
"!#$%
A NBR- 6502 apresenta algumas regras práticas para designar os solos de acordo com
a sua curva granulométrica. A tabela 3.2 ilustra o resultado de ensaios de granulometria
realizados em três solos distintos. As regras apresentadas pela NBR-6502 serão então
empregadas para classificá-los, em caráter ilustrativo.
Tabela 3.2 - Exemplos de resultados de ensaios de granulometria para três solos
distintos.
PERCENTAGEM QUE PASSA
#
Abertura (mm)
3"
1"
¾"
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
Argila
-----44
21
Silte
-----31
23
Areia
-----17
39
Pedregulho
-----08
17
Pedra
-----00
00
Considerar a areia com partículas entre 0,074mm e 2,0mm.
00
03
42
53
02
&('*)+(&,-'./0
&1 2&34!#$(%5768(*99:'<;"9'.1 ()>=?*'@
:"
Quando da ocorrência de mais de 10% de areia, silte ou argila adjetiva-se o solo com as
frações obtidas, vindo em primeiro lugar as frações com maiores percentagens.
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 granulométrica considerada:
1 a 5% → com vestígios de
5 a 10% → com pouco
Para o caso de pedregulho com frações 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
24
Solo 3: Pedregulho Arenoso com vestígios de Silte e Pedra
ATENÇÃO: A completa classificação de um solo depende também de outros fatores
além da granulometria, sendo a adoção de uma nomenclatura baseada apenas na curva
granulométrica insuficiente para uma previsão, ainda que qualitativa, do seu comportamento
de engenharia.
Denomina-se estrutura dos solos a maneira pela qual as partículas minerais de
diferentes tamanhos se arrumam para formá-lo. A estrutura de um solo possui um papel
fundamental em seu comportamento, seja em termos de resistência ao cisalhamento,
compressibilidade ou permeabilidade. Como os solos finos possuem o seu comportamento
governado por forças elétricas, enquanto os solos grossos têm na gravidade o seu principal
fator de influência, 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 superfície, arranjos estruturais bem mais elaborados são possíveis. A
fig. 3.3 ilustra algumas estruturas típicas de solos grossos e finos.
Areia compacta
Estrutura dispersa
Areia fofa
+
+
+
+
Placas individuais,
Estrutura floculada
Figura 3.3 - Alguns arranjos estruturais presentes em
solos grossos e finos e fotografias obtidas a partir da
técnica de Microscopia Eletrônica de Varredura.
Quando duas partículas de argila estão muito próximas, entre elas ocorrem forças de
atração e de repulsão. As forças de repulsão são devidas às cargas líquidas 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 ligações secundárias que atraem materiais
adjacentes. Da combinação das forças de atração e de repulsão entre as partículas resulta a
estrutura dos solos, que se refere à disposição das partículas na massa de solo e as forças entre
elas. Lambe (1969) identificou dois tipos básicos de estrutura do solo, denominando-os de
estrutura floculada, quando os contatos se fazem entre faces e arestas das partículas sólidas,
25
ainda que através da água adsorvida, e de estrutura dispersa quando as partículas se
posicionam paralelamente, face a face.
!#"$#% &(') Os solos são formados a partir da desagregação de rochas por ações físicas e químicas
do intemperismo. As propriedades química e mineralógica das partículas dos solos assim
formados irão depender fundamentalmente da composição da rocha matriz e do clima da
região. Estas propriedades, por sua vez, irão influenciar de forma marcante o comportamento
mecânico do solo.
Os minerais são partículas sólidas inorgânicas que constituem as rochas e os solos, e
que possuem forma geométrica, composição química e estrutura própria e definidas. Eles
podem ser divididos em dois grandes grupos, a saber:
- Primários ⇒ Aqueles encontrados nos solos e que sobrevivem a transformação da
rocha (advêm portanto do intemperismo físico).
- Secundários ⇒ Os que foram formados durante a transformação da rocha em solo
(ação do intemperismo químico).
+* -,.% /"$((0213"4# 576-89"4'#% :
As partículas dos solos grossos, dentre as quais apresentam-se os pedregulhos, são
constituídas algumas vezes de agregações de minerais distintos, sendo mais comum,
entretanto, que as partículas sejam constituídas de um único mineral. Estes solos são
formados, na sua maior parte, por silicatos (90%) e apresentam também na sua composição
óxidos, carbonatos e sulfatos.
Grupos Minerais
Silicatos - feldspato, quartzo, mica, serpentina
Óxidos - hematita, magnetita, limonita
Carbonatos - calcita, dolomita
Sulfatos - gesso, anidrita
O quartzo, presente na maioria das rochas, é bastante estável, e em geral resiste bem
ao processo de transformação rocha-solo. Sua composição química é simples, SiO2, as
partículas são eqüidimensionais, como cubos ou esferas e ele apresenta baixa atividade
superficial (devido ao tamanho de seus grãos). Por conta disto, o quartzo é o componente
principal na maioria dos solos grossos (areias e pedregulhos)
;,<=% (> !(0
1?"@') % Os solos finos possuem uma estrutura mais complexa e alguns fatores, como forças de
superfície, concentração de íons, ambiente de sedimentação, etc., podem intervir no seu
comportamento. As argilas possuem uma complexa constituição química e mineralógica,
sendo formadas por sílica no estado coloidal (SiO2) e sesquióxidos metálicos (R2O3), onde
R = Al; Fe, etc.
Os feldspatos são os minerais mais atacados pela natureza, dando origem aos argilominerais, que constituem a fração mais fina dos solos, geralmente com diâmetro inferior a
2µm. Não só o reduzido tamanho, mas, principalmente, a constituição mineralógica faz com
que estas partículas tenham um comportamento extremamente diferenciado em relação ao dos
grãos de silte e areia.
O estudo da estrutura dos argilo-minerais pode ser facilitado "construindo-se" o argilomineral a partir de unidades estruturais básicas. Este enfoque é puramente didático e não
representa necessariamente o método pelo qual o argilo-mineral é realmente formado na
natureza. Assim, as estruturas apresentadas neste capítulo são apenas idealizações. Um cristal
26
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 argilominerais 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 de silício 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.
o
Si
Al
Si
Si
Al
Si
Si
Al
Si
Si
Al
Montmorilonita
Si
Al
Si
Si
Al
Si
Ilita
K
Al
Si
Al
Si
Al
Si
Al
Si
Al
Si
Al
Si
Caulinita
Si
o
o
o
Unidades cristalográficas
Figura 3.4 - Arranjos estruturais típicos dos três principais grupos de argilominerais.
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
pelos argilo-minerais do grupo 2:1, o que ocorre na realidade: Enquanto um mineral típico de
27
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.)
28
4. FASES SÓLIDO - ÁGUA - AR.
O solo é constituído de uma fase fluida (água e/ ou ar) e se uma fase sólida. A fase
fluida ocupa os vazios deixados pelas partículas sólidas.
Caracterizada pelo seu tamanho, forma, distribuição e composição mineralógica dos
grãos, conforme já apresentado anteriormente.
Fase composta geralmente pelo ar do solo em contato com a atmosfera, podendo-se
também apresentar na forma oclusa (bolhas de ar no interior da fase água).
A fase gasosa é importante em problemas de deformação de solos e é bem mais
compressível que as fases sólida e líquida.
Fase fluida composta em sua maior parte pela água, podendo conter solutos e outros
fluidos imiscíveis. Pode-se dizer que a água se apresenta de diferentes formas no solo, sendo
contudo extremamente difícil se isolar os estados em que a água se apresenta em seu interior.
A seguir são expressados os termos mais comumente utilizados para descrever os estados da
água no solo.
! "#$% &'(
Preenche os vazios dos solos. Pode estar em equilíbrio hidrostático ou fluir sob a ação
da gravidade ou de outros gradientes de energia.
"#$)*+ '
É a água que se encontra presa às partículas do solo por meio de forças capilares. Esta
se eleva pelos interstícios capilares formados pelas partículas sólidas, devido a ação das
tensões superficiais nos contatos ar-água-sólidos, oriundas a partir da superfície livre da água.
",#$-,$'.& 0/1 &243
É uma película de água que adere às partículas dos solos finos devido a ação de forças
elétricas desbalanceadas na superfície dos argilo-minerais. Está submetida a grande pressões,
comportando-se como sólido na vizinhança da partícula de solo.
"#$ 5)6278 79 :2;$
É a água presente na própria composição química das partículas sólidas. Não é retirada
utilizando-se os processos de secagem tradicionais. Ex: Montmorilonita (OH)4 Si2 Al4 O20 nH2
O
<"#$= #>'9?2+ ?2
Água que o solo possui quando em equilíbrio com a umidade atmosférica e a
temperatura ambiente.
29
5. CONSISTÊNCIA DOS SOLOS.
Quando tratamos com solos grossos (areias e pedregulhos com pequena quantidade ou
sem a presença de finos), o efeito da umidade nestes solos é freqüentemente negligenciado, na
medida em que a quantidade de água presente nos mesmos tem um efeito secundário em seu
comportamento. Pode se dizer, conforme aliás será visto no capítulo de classificação dos
solos, que podemos classificar os solos grossos utilizando-se somente a sua curva
granulométrica, o seu grau de compacidade e a forma de suas partículas. Por outro lado, o
comportamento dos solos finos ou coesivos irá depender de sua composição mineralógica, 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
início da mecânica dos solos.
Um solo argiloso pode se apresentar em um estado líquido, plástico, semi-sólido ou
sólido, a depender de sua umidade. A este estado físico do solo dá-se o nome de consistência.
Os limites inferiores e superiores de valor de umidade para cada estado do solo são
denominados de limites de consistência.
No estado plástico, 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 dependerá fundamentalmente dos
seguintes fatores:
Umidade: Existe uma faixa de umidade dentro da qual o solo se comporta de maneira
plástica. Valores de umidade inferiores aos valores contidos nesta faixa farão o solo se
comportar como semi-sólido ou sólido, enquanto que para maiores valores de umidade o solo
se comportará preferencialmente como líquido.
Tipo de argilo-mineral: O tipo de argilo-mineral (sua forma, constituição
mineralógica, tamanho, superfície específica, etc.) influi na capacidade do solo de se
comportar de maneira plástica. Quanto menor o argilo-mineral (ou quanto maior sua
superfície específica), maior a plasticidade do solo. É importante salientar que o
conhecimento da plasticidade na caracterização dos solos finos é de fundamental importância.
!#"$% '&$ A depender da quantidade de água presente no solo, teremos os seguintes estados de
consistência:
SÓLIDO
SEMI-SÓLIDO
wS
PLÁSTICO
wP
wL
FLUIDO-DENSO
w%
Cada estado de consistência do solo se caracteriza por algumas propriedades
particulares, as quais são apresentadas a seguir. Os limites entre um estado de consistência e
outro são determinados empiricamente, sendo denominados de limite de contração, wS, limite
de plasticidade, wP e limite de liquidez, wL.
Estado Sólido - Dizemos que um solo está em um estado de consistência sólido
quando o seu volume "não varia" por variações em sua umidade.
Estado Semi - Sólido - O solo apresenta fraturas e se rompe ao ser trabalhado. O
limite de contração, wS, separa os estados de consistência sólido e semi-sólido.
30
Estado Plástico - Dizemos que um solo está em um estado plástico quando podemos
moldá-lo sem que o mesmo apresente fissuras ou variações volumétricas. O limite de
plasticidade, wP, separa os estados de consistência semi-sólido e plástico.
Estado Fluido - Denso (Líquido) - Quando o solo possui propriedades e aparência de
uma suspensão, não apresentando resistência ao cisalhamento. O limite de liquidez, wL, separa
os estados plástico e fluido.
Como seria de se esperar, a resistência ao cisalhamento bem como a compressibilidade
dos solos variam nos diversos estados de consistência.
!#"$%& '(
A delimitação entre os diversos estados de consistência é 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)
*) + ,! -!.% !
/
É o valor de umidade para o qual o solo passa do estado plástico para o estado fluido.
Determinação do limite de liquidez (wL). A determinação do limite de liquidez do
solo é realizada seguindo-se o seguinte procedimento: 1) coloca-se na concha do aparelho de
Casagrande uma pasta de solo passando #40 e com umidade próxima de seu limite de
plasticidade. 2) faz-se um sulco na pasta com um cinzel padronizado. 3) Aplicam-se golpes à
massa de solo posta na concha do aparelho de Casagrande, girando-se uma manivela, a uma
velocidade padrão de 2 golpes por segundo. Esta manivela é solidária a um eixo, o qual por
possuir um excêntrico, faz com que a concha do aparelho de casagrande caia de uma altura
padrão de aproximadamente 1cm. 4) Conta-se o número de golpes necessário para que a
ranhura de solo se feche em uma extensão 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 à umidade para a qual
foram necessários 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).
31
Figura 5.1 - Aparelho utilizado na determinação do limite de liquidez. Apud Vargas
(1977)
Teor de umidade, w (%)
90
86
82
N
53
35
28
22
18
12
25
78,7
78
74
w (%)
70,11
75,20
75,91
81,07
83,26
86,32
78,70
70
10
100
Número de golpes (N)
Figura 5.2 - Determinação do limite de liquidez do solo.
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
32
umidade determinados. A fig. 5.3 ilustra a realização do ensaio para determinação do limite
de plasticidade (vide NBR 9180).
Rolo de solo
Placa de vidro fosco
Se o solo fissurar com um diâmetro
superior a 3mm, então
W<W
Controle,
3mm
Se o solo fissurar com um diâmetro
inferior a 3mm, então
W > WP
Controle,
3mm
É o valor de umidade para o qual o solo passa do estado sólido para o estado semisólido.
Determinação do limite de contração (wS). A determinação do limite de contração
do solo é realizada seguindo-se o seguinte procedimento: 1) molda-se uma amostra de solo
passando na #40, na forma de pastilha, em uma cápsula metálica com teor de umidade entre
10 e 25 golpes no aparelho de Casa Grande. 2) seca-se a amostra à sombra e depois em estufa,
pesando-a em seguida. 3) utiliza-se um recipiente adequado (cápsula de vidro) para medir o
volume do solo seco, através do deslocamento de mercúrio provocado pelo solo quando de
sua imersão no recipiente. O limite de contração é determinado pela eq. 5.1, apresentada a
seguir (vide NBR 7183).
ws
V P
1
w
x100
(5.1)
s
Onde: V = Volume da amostra seca
P = Peso da amostra seca
γw = Peso específico da água
γs = Peso específico das partículas sólidas
33
Uma vez conhecidos os limites de consistência de um solo, vários índices podem ser
definidos. A seguir, apresentaremos os mais utilizados.
! "
O índice de plasticidade (IP) corresponde a faixa de valores de umidade do solo na
qual ele se comporta de maneira plástica. É a diferença numérica entre o valor do limite de
liquidez e o limite de plasticidade.
IP = wL − wP
(5.2)
O IP é uma maneira de avaliarmos a plasticidade do solo. Seria a quantidade de água
necessária a acrescentar a um solo (com uma consistência dada pelo valor de wP) para que
este passasse do estado plástico ao líquido.
Classificação do solo quanto ao seu índice de plasticidade:
IP = 0 → NÃO PLÁSTICO
1 < IP < 7 → POUCO PLÁSTICO
7 < IP < 15 → PLASTICIDADE MÉDIA
IP > 15 → MUITO PLÁSTICO
#$ &%'$ 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 prática. Obtenção do estado de consistência do solo em campo
utilizando-se o IC:
IC < 0 → FLUÍDO - DENSO
0 < IC < 1 → ESTADO PLÁSTICO
IC > 1 → ESTADO SEMI - SÓLIDO OU SÓLIDO
"()! *+,%' -.0/$1
AMOLGAMENTO: É a destruição da estrutura original do solo, provocando
geralmente a perda de sua resistência (no caso de solos apresentando sensibilidade).
SENSIBILIDADE: É a perda de resistência do solo devido a destruição de sua
estrutura original. A sensibilidade de um solo é avaliada por intermédio do índice de
sensibilidade (St), o qual é definido pela razão entre a resistência à compressão simples de
uma amostra indeformada e a resistência à compressão simples de uma amostra amolgada,
34
remoldada no mesmo teor de umidade da amostra indeformada. A sensibilidade de um solo é
calculada por intermédio da eq. 5.4, apresentada adiante.
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 a variação do índice de plasticidade de amostras de solo
confeccionadas 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 áreas hachuradas apresentadas na figura. Na fig. 5.4 estão também
apresentados valores típicos de atividade para os três principais grupos de argilo-minerais.
35
800
Índice de plasticidade (%)
700
600
500
400
M ontmorilonita
4<A<8
300
200
100
Ilita
0
0,5 < A < 1,5
Fração argila (%)
Caulinita
0,3 < A < 0,5
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, utilizaram-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
37
classificação especialmente destinada a classificação de solos tropicais. Esta classificação,
brasileira, denominada de Classificação MCT, começou a se desenvolver na década de 70,
sendo apresentada oficialmente em 1980 (Nogami & Vilibor, 1980).
!"# $%&')(* +,- ! .
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, fundações
e outras construções. A idéia básica do Sistema Unificado de Classificação dos solos é que os
solos grossos podem ser classificados de acordo com a sua curva granulométrica, ao passo
que o comportamento de engenharia dos solos finos está intimamente relacionado com a sua
plasticidade. Em outras palavras, os solos nos quais a fração fina não existe em quantidade
suficiente para afetar o seu comportamento são classificados de acordo com a sua curva
granulométrica, enquanto que os solos nos quais o comportamento de engenharia é controlado
pelas suas frações finas (silte e argila), são classificados de acordo com as suas características
de plasticidade.
As quatro maiores divisões do Sistema Unificado de Classificação dos Solos são as
seguintes: (1) - Solos grossos (pedregulho e areia), (2) - Solos finos (silte e argila), (3) - Solos
orgânicos e (4) - Turfa. A classificação é realizada na fração de solo que passa na peneira
75mm, devendo-se anotar a quantidade de material eventualmente retida nesta peneira. São
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 são geralmente identificados visualmente. Cada grupo é
classificado por um símbolo, derivado dos nomes em inglês correspondentes: Pedregulho (G),
do inglês "gravel"; Argila (C), do inglês "Clay"; Areia (S), do inglês "Sand"; Solos orgânicos
(O), de "Organic soils" e Turfa (Pt), do inglês "peat". A única exceção para esta regra advém
do grupo do silte, cuja letra representante, M, advém do Sueco "mjäla".
/+0 1 32345 Os solos grossos são classificados como pedregulho ou areia. São 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 é dividido em quatro subgrupos a depender de
sua curva granulométrica ou da natureza da fração fina eventualmente existente. São 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 apreciáveis de finos não plásticos, M, (GM e SM)
4) Material com quantidades apreciáveis de finos plásticos C, (GC ou SC)
/ 68792:4;<= 32">?3>
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 apreciáveis nas propriedades da fração grossa,
nem interferir na sua capacidade de drenagem, sendo fixada como no máximo 5% do solo, em
relação ao seu peso seco. O exame da curva granulométrica dos solos grossos se faz por meio
dos coeficientes de uniformidade (Cu) e curvatura (Cc), já apresentados anteriormente. Para
que o solo seja considerado bem graduado é necessário que seu coeficiente de uniformidade
38
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.
Formados por solos mal graduados (curvas granulométricas uniformes ou abertas).
Como os subgrupos SW e GW, possuem no máximo 5% de partículas finas, mas suas curvas
granulométricas não completam os requisitos de graduação indicados para serem
considerados como bem graduados. Dentro destes grupos estão compreendidos as areias
uniformes das dunas e os solos possuindo duas frações granulométricas predominantes,
provenientes da deposição pela água de rios em períodos alternados de cheia/seca.
São 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: resistência ao cisalhamento, deformabilidade e permeabilidade. Convenciona-se a
quantidade de finos necessária para que isto ocorra em 12%, embora sabendo-se que a
influência dos finos no comportamento de um solo depende não somente da sua quantidade
mas também 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 consistência 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).
!
São classificados como GC e SC os solos grossos que atendem aos critérios
especificados no item A.3, mas cuja fração fina possui representação na carta de plasticidade
acima da linha A. Em outras palavras, são 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., atribuídas de acordo com o especificado
anteriormente. De uma forma geral, sempre que um material não se encontra claramente
dentro de um grupo, devemos utilizar símbolos 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 proporções 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
próxima da linha A).
A fig. 6.1 apresenta um fluxograma exibindo os passos básicos a serem seguidos na
classificação de solos grossos pelo Sistema Unificado.
39
SOLOS GROSSOS
Pedregulho (G). Mais que 50% da
fração grossa retido na # 4 (4.75mm)
Menos que 5%
passam na #
200
Se Cu > 4 e
Entre 5 e 12%
passam na #
200
Senão
1<Cc<3
GW
Areia (S). Menos que 50% da fração
grossa retido na # 4 (4.75mm)
Mais que
12% passam
na # 200
Menos que 5%
passam na #
200
Finos
Finos
ML ou MH
CL ou CH
GP
GM
GC
Entre 5 e 12%
passam na #
200
Se Cu > 6
e 1<Cc<3
Senão
SW
SP
Finos
Finos
ML ou MH
CL ou CH
SM
SC
Nomes
Nomes
duplos:
duplos:
GW-GM
SW-SM
Figura 6.1 - Classificação dos solos grossos pelo SUCS.
Mais que 12%
passam na #
200
40
Os solos finos são classificados como argila e silte. A classificação dos solos finos é
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 granulométrica 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 características de
plasticidade. Conforme é apresentado na fig. 6.2, a carta de plasticidade possui três 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 são divididos em quatro subgrupos (CL, CH, ML
e MH), são classificados de acordo com a sua posição em relação às linhas A e B, conforme
apresentado a seguir:
"!
Os solos classificados como CL (argilas inorgânicas de baixa plasticidade) são aqueles
os quais têm a sua representação na carta de plasticidade acima da linha A e à esquerda da
linha B (conforme pode-se observar na fig. 6.2, deve-se ter também um IP > 7%). O grupo
CH (argilas inorgânicas de alta plasticidade), possuem a sua representação na carta de
plasticidade acima da linha A e à direita da linha B (wL > 50%). São exemplos deste grupo as
argilas formadas por decomposição química de cinzas vulcânicas, tais como a argila do vale
do México, com wL de até 500%.
#
$%&$'!
Os solos classificados como ML (siltes inorgânicos de baixa plasticidade) são aqueles
os quais têm a sua representação na carta de plasticidade abaixo da linha A e à esquerda da
linha B (conforme pode-se observar na fig. 6.2, deve-se ter também um IP < 4%). O grupo
MH (siltes inorgânicos de alta plasticidade), possuem a sua representação na carta de
plasticidade abaixo da linha A e à direita da linha B (wL > 50%).
()+*,-
*.!
São classificados utilizando-se os mesmos critérios definidos para os subgrupos ML e
MH. A presença de matéria orgânica é geralmente identificada visualmente e pelo seu odor
característico. Em caso de dúvida a escolha entre os símbolos OL/ML ou OH/MH pode ser
feita utilizando-se o seguinte critério: Se wLs/wLn < 0,75 então o solo é orgânico senão é
inorgânico. Os símbolos wLs e wLn correspondem a limites de liquidez determinados em
amostras que foram secas em estufa e ao ar livre, respectivamente. Neste caso, a diferença
entre os valores de wL se deve ao fato de que a amostra seca em estufa a 105oC terá a sua
matéria orgânica queimada, tendo em consequência o seu valor de wL reduzido.
41
Índice de Plasticidade (%)
60
50
40
Linha U
IP = 0,90·(W L - 8)
Linha A
IP = 0,73·(W L - 20)
CH
30
20
CL
MH
OH
10
ML
CL- ML
OL
ML
0
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
Limite de Liquidez (%)
Figura 6.2 - Carta de plasticidade de Casagrande.
OBS: Solos cuja representação na carta de plasticidade se situe dentro da zona CL-ML devem ter nomenclatura dupla.
Solos cuja representação na carta de plasticidade se situe próximo à linha LL = 50 % devem ter nomenclatura dupla: (MH-ML ou CHCL).
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%.
42
São solos altamente orgânicos, geralmente fibrilares e extremamente compressíveis.
As turfas são solos que incorporam florestas soterradas em estágio avançado de
decomposição. Estes solos formam um grupo independente de símbolo (Pt).
Na maioria dos solos turfosos os limites de consistência podem ser determinados após
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 Índice
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 laboratório devem ser
checados e os ensaios refeitos.
A carta de plasticidade de Casagrande pode ainda nos dar uma idéia 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 próximo à
linha A (parte superior à 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 próximos à linha U (parte imediatamente inferior à linha U).
Apesar dos símbolos utilizados no SUCS serem de grande valia, eles não descrevem
completamente um depósito de solo. Em todos os solos deve-se acrescentar informações
como odor, cor e homogeneidade do material à classificação. Para o caso de solos grossos,
informações como a forma dos grãos, tipo de mineral predominante, graus de intemperismo
ou compacidade, presença ou não de finos são pertinentes. Para o caso dos solos finos,
informações como a umidade natural e consistência (natural e amolgada) devem ser sempre
que possível ser fornecidas.
! "# $# %&'()*+
,-((./.001)2 A sistema de classificação da AASHTO foi desenvolvido em 1920 pelo "Bureau of
Public Roads", que realizou um extenso programa de pesquisa sobre o uso de solos na
construção de vias secundárias ("farm to market roads"). O sistema original foi baseado nas
características de estabilidade dos solos quando usados como a própria superfície da pista ou
em conjunto com uma fina capa asfáltica. Diversas aplicações foram realizadas desde a sua
concepção e a sua aplicabilidade foi estendida consideravelmente. Segundo a AASHTO (vide
AASHTO, 1978), esta classificação pode ser utilizada para os casos de aterros, subleitos,
bases e subbases de pavimentos flexíveis, mas deve-se ter sempre em mente o propósito
original da classificação quando da sua utilização.
O sistema da AASHTO classifica o solo em oito diferentes grupos: de A1 a A8 e
inclui diversos subgrupos. Os solos dentro de cada grupo ou subgrupo são ainda avaliados de
acordo com o seu índice de grupo, o qual é calculado por intermédio de uma fórmula
empírica.
43
"!#%$&
Os solos pertencentes ao grupo A1 são bem graduados, ao passo que os solos
pertencente ao grupo A3 são 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.
' %( )*
)+
#
)-, #./&
Os solos pertencentes aos grupos A4 ao A7 são solos finos, materiais silto-argilosos. A
diferenciação entre os diversos grupos é realizada com base nos limites de Atterberg. Solos
altamente orgânicos (incluindo-se aí a turfa) devem ser colocados no grupo A8. Como no
caso do SUCS, a classificação dos solos A8 é feita visualmente.
O índice de grupo é utilizado para auxiliar na classificação do solo. Ele é baseado na
performance de diversos solos, especialmente quando utilizados como subleitos. O índice de
grupo é 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 é a percentagem de solo passando na peneira 200
Quando trabalhando com os grupos A-2-6 e A-2-7 o índice de grupo deve ser
determinado utilizando-se somente o índice de plasticidade.
No caso da obtenção de índices de grupo negativos, deve-se adotar um índice
de grupo nulo.
Usar o sistema de classificação da AASHTO não é difícil. Uma vez obtidos os dados
necessários, 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 à esquerda que
atenda as exigências especificadas é a classificação correta da AASHTO. A classificação
completa inclui o valor do índice de grupo (arredondado para o inteiro mais próximo),
apresentado em parênteses, à direita do símbolo da AASHTO. Ex: A-2-6(3), A-6(12),
A-7-5(17), etc.
Devido a sua ligação histórica com a classificação de solos para uso rodoviário, a
classificação da AASHTO é bastante utilizada na seleção de solos para uso como base, subbases e sub-leitos de pavimentos.
44
SOLOS GROSSOS
35% ou menos passando na # 200
Menos que 25%
passando na # 200
menos que
50% passam
na # 40
Menos que 35%
passando na # 200
mais que 50%
passam na #
40
Menos que 15%
passa na # 200.
Menos que 25%
passa na # 200.
Menos que 10%
passa na # 200.
Menos que 30%
passa na # 40.
Menos que 50%
passa na # 40.
Não plástico
Menos que 50%
passa na # 10
IP < 6%
Silte
Argila
IP ≤ 10%
IP ≥ 11%
LL ≤ 40%
LL ≥ 41%
LL ≤ 40%
LL ≥ 41%
IP < 6%
A-1-a
A-1-b
A-3
Figura 6.3 - Classificação pela AASHTO. Solos grossos.
A-2-4
A-2-5
A-2-6
A-2-7
45
SOLOS SILTO-ARGILOSOS
35% ou mais passando na # 200
Silte
Argila
IP ≤ 10%
IP ≥ 11%
LL ≤ 40%
A-4
LL ≥ 41%
A-5
Figura 6.3 - Classificação pela AASHTO. Solos finos.
LL ≤ 40%
A-6
LL ≥ 41%
IP<= (LL-30)
IP>= (LL-30)
LP >= 30%
LP <= 30%
A-7-5
A-7-6
46
7. ÍNDICES FÍSICOS.
O comportamento de um solo depende da quantidade relativa de cada uma de suas três
fases (sólidos, água e ar). Diversas relações são empregadas para expressar as proporções
entre elas. Na fig. 7.1 mostrada a seguir estão representadas, de modo esquemático, as três
fases que normalmente ocorrem nos solos, ainda que, em alguns casos, todos os vazios
possam estar ocupados pela água e a água possa conter substâncias dissolvidas.
Pesos
Zero
Volumes
Pa
Ar
Va
Vv
Pt
Pw
Água
Vw
Ps
Sólido
Vs
Massas
Vt
Volumes
Zero
Ma
Ar
Va
Mt
Mw
Água
Vw
Ms
Sólido
Vv
Vt
Vs
"!#$%
#&#''(')#&*#'+-, . /
&)0&#& . & 1#&)23&54 Onde: Va, Vw, Vs, Vv e Vt representam os volumes de ar, água, sólidos, de vazios e
total do solo, respectivamente. Ps, Pw, Pa e Pt São os pesos de sólidos, água, ar e total e Ms,
Mw, Ma e Mt são as respectivas massas de sólidos, água, ar e total.
6' !2#'4 '(7#&8#'99
1#8:54 +;#&
6' 2< 5
(& 5#>=?A@
A porosidade é definida como a relação entre o volume de vazios e o volume total. O
intervalo de variação da porosidade está compreendido entre 0 e 1.
n=
Vv
Vt
(7.1)
6' 6' BC
'#/DE5
'F=GDH
?@
Os vazios do solo podem estar apenas parcialmente ocupados por água. A relação
entre o volume de água e o volume dos vazios é definida como o grau de saturação, expresso
em percentagem e com variação de 0 a 100% (solo saturado).
47
Sr =
Vw
Vv
(7.2)
O índice de vazios é definido como a relação entre o volume de vazios e o volume das
partículas sólidas, expresso em termos absolutos, podendo ser maior do que a unidade. Sua
variação é de 0 a ∞.
Vv
e
(7.3)
Vs
"!# %$&''()*+(,'-(# .'/0'213,'546'789 : 2'.;)*+=<>-(# .'/0'21;<>
46'789 : @? A,'B''7A89 : C
D/ED''7A89 :
F C6GH# γ
ρ
O peso específico de um solo é a relação entre o seu peso total e o seu volume total,
incluindo-se aí o peso da água existente em seus vazios e o volume de vazios do solo. A
massa específica do solo possui definição semelhente ao peso específico, considerando-se
agora a sua massa.
γ =
Pt
,
Vt
ρ=
Mt
Vt
onde γ = ρ ⋅ g
(7.4)
8A,'D46'7A89 :
"68B,*I)
9 .# BJ# A
O peso específico das partículas sólidas é obtido dividindo-se o peso das partículas
sólidas (não considerando-se o peso da água) pelo volume ocupado pelas partículas sólidas
(sem a consideração do volume ocupado pelos vazios do solo). É o maior valor de peso
específico que um solo pode ter, já que as outras duas fases que compõe o solo são menos
densas que as partículas sólidas.
γs =
Ps
Vs
(7.5)
6,'D46'789 : "ABGH# BGK8
Corresponde a um caso particular do peso específico do solo, obtido para Sr = 0.
γd =
Ps
Vt
(7.6)
L'A,'D46'7A89 :
"6GH# BGH)+.8*+6
É o peso específico do solo quando todos os seus vazios estão ocupados pela água. É
numericamente dado pelo peso das partículas sólidas dividido pelo volume total do solo.
γ sat =
Pt
, quando, Sr = 1
Vt
(7.7)
48
!"
#$&%'
Neste caso, considera-se a existência do empuxo de água no solo. Logo, o peso
específico do solo submerso será equivalente ao o peso específico do solo menos o peso
específico da água.
γ sub = γ sat − γ w
(7.8)
OBSERVAÇÃO: As distinções entre os pesos específicos de solo saturado e submerso
serão melhor compreendidas quando do estudo do capítulo tensões geostáticas, onde
se apresenta o princípio das tensões efetivas, proposto por Terzaghi para representar o
comportamento dos solos em termos de resistência ao cisalhamento e deformação.
(
)* +,%+&#-+. /+
As relações entre pesos ou entre volumes, por serem admensionais, não serão
modificadas caso no lado direito da fig. 7.1, os volumes de água, ar e sólidos sejam divididos
por um determinado fator, conservado constante para todas as fases. Este fator pode ser
escolhido, por exemplo, para que o volume de sólidos se torne unitário. Deste modo,
utilizando-se as relações entre volumes e entre pesos e volumes, definidas anteriormente,
temos:
Pesos
Volumes
0
γw⋅Sr⋅e
γs
e
Sr⋅e
1+e
1
Figura 7.2 - Relações entre volumes e entre pesos e volumes adotando-se um
volume de sólidos unitário.
Uma outra forma de organizar as relações entre volumes e entre pesos e volumes em
um diagrama de fases seria adotando um volume total igual a 1. Neste caso teríamos:
Pesos
Volumes
0
γw⋅Sr⋅n
γs⋅(1-n)
n
Sr⋅n
1
1-n
Figura 7.3 - Relações entre volumes e entre pesos e volumes adotando-se um
volume total de solo unitário.
49
Das figs. 7.2 e 7.3 e utilizando-se as definições dadas para o índice de vazios e a
porosidade tem-se:
n=
e
n
ou e =
1+ e
1− n
(7.9)
"!#$%%$"&' #()%*+ ,-".$(*
/-%$0,11*$" 21*$.$3 , 41%$
!3 $ 4$
Com o uso das figs. 7.2 e 7.3, diversas relações podem ser facilmente definidas entre
os índices físicos. As eqs. 7.10 a 7.12 expressam algumas destas relações:
γD =
γ
1+ w
γ S .w = γ w ⋅ Sr.e
γ =
γ S + Sr.e ⋅ γ w
1+ e
(7.10)
(7.11)
(7.12)
A umidade é definida como a relação entre o peso da água e o peso dos sólidos em
uma porção do solo, sendo expressa em percentagem. Pela análise da fig. 7.2 temos que:
w=
Pw γ w ⋅ Sr ⋅ e
=
Ps
γs
(7.13)
Em agronomia e em alguns ramos da mecânica do solo utiliza-se a umidade
volumétrica (θ), definida como a relação entre o volume de água e o volume total de solo e
dada pela eq. 7.14
θ=
Vw Sr ⋅ e
=
= Sr ⋅ n
Vt 1 + e
(7.14)
OBS: Apesar de alguns índices físicos serem apresentados em percentagem, o cálculo
das relações entre eles deve ser feito utilizando-os na forma decimal. Todos os outros índices
devem estar em unidades compatíveis.
5 67,$ (#
. 268
Conforme será discutido no transcorrer deste curso, por possuírem 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 sua curva
característica e a sua densidade relativa Dr, definida conforme a eq. 7.15.
Há uma variedade grande de ensaios para a determinação de emin e γdmáx; todos eles
envolvem alguma forma de vibração. Para emax e γdmin, 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 são padronizados em nosso País
pelas normas NBR 12004 e 12051, variando muito em diferentes partes do Globo, não
havendo ainda um consenso internacional sobre os mesmos. A densidade relativa é um índice
50
adotado apenas na caracterização dos SOLOS NÃO COESIVOS. A tabela 7.1 apresenta a
classificação da compacidade dos solos grossos em função de sua densidade relativa.
DR (%) =
γd
γ d − γ d min
emax − e
x100 = max
x100 (7.12)
e max − emin
γ d γ dmax − γ dmin
onde;
emax → é o índice de vazios do solo no estado mais solto (fofo).
e min → é o índice de vazios do solo no estado mais denso ou compacto.
e → é o índice de vazios do solo no seu estado natural.
γ dmin e γ d max → são definidos analogamen te a emin e emax .
γ d → peso específico aparente do solo seco no seu estado natural.
(7.15)
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 é o fator preponderante, tanto na deformabilidade quanto na
resistência ao cisalhamento de solos grossos, influindo até na sua permeabilidade.
b) A densidade relativa pode ser utilizada na estimativa preliminar de regiões sujeitas à
liquefação e no controle de compactação de solos não coesivos.
!"#$%& $')($+*,-* ) .$/ 0 Para estimativa de todos os índices físicos de um determinado solo normalmente
efetuam-se as seguintes determinações:
1
2
2
Umidade
Peso específico do solo (γ)
Peso específico das partículas sólidas (γs)
3 !"#$%4 0'(05*768%& **
A umidade do solo é geralmente determinada em estufa, em laboratório. Para tanto,
uma amostra de solo com determinado teor de umidade é pesada e posteriormente levada a
uma estufa, com temperatura entre 105 e 110o, onde permanece por um determinado período
(geralmente um dia), até que a sua constância de peso seja assegurada. As variações no peso
da amostra de solo se devem a evaporação da água existente no seu interior. Após o período
de secagem em estufa, o peso da amostra é novamente determinado. Deste modo, o peso da
água existente no solo é igual a diferença entre os pesos da amostra antes e após esta ser
levada à estufa, sendo a umidade do solo a razão entre esta diferença e o peso da amostra
determinado após secagem. A seguir são listados alguns métodos utilizados na determinação
da umidade do solo em campo e em laboratório.
51
Estufa a 105 - 110°C (laboratório)
Speedy (campo)
Fogareiro à Álcool (campo)
Estufa a 60°C. (laboratório, no caso da suspeita de existência de matéria orgânica)
Sonda de nêutrons (campo)
TDR (campo)
!
"$#% &' #)(*+ São listados a seguir os principais métodos utilizados em laboratório e em campo para
determinação do peso específico do solo.
-, ./102$3' Cravação de cilindro biselado em amostras indeformadas
Cilindro de compactação
Imersão em mercúrio (amostra indeformada, pequena)
Balança hidrostática, solo parafinado (NBR 10838)
$./54.6/
Cravação do cilindro de Hilf
Método do cone de areia
Método do balão de borracha
Sonda de nêutrons.
78
9': "
!
"$#% &' #";/<9% #>=+ $
Esta determinação é efetuada exclusivamente em laboratório, utilizando-se o
picnômetro e os detalhes de sua execução são apresentados na NBR 6508.
?@+ $
A.% . #
ÍNDICES FÍSICOS
SOLOS
Areia c / pedregulho
Areia Média a Grossa
Areia Fina e Uniforme
Silte
Argila
n (%)
e
γd
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
14 - 21
13 - 18
14 - 18
13 - 19
13 - 20
γ
kN / m3
18 - 23
16 - 21
15 - 21
15 - 21
15 - 22
γsat
19 - 24
18 - 21
18 - 21
18 - 22
14 - 23
Sobre o peso específico das partículas, algumas observações necessitam ser
mencionadas:
Segundo dados de Lambe e Whitman (1969), γs geralmente se encontra no intervalo de
22 a 29 kN/m3 é 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. DISTRIBUIÇÃO DE TENSÕES NO SOLO.
Como em todo material utilizado na engenharia, o solo, ao sofrer solicitações, irá se
deformar, modificando o seu volume e forma iniciais. A magnitude das deformações
apresentadas pelo solo irá depender não só de suas propriedades intrínsecas de
deformabilidade (elásticas e plásticas), mas também do valor do carregamento a ele imposto.
O conhecimento das tensões atuantes em um maciço de terra, sejam elas advindas do peso
próprio ou em decorrência de carregamentos em superfície (ou até mesmo do alívio de cargas
provocado por escavações) é de vital importância no entendimento do comportamento de
praticamente todas as obras da engenharia geotécnica.
Neste capítulo tratar-se-á da determinação ou previsão das pressões, aplicadas ou
desenvolvidas em pontos do terreno, como resultado de um carregamento imposto, bem como
as tensões existentes no maciço devido ao seu peso próprio, isto é, as tensões geostáticas.
Nos solos ocorrem tensões devidas ao seu peso próprio e às cargas externas aplicadas.
Assim, o estado de tensões em cada ponto do maciço depende do peso próprio do terreno, da
intensidade da força aplicada e da geometria da área carregada e a obtenção de sua
distribuição espacial é normalmente feita a partir das hipóteses formuladas pela teoria da
elasticidade, conforme será visto mais adiante. No caso de tensões induzidas pelo peso
próprio das camadas de solo (tensões geostáticas) e superfície do terreno horizontal, a
distribuição das tensões total, neutra e efetiva a uma dada profundidade é imediata,
considerando-se apenas o peso do solo sobrejacente.
!#"$#""%&' O conceito de tensão em um ponto (desenvolvido pela mecânica do contínuo) é
apresentado na disciplina Mecânica dos Sólidos, podendo ser representado pela eq. 8.1,
apresentada adiante.
→
σ = lim ∆F
∆A
∆ A →0
→
(8.1)
Onde ∆F é o módulo da força que atua no elemento de área de módulo ∆A.
Mostra-se que o estado de tensão em qualquer plano passando por um ponto em um
meio contínuo é totalmente especificado pelas tensões atuantes em três planos mutuamente
ortogonais, passando no mesmo ponto. O estado de tensões em um ponto é completamente
representado pelo tensor de tensões naquele ponto. O tensor de tensões é composto de nove
componentes, formando uma matriz simétrica. O produto do tensor de tensões pelo versor da
normal do plano passando pelo ponto considerado (vetor (n1;n2;n3) apresentado na fig. 8.1)
fornece as componentes da tensão 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 três fases distintas,
(água, ar e partículas sólidas) e o conceito de tensão em um ponto advir da mecânica do
contínuo, este tem sido utilizado com sucesso na prática geotécnica. Além disso, boa parte
dos problemas em mecânica dos solos podem ser encarados como problemas de tensão ou
deformação planos, de modo que para estes casos o tensor de tensões apresentado na fig. 8.1
se torna mais simplificado, podendo o estado de tensões em um ponto ser representado
utilizando-se da construção gráfica do círculo de Mohr.
53
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 interpartículas 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:
'
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.
Isto ocorre porque os acréscimos de tensão total são contrabalançados por iguais acréscimos
na tensão neutra, de modo que a tensão efetiva permanece inalterada (vide eq. 8.2).
54
! Conforme relatado anteriormente, as tensões no interior de um maciço de solo podem
ser causadas por cargas aplicadas ao solo e pelo seu peso próprio. A distribuição destes
estados de tensão ponto a ponto no interior do maciço obedece a um conjunto de equações
diferenciais denominadas de equações de equilíbrio, de compatibilidade e as leis constitutivas
do material, cuja resolução é geralmente bastante complicada. Mesmo a distribuição de
tensões no solo devido ao seu peso próprio pode resultar em um problema mais elaborado.
Existe contudo, uma situação freqüentemente encontrada na geotecnia, em que o peso
do solo propicia um padrão de distribuição de tensões bastante simplificado. Isto acontece
quando a superfície do solo é horizontal e quando as propriedades do solo variam muito
pouco na direção horizontal.
Cálculo da tensão geostática vertical - Para a situação descrita anteriormente, não
existem tensões cisalhantes atuando nos planos vertical e horizontal (em outras palavras, os
planos vertical e horizontal são planos principais de tensão). Portanto, a tensão vertical em
qualquer profundidade é calculada simplesmente considerando o peso de solo acima daquela
profundidade. Assim, se o peso específico do solo é constante com a profundidade, a tensão
vertical total pode ser calculada simplesmente utilizando-se a eq. 8.3 apresentada adiante,
onde z representa a distância do ponto considerado até a superfície do terreno (Fig. 8.2).
σv = γ
⋅ z
(8.3)
Onde:
σv é a tensão geostática vertical total no ponto considerado.
γ é o peso específico do solo.
z eqüivale a profundidade.
A pressão neutra é calculada de modo semelhante, utilizando-se a eq. 8.4.
u = γw
⋅ zw
(8.4)
Onde:
u é a pressão neutra atuando na água no ponto considerado.
γw é o peso específico do da água (adotado normalmente como γw = 10 kN/m3).
zw eqüivale a profundidade do ponto considerado até a superfície do lençol freático.
Quando o terreno é constituído de camadas estratificadas, o que é comum em grande
parte dos casos, ocorre uma variação dos pesos específicos ao longo da profundidade e a
tensão normal resulta do somatório do efeito das diversas camadas. A tensão vertical efetiva é
então calculada utilizando-se a eq. 8.5.
55
'v
n
i
i
hi
w
(8.5)
zw
1
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
σh
(σv- u)
(σh -u)
µ
σ v , σ v' e u
Solo 1. Acima do N.A.
γ
N.A.
γ
Solo 1. Abaixo do N.A.
Solo 2.
1
γ
2
σ'
3
v
z
σv
u
u = γ w hw
v'
n
i
i
hi
w
zw
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
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:
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
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
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
Tensão total
-2
Pressão neutra
-3
Tensão efetiva
-4
-5
0
20
40
60
80
100
Tensões total, neutra e efetiva (kPa)
Figura 8.4 - Representação gráfica dos resultados calculados
σ h' = Ko ⋅ σ 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' é o ângulo de atrito interno efetivo
do solo, apresentado em detalhes no capítulo de resistência ao cisalhamento (volume
II).
Ko = 1 − sen (φ ') (8.7)
!"#$&%(' As cargas aplicadas na superfície de um terreno induzem tensões, com conseqüentes
deformações, no interior de uma massa de solo. Embora as relações entre tensões induzidas e
as deformações resultantes sejam essencialmente não lineares, soluções baseadas na teoria da
elasticidade são comumente adotadas em aplicações práticas, respeitando-se as equações de
equilíbrio e compatibilidade relatadas anteriormente.
O solo é admitido como um meio homogêneo (propriedades iguais em cada ponto do
maciço), isotrópico (em cada ponto, as propriedades são iguais em qualquer direção), de
extensão infinita, sendo as deformações proporcionais às tensões aplicadas e calculadas
utilizando-se os parâmetros elásticos do solo: E (módulo de elasticidade) e ν (coeficiente de
Poisson). Estas hipóteses envolvem considerável simplificação do comportamento real do
solo, sendo as soluções obtidas apenas aproximadas, devido às seguintes razões:
A admissão de uma relação linear entre tensões e deformações é razoavelmente
consistente apenas no regime de pequenas deformações, quando a magnitude final
das tensões induzidas é bastante inferior a magnitude das tensões de ruptura;
A hipótese de meio isotrópico e homogêneo significa assumir valores constantes
para os parâmetros elásticos do solo quando se sabe, por exemplo, que o módulo
de elasticidade tende a variar tanto em profundidade como lateralmente. A
aplicação do modelo elástico fica então, implicitamente, vinculada à adoção de
constantes elásticas do solo compatíveis com as condições de tensões e
deformações existentes " in situ" ;
58
A consideração do solo como um semi - espaço infinito e homogêneo, requer que
o terreno seja homogêneo em amplas áreas e até uma grande profundidade, função
das dimensões da área do carregamento.
Apesar destas limitações, a simplicidade das soluções obtidas justifica o amplo
emprego desta teoria. Em análises mais avançadas, o método dos elementos finitos,
incorporando modelos de comportamento tensão - deformação mais realistas para os
solos, tem sido freqüentemente utilizado para a avaliação de tensões e deformações
induzidas em uma massa de solo.
!""#$!% As tensões induzidas em uma massa de solo, decorrentes de carregamentos
superficiais, dependem fundamentalmente da posição do ponto considerado no interior do
terreno em relação à área de carregamento. A lei de variação das tensões, lateralmente e
com a profundidade, constitui a denominada distribuição de tensões nos solos.
A magnitude das tensões aplicadas tende a diminuir tanto com a profundidade
como lateralmente, à medida que aumenta a distância horizontal do ponto à zona de
carregamento (fig. 8.5).
Pode-se dizer que embora as perturbações no estado de tensão inicial de um
maciço de solo, provocadas por um determinado carregamento, se propaguem
indefinidamente, a intensidade destas perturbações (ou os valores dos acréscimos de
tensão induzidos na massa de solo) diminuem bastante em profundidade e com o
afastamento lateral, de modo que a influência, do ponto de vista prático, destas cargas, é
limitada a uma determinada região. Unindo-se os pontos da massa de solo solicitados por
tensões iguais, obtém-se superfícies de distribuição de tensões denominadas isóbaras. Ao
conjunto dessas isóbaras denomina-se de bulbo de tensões. Em termos práticos, o conceito
de bulbo de tensões é aplicado para a massa de solo delimitada pela isóbara
correspondente a 10% de carga aplicada à superfície do terreno (0,1q), de modo que na
área de solo externa a esta isóbara supõe-se ser negligenciável a influência do
carregamento imposto. A fig. 8.5(a) apresenta a distribuição de tensões verticais em um
plano passando pelo centro de uma área carregada circular de raio B e 8.5(b) os bulbos de
tensões verticais obtidos para 20, 10, 5, e 2 kPa, considerando uma carga pontual de 100
kN (eq. 8.10).
A distribuição de tensões nos solos pode ser estimada de forma expedita,
admitindo-se que as tensões se propagem 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, de modo que (σv=Q/A) decrescem com a profundidade, como mostra a
fig. 8.6.
Para o caso da fig. 8.6, de uma sapata retangular, as tensões induzidas na superfície do
terreno são dadas por:
Q
&
(8.8)
v z' 0 '
bo ( l o
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
&
(8.9)
v z '
bz ( l z
59
B
q
Distribuição
aproximada
Dist. Real
A
A
2
1
B
B
(a)
(b)
Figura 8.5 - (a) Exemplo de distribuição de acréscimos de tensão vertical devido a
um carregamento na superfície do terreno e (b) isóbaras de acréscimo de tensões verticais
para 20, 10, 5 e 2 kPa, considerando uma carga pontual de 100 kN (Boussinesq).
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
a ⇒ = z·
l z ' l o 2 z tan o
tan φo =
a
tan φo
z
b z ' b o 2 z tan o
Figura 8.6 - Distribuição de tensão vertical com a profundidade, segundo um
ângulo de espraiamento (a) ou método 2:1 (b).
60
O ângulo de espraiamento (φo) é função do tipo de solo, com valores típicos de:
solos muito moles: φo < 40°
areias puras: φo ≅ 40° a 45°
argilas rijas e duras: φo ≅ 70°
rochas: : φo > 70°
É importante salientar que a distribuição simplificada de tensões pressupõe que a
tensão vertical em cada plano horizontal seja uniforme, sendo que na realidade a distribuição
real tem uma forma de sino, havendo maior concentração de tensão 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 tensões (vide também na fig. 8.5 os resultados obtidos a partir da aplicação da teoria da
elasticidade).
z
Figura 8.7 - Distribuição de tensões em um solo obtida a partir do uso da solução
simplificada discretizando-se a superfície carregada em diversos elementos.
!" " # $
As tensões dentro de uma massa de solo podem também ser estimadas empregando as
soluções obtidas a partir da teoria da elasticidade. Apesar das hipóteses adotadas nestas
formulações, seu emprego aos casos práticos é bastante freqüente, dada a sua simplicidade,
quando comparadas a outros tipos de análises mais elaboradas, como o emprego de técnicas
de discretização do contínuo. Por outro lado, pode-se dizer também que estas soluções
apresentam resultados bem mais próximos do real do que aqueles obtidos com o uso da
solução simplificada, apresentada no item anterior. Existem formulações para uma grande
variedade de tipos de carregamento. Serão apresentados aqui, apenas os casos mais
freqüentes, sem nos preocuparmos com o desenvolvimento matemático das equações
resultantes.
% & '(*)+ ,
Boussinesq (1885) desenvolveu as equações para cálculo dos acréscimos de tensões
efetivas verticais, radiais e tangenciais, causadas pela aplicação de uma carga pontual agindo
perpendicularmente na superfície de um terreno (fig. 8.8). Para obtenção da solução, assumiu
as seguintes hipóteses: maciço homogêneo, isotrópico, semi - infinito e de comportamento
linearmente elástico (validade da lei Hooke), a variação de volume do solo sob aplicação da
carga é negligenciada, dentre outras. A eq. 8.10 apresenta a solução de Boussinesq, para o
cálculo do acréscimo da tensão vertical efetiva em qualquer ponto do maciço, obtida por meio
de integração das equações diferenciais da teoria da elasticidade.
A estimativa dos acréscimos de tensões verticais é muito mais freqüente, em termos
práticos, que de tensões tangenciais, radiais e de cisalhamento, de modo que esta é geralmente
realizada por intermédio de um fator de influência (Nb), apresentado na eq. 8.10, utilizando-se
de fórmulas e ábacos específicos para cada tipo de carregamento. Os valores de Nb dependem
apenas da geometria do problema, sendo dado em função de r/z, no ábaco da fig. 8.9.
Observar que σz é independente do material, os parâmetros elásticos não entram na equação.
61
Q
"Carga Pontual"
Onde:
Q = carga pontual
Z = profundidade que vai da superfície do terreno (pto de
aplicação da carga) até a cota onde deseja-se calcular σz
r = distância horizontal do ponto de aplicação da carga até
onde atua σz


3
Q 
2 ⋅π
σz = 2 ⋅ 
5
z 
2 2
 1 +  r  
  z 




 Q
 = 2 ⋅ Nb
 z



(8.10)
Figura 8.8 - Carga concentrada aplicada na superfície do terreno - Solução de
Boussinesq.
A solução de Boussinesq, apresentada acima, não conduz a resultados satisfatórios
quando tratamos com alguns solos sedimentares, onde o processo de deposição em camadas
conduz a obtenção de um material de natureza anisotrópica. A análise da influência 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 tensões são inferiores às da solução proposta por Boussinesq que é,
por sua vez, o procedimento mais intensamente utilizado nas aplicações práticas. A fig. 8.9
também apresenta o fator de influência (Nw) obtido por Westergaard.
0,50
0,45
Q
Boussinesq
z
z2
0,40
N
3
0,35
NB
N
0,30
2
1
r
z
0,25
2 5
2
1
0,20
NW
0,15
1 2
0,10
0,05
r
z
2 3
2
Westergaard
0,00
0,00 0,30 0,60 0,90 1,20 1,50 1,80 2,10 2,40 2,70 3,00
z/r
Figura 8.9 - Fatores de influência para tensões verticais devido a uma carga
concentrada (NB: Solução de Boussinesq e NW: Solução de Westergaard).
62
!"# "$
As distribuições de tensões em uma massa de solo, induzidas por outros tipos de
carregamentos mais freqüentes na prática, puderam ser estabelecidas a partir da generalização
da solução de Boussinesq, as quais serão apresentadas a seguir:
%&' (*)+# ,(-# ./0 /12 3)+245! # 6879 !:8 + &
As tensões induzidas no ponto (A), por uma carga uniformemente distribuída ao longo
de uma linha (Y) na superfície do semi- espaço foram obtidas por Melan (fig. 8.10) e estão
apresentadas nas eqs. 8.11 a 8.13.
σz =
2q
z3
. 2
π ( x + z 2 )2
(8.11)
2q
z3
σz =
.
π ( x 2 + z 2 )2
(8.12)
2q
x. z 2
. 2
π (x + z 2 )2
(8.13)
τ xy =
q/m
O'
dy
O
X
φ
x
Y
A
Z
D3(,(-# / &
σx
Z
σz
Figura 8.10 - Carga distribuída ao longo de uma linha (Melan).
&;' (,()+4<
*="# >(?45;".@(A"4B=C@ DE(*"
*+)+" (FAD4<CG(,# 4<
*A# >-# "# *H793C@
*
Em se tratando de uma placa retangular em que uma das dimensões é 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 está calculando o acréscimo
de tensões. Observar que a placa tem largura 2b e está carregada uniformemente com q. As
tensões num ponto A, situado a uma profundidade (z) e distante (x) do centro da placa são
dadas pelas eqs. 8.14 a 8.16, com ângulo α dado em radianos.
σz =
q
.(α + sen α . cos 2β)
π
(8.14)
63
Figura 8.11 - Placa retangular de comprimento infinito (sapata corrida).
σx =
q
( α − sen α . cos 2β)
π
(8.15)
τ xy =
q
. sen α . cos 2β
π
(8.16)
!"# "$!%'& ()*
& Newmark (1935), integrou a equação de Melan (8.11) e obteve a equação para cálculo
da tensão vertical (σz) induzida no canto de uma área retangular uniformemente carregada.
Para o caso de uma área retangular de lados (x) e (y), uniformemente carregada (fig. 8.12), as
tensões verticais em um ponto situado numa profundidade (z), na mesma vertical de um dos
vértices, é dada pela eq. 8.17.
q /área
y
x
z
A
σz
Figura 8.12 - Placa retangular uniformemente carregada.
q
σz =
4π
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

onde:
q = carga por unidade de área, ou seja, σo
m = x /z
n = y /z
x, y = largura e comprimento da área uniformemente carregada.
(8.17)
64
Os parâmetros m e n são intercambiáveis. Pode-se observar que a eq. 8.17, depende
apenas da geometria da área carregada (m e n), assim, felizmente, a eq. 8.17 pode ser reescrita
em função de um fator de influência:
z
q I
(8.18)
onde: Iσ = fator de influência, o qual depende de m e n.
Os valores de Iσ, para vários valores de m e n, podem ser mais facilmente
determinados com o uso do gráfico apresentado na fig. 8.13 ou usando a Tabela 8.1. Assim,
para calcular σz, em um ponto, sob um vértice de uma área uniformemente carregada, basta
determinar x e y e os valores de m e n, e obter Iσ, usando o gráfico ou a tabela.
É importante salientar que todas as deduções estão referenciadas a um sistema de
coordenadas, no qual o vértice, ou seja, o canto da área carregada, coincide com a origem dos
eixos. Para calcular o acréscimo de tensões em pontos que não coincidem com o canto da área
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), por exemplo, 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).
0,2500
mou n = 5
m ou n = 2
0,2250
m ou n = 1,2
Fator de Influência,
0,2000
0,1750
m ou n = 0,8
0,1500
m ou n = 0,5
0,1250
0,1000
m ou n = 0,3
0,0750
0,0500
0,0250
m ou n = 0,1
0,0000
0
2,5
5
7,5
10
m ou n
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 carregada II (fig. 8.14b) . Para essa condição teremos que
65
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).
M
A
B
P
N
D
A
I
III
II
IV
C
(a)
Figura 8.14 - Esquema para cálculo das tensões em
retangular uniformemente carregada.
(b)
qualquer ponto - Placa
Tabela 8.1 - Fatores de influência 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
!!"$# %&'% %&# (
O cálculo das tensões induzidas por uma placa circular de raio r, uniformemente
carregada, foi resolvido por Love, a partir da integração da equação Boussinesq, para toda
área circular. Para pontos situados a uma profundidade z, abaixo do centro da placa de raio r,
as tensões induzidas podem ser estimadas pela eq. 8.19:
 
1
σ Z = qo . 1 − 
2
  1 + (r / z)



3/2



(8.19)
Essa expressão, na prática, pode ser simplificada pela introdução de um fator de
influência (Iσ), podendo ser reescrita na forma:
σ z = qo . Ι
σ
(8.20)
O fator de influência é obtido em função da relação z/r e x/r, dada pelo gráfico da fig.
8.15, onde: z = profundidade; r = raio da placa carregada; x = distância horizontal que vai do
66
centro da placa ao ponto onde se deseja calcular o acréscimo de tensões; qo = pressão de
contato. Observar que neste gráfico os fatores de influência são expressos em porcentagem.
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
0,762
0,691
0,374
0,105
0,025
0,010
0,002
0,000
0,000
0,646
0,625
0,560
0,335
0,125
0,043
0,016
0,007
0,003
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
! " # $ 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 tensão vertical induzida num dado ponto de coordenadas (x, z) é dada
pela eq. 8.21:
σz =
qo  x

.  . α − sen 2δ 
2π  b

(8.21)
Figura 8.16 - Carregamento triangular de comprimento infinito.
A solução do problema da distribuição de tensões em uma massa de solo, devido a um
carregamento triangular de comprimento infinito, constitui um procedimento básico para
avaliação das tensões 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 trapézio retangular de comprimento
infinito.
68
"!$# %
"&'( )
+*$,# +# # # As tensões induzidas em uma profundidade z, devido a um acréscimo de carga
causado por uma área carregada em forma de trapézio retangular pode ser facilmente
calculada usando a eq. 8.22, onde o fator de influência (Iσ), é dado pelo ábaco apresentado na
fig. 8.18. Este tipo de carregamento encontra grande aplicação na avaliação de tensões
produzidas por aterros e barragens. Os fatores de influência são em função das dimensões a e
b, como apresentado nesta figura e o ponto considerado na extremidade direita da área de
largura b.
σ z = qo . Ι
σ
(8.22)
Figura 8.18 - Fatores de influência para carregamento em forma de um trapézio
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, através 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
σz (esq.)
σz
σz (dir)
Figura 8.19 - Esquema para cálculo das tensões induzidas no ponto, para um
aterro.
"!$# %'&
)(*
+,-.'
Newmark (1942), baseado na equação de Love, que fornece o acréscimo de tensões
ocasionadas por uma placa circular uniformemente carregada, desenvolveu um método
gráfico que permite obter as tensões induzidas devido uma área de forma irregular sob
condição de carregamento uniforme, atuando na superfície do terreno. A construção do ábaco
de Newmark é baseada na fórmula de Love, adotando-se os seguintes procedimentos:
1) Tomando-se a fórmula de Love sob a forma :
R
 σ
= 1 − z
z
q




−2
3
−1
(8.23)
atribuem-se valores à relação σz/q e calcula-se o raio R da placa necessária para
produzir o acréscimo de carga σz/q arbitrado a uma profundidade z (cujo valor é fixado pela
escala a partir da qual o gráfico foi construído) sob o centro da placa carregada com uma
carga unitária;
b) Exemplificando:
σz/q = 0,8 ⇒ R/z = 1,387 ⇒ (R) σz = 0,8 = 1,387 x AB, sendo AB o seguimento de
referência (escala) adotado (fig. 8.20). Assim, a uma profundidade z = AB, o acréscimo de
carga seria σz/q = 0,8 se a área carregada fosse circular de raio R = 1,387 x AB.
c) Para outros valores de σz/q, obtém-se um conjunto de círculos concêntricos, tais que
os anéis circulares gerados representam parcelas dos acréscimos de tensões verticais. Por
exemplo, o acréscimo de tensão vertical devido ao espaço anelar compreendido entre os
círculos de (R) σz = 0,8 e (R) σz = 0,7 seria dado por σz = 0,8 - 0,7 = 0,1;
d) Cada espaço anelar é então dividido em um certo número de partes iguais
(geralmente 20 setores), cada parte representando uma parcela de contribuição ao valor final
do acréscimo de tensão no solo devido a toda a área carregada. No exemplo, σz/q devido a
cada setor seria dada por:
σz =
0,1
= 0,005
20
ou
Ι = 0,005
(8.24)
sendo este valor a chamada unidade de influência do ábaco de Newmark.
70
Figura 8.20 - Ábaco de Newmark.
Para a utilização do ábaco de Newmark, procede-se da seguinte forma:
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
Uma força ou pressão, aplicada na superfície ou no interior do solo (semi-espaço
elástico), distribui-se nos vários pontos desse solo. Na prática, para aplicar essa força ou
pressão, é necessário um elemento qualquer que transmita a carga ao terreno (placa, sapata ou
estaca). No entanto, a rigidez de cada um desses elementos intervém redistribuindo a carga na
superfície de contato desse elemento com o solo. Em fundações, temos elementos de
transferência de cargas ditos placas rígidas e flexíveis, cada um com um tipo de distribuição
de cargas e recalques específico (fig. 8.21).
Figura 8.21 - Distribuição de pressões de contato placa - solo.
Para o caso de uma placa flexível a pressão de contato é uniforme e igual a pressão
aplicada. Para um solo coesivo observa-se um recalque no centro da placa maior que nos
bordos. No entanto, para solo não coesivo observa-se um recalque dos bordos maior que o
recalque do centro (o confinamento provoca aumento do módulo de elasticidade do solo não
coesivo, conferindo-lhe maior rigidez).
Para o caso de placa rígida, tem-se recalques uniformes em toda sua largura. Em solos
coesivos, a pressão de contato não é uniforme, concentrando-se mais nos bordos que no
centro (formato de "sela") para compatibilizar a condição de recalque uniforme. Em solos não
coesivos, a pressão de contato é maior no centro para vencer o aumento da rigidez provocada
pelo confinamento.
Como visto acima, a rigidez das placas influi na distribuição de pressões em todo o
solo. Segundo Vargas (1977), só poderemos aplicar a equação de Boussinesq e as outras
derivadas a partir dessa, se tivermos tratando de placa flexível (pressão de contato uniforme),
para que a rigidez da estrutura não possa influir na distribuição das pressões de contato.
Felizmente, para a engenharia, isso ocorre na grande maioria dos casos. Pode-se dizer ainda
que a influência da forma da distribuição das pressões de contato é maior para profundidades
relativas menores (menores valores de z/r), perdendo intensidade à medida em que a
profundidade aumenta.
72
! "#$#% & $ '() *'+ A aplicação de cargas sobre uma massa de solo resulta em uma variação do seu
volume, a qual poderá ocorrer devido à compressibilidade da fase fluida (ar) ou por drenagem
da água intersticial. Ao deslocamento vertical resultante desta compressão do solo dá-se o
nome de recalque. A drenagem da água intersticial está intimamente associada à
permeabilidade do solo; assim, se uma camada de argila saturada for carregada local e
rapidamente, a baixa permeabilidade do solo retarda o processo da expulsão da água
intersticial e, nestas condições não-drenadas, a deformação do solo devido às cargas aplicadas
ocorre a volume constante, correspondendo a uma distorção elástica do meio. Os recalques
associados a esta distorção são designados recalques imediatos ou elásticos.
O recalque imediato (ρi) sob uma área transmitindo uma carga uniforme (q) à
superfície de um semi - espaço infinito, homogêneo, isotrópico e elástico linear, será dado
por:
1− ν2
ρi = q . B.
.Ι s
E
(8.26)
onde (E, ν) são os parâmetros elásticos do solo; B: a menor dimensão da área
carregada e Is: o fator de influência, função da geometria e rigidez da área carregada e da
posição do ponto considerado em relação à mesma (valores dados na tabela 8.3).
Tabela 8.3 - Fatores de influência (Is)
Forma da área
carregada
Circular
Quadrada
Retangular L/B:
1,5
2,0
3,0
5,0
10,0
100,0
Flexível
Centro
1,00
1,12
1,36
1,53
1,78
2,10
2,54
4,01
Vértice
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 médio
0,85
0,95
1,15
1,30
1,52
1,83
2,25
3,69
Rígida
ρi = 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 é diretamente proporcional à carga
aplicada e à largura da área carregada. No caso de depósitos homogêneos de argila saturada
de grande extensão, a hipótese de E assumir um valor constante é consistente e o uso da eq.
8.26 é melhor justificado. No caso de areias, entretanto, o valor de E depende da pressão de
confinamento variando, portanto com a profundidade e ao longo das dimensões da área
carregada. Devido a esta variação de E, a relação 8.26 não se aplica a solos arenosos. Pode-se
dizer também que mesmo para os casos em que E é aproximadamente constante com a
profundidade e o material é relativamente homogêneo, a estimativa correta deste parâmetro
constitui uma árdua tarefa, devido ao comportamento altamente não linear do solo.
73
9. COMPACTAÇÃO.
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. 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 conseguese promover no solo um aumento de sua resistência estável e uma diminuição da sua
compressibilidade e permeabilidade.
!"#%$ #!$#!!
Em diversas obras, dentre elas os aterros rodoviários e as barragens de terra, o solo é o
próprio material resistente ou de construção. Em vista disto, alguns métodos de estabilização
ou de melhoria das características de resistência, deformabilidade e permeabilidade dos solos
foram desenvolvidos, e a compactação é um desses métodos.
O objetivo principal da compactação é obter um solo, de tal maneira estruturado, que
possua e mantenha um comportamento mecânico adequado ao longo de toda a vida útil da
obra.
& ')( *+!
# ,-..
+0/12#$#3-456, #!2
Pelo processo de compactação, a compressão 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
Em 1933, o Eng. Norte americano Ralph Proctor postulou os procedimentos básicos
para a execução do ensaio de compactação. A energia de compactação utilizada na realização
destes ensaios é hoje conhecida como energia de compactação "Proctor Normal". A seguir
são listadas, de modo resumido, as principais fases de execução de um ensaio de
compactação.
!
!
!
!
"
Ao se receber uma amostra de solo (no caso, deformada) para a realização de um
ensaio de compactação, o primeiro passo é colocá-la em bandejas de modo que a
mesma adquira a umidade higroscópica (secagem ao ar). O solo então é
destorroado e passado na peneira #4, após o que adiciona-se água 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, é recomendável
que a mesma fique em repouso por um período de aproximadamente 24 hs.
Após preparada a amostra de solo, a mesma é colocada em um recipiente cilíndrico
com volume igual a 1000ml e compactada com um soquete de 2500g, caindo de
uma altura de aproximadamente 30cm, em três camadas com 25 golpes do soquete
por camada, como demonstra fig. 3.1 apresentada adiante.
Este processo é repetido para amostras de solo com diferentes valores de umidade,
utilizando-se em média 5 pontos para a obtenção da curva de compactação.
De cada corpo de prova assim obtido, determinam-se o peso específico do solo
seco e o teor de umidade de compactação.
Após efetuados os cálculos dos pesos específicos secos e das umidades, lançam-se
esses valores (γd;w) em um par de eixos cartesianos, tendo nas ordenadas os pesos
específicos do solo seco e nas abcissas os teores de umidade, como se demonstra
na fig. 3.2.
#$%'&
()*+
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 específico seco aumenta com o teor de umidade até atingir um valor máximo,
decrescendo com a umidade a partir de então. O teor de umidade para o qual se obtém o
maior valor de γd (γdmax) é denominado de teor de umidade ótimo (ou simplesmente umidade
ótima).
O ramo da curva de compactação anterior ao valor de umidade ótima é denominado de
"ramo seco" e o trecho posterior de "ramo úmido" da curva de compactação. No ramo seco, a
umidade é baixa, a água contida nos vazios do solo está sob o efeito capilar e exerce uma
função aglutinadora entre as partículas. À medida que se adiciona água ao solo ocorre a
destruição dos benefícios da capilaridade, tornando-se mais fácil o rearranjo estrutural das
partículas. No ramo úmido, a umidade é elevada e a água se encontra livre na estrutura do
solo, absorvendo grande parte da energia de compactação.
Na fig. 3.2 é apresentada também a curva de saturação do solo. Como no processo de
compactação não conseguimos nunca expulsar todo o ar existente nos vazios do solo, todas as
curvas compactação (mesmo que para diferentes energias) se situam à esquerda da curva de
saturação. Pode-se mostrar que a curva de saturação do solo pode ser representada pela eq.
9.1, apresentada adiante.
75
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 cm
12,7 cm
Cilindro de
compactação
Figura 3.1 - Ensaio de Compactação (Proctor Normal). Modificado de Vargas (1977).
γd
γ dmax
o
m
Ra
o
ec
s
o
m
a
R
o
id
úm
Sr = 100%
Wot
Figura 3.2 - Curva de Compactação típica
w
76
Embora mantendo-se o procedimento de ensaio descrito no item 9.3, um ensaio de
compactação poderá ser realizado utilizando-se diferentes energias. A energia de
compactação empregada em um ensaio de laboratório 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)
E=
N → Número de Golpes por Camada
n → Número de Camadas
V → Volume de solo compactado (m 3 )
Influência da energia de compactação na curva de compactação do solo - À
medida em que se aumenta a energia de compactação, há uma redução do teor de umidade
ótimo e uma elevação do valor do peso específico seco máximo. A fig. 9.3 apresenta curvas
de compactação obtidas para diferentes energias.
γd
Variação
dos
pontos
(γdmax;wot) com o aumento
da energia de compactação
E4
E3
Sr = 100%
E2
E1
E4 > E3 > E2 > E1
w
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 laboratório ensaios
com maiores energias que a do Proctor Normal. Surgiram então as energias do Proctor
Modificado e Intermediário, superiores à energia do Proctor Normal. As energias de
compactação usuais são de 6 kgf⋅cm/cm3 para o Proctor normal, 12,6 kgf⋅cm/cm3 para o
Proctor Intermediário e 25kgf⋅cm/cm3 para o Proctor Modificado. Na tabela 9.1 apresenta-se
uma comparação entre os padrões adotados para a realização dos ensaios de compactação por
diferentes órgãos.
77
Tabela 1 - Comparação entre alguns padrões adotados para o ensaio de
compactação.
CARACTERÍSTICAS
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
Número de Camadas
5
Número de Golpes
55
Por Camada
Vol. Do Cilindro (cm3)
1000
944
2160
2160
Energia de Compactação
5.72
27.48
12.49
26.43
3
(kgf⋅cm/cm )
* - Proctor Normal; ** - Proctor Modificado; ***- Esta energia corresponde
aproximadamente à energia do Proctor Intermediário.
!#"%$'&
(&$)$ $
A fig. 9.4 apresenta a influência 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 úmido da curva de compactação
formam-se solos com estruturas predominantemente dispersas.
γd
o
m
Ra
id
úm
o
m
a
R
E2
co
se
o
Sr = 100%
Est. floculada
E1
Est. dispersa
E2 > E1
w
Figura 9.4 - Influência da compactação na estrutura dos solos.
* % #+ ),"-$ -
(&/.,"#
('!
A influência do tipo de solo na curva de compactação é 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 γdmax e um menor valor de wot do que solos
contendo grande quantidade de finos. Pode-se observar também que as curvas de
compactação obtidas para solos finos são bem mais "abertas" do que aquelas obtidas para
solos grossos.
78
γd
(1)
1) Areia
2) Areia argilosa
3) Argila
(2)
(3)
w
Figura 9.5 - Influência do tipo de solo na curva de compactação.
!"$#%&(')*(+
Conforme relatado anteriormente, a compactação do solo deve proporcionar a este,
para a energia de compactação adotada, a maior resistência estável possível. A fig. 9.6
apresenta a variação da resistência 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 resistência do solo.
Pode-se fazer então a seguinte indagação: Porque os solos não são compactados em
campo em valores de umidade inferiores ao valor ótimo? A resposta a esta pergunta se
encontra na palavra estável. Não basta que o solo adquira boas propriedades de resistência e
deformação, elas devem permanecer durante todo o tempo de vida útil da obra.
Figura 9.6 - Variação da resistência 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 também 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 é 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 razoáveis.
Os princípios que estabelecem a compactação dos solos no campo são essencialmente
os mesmos discutidos anteriormente para os ensaios em laboratório. Assim, os valores de
peso específico seco máximo obtidos são fundamentalmente função do tipo do solo, da
quantidade de água utilizada e da energia específica aplicada pelo equipamento que será
utilizado, a qual depende do tipo e peso do equipamento, da espessura da camada de
compactação e do número de passadas sucessivas aplicadas.
A compactação de campo se dá por meio de esforços de pressão, impacto, vibração ou
por uma combinação destes. Os processos de compactação de campo geralmente combinam a
vibração com a pressão, já que a vibração utilizada isoladamente se mostra pouco eficiente,
sendo a pressão necessária para diminuir, com maior eficácia, o volume de vazios interpartículas do solo.
!"
#"$"
São compactadores de impacto utilizados em locais de difícil acesso para os rolos
compressores, como em valas, trincheiras, etc. Possuem peso mínimo 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.
%&' (")* #
%+ ,-/.*/.012 1
É um tambor metálico com protuberâncias (patas) solidarizadas, em forma troncocônica 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 não a areia e promove um
grande entrosamento entre as camadas compactadas.
A camada compactada possui geralmente 15cm, com número de passadas variando
entre 4 e 6 para solos finos e de 6 a 8 para os solos grossos. A fig. 9.7 ilustra rolos
compactadores do tipo pé-de-carneiro.
% %/&' 43 Trata-se de um cilindro oco de aço, podendo ser preenchido por areia úmida ou água, a
fim de que seja aumentada a pressão aplicada. São usados em bases de estradas, em
capeamentos e são 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 freqüentemente são utilizados para o acabamento
superficial das camadas compactadas. Para a compactação de solos finos utilizam-se rolos
com três rodas com pesos em torno de 10t, para materiais de baixa plasticidade e 7t, para
materiais de alta plasticidade. A fig. 9.8 ilustra rolos compactadores do tipo liso.
80
Os rolos lisos possuem certas desvantagens como:
Pequena área de contato.
Em solos de pequena capacidade de suporte afundam demasiadamente dificultando
a tração.
Figura 9.7 - Exemplos de equipamentos do tipo rolo pé-de-carneiro.
Figura 9.8 – Exemplos de equipamentos do tipo rolo liso.
Os rolos pneumáticos são eficientes na compactação de capas asfálticas, bases e
subbases de estradas e indicados para solos de granulação fina a arenosa. Os rolos
pneumáticos podem ser utilizados em camadas de mais espessas e possuem área de contato
variável, função da pressão 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
alguns tipos de rolo pneumático existentes.
81
Figura 9.9 - Rolo Pneumático.
Nos rolos vibratórios, a freqüência da vibração influi de maneira extraordinária no
processo de compactação do solo. São utilizados eficientemente na compactação de solos
granulares (areias), onde os rolos pneumáticos ou Pé-de-Carneiro não atuam com eficiência.
A espessura máxima da camada é de 15cm.
Figura 9.10 - Rolo Vibratório. Apud Vargas (1977).
!#"$ %'&)(*+)
Para que se possa efetuar um bom controle da compactação do solo em campo, temos
que atentar para os seguintes aspectos:
tipo de solo
espessura da camada
entrosamento entre as camadas
número de passadas
tipo de equipamento
umidade do solo
grau de compactação alcançado
Assim, alguns cuidado devem ser tomados:
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:
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%.
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%.
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
!""#$"%'&! Com o progresso da compactação em campo, o número de passadas do rolo vai
perdendo a sua eficiência na compactação do solo. Deste modo, a compactação dos solos em
campo é definida para um determinado número de passadas, normalmente inferior a 10. Este
número dependerá do tipo de solo a ser compactado, do tipo de equipamento disponível, e das
condições particulares de cada caso. No caso de grandes obras, empregam-se geralmente
aterros experimentais para se determinar o número ótimo de passadas do rolo.
Em geral, 8 a 12 passadas do rolo em uma camada de solo a ser compactada é
suficiente. Caso com 15 passadas não se atinja o valor do peso específico seco determinado, é
recomendável que se modifique as condições antes fixadas para a compactação.
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?
O Índice de Suporte Califórnia é utilizado como base para o dimensionamento de
pavimentos flexíveis. Para a realização do ensaio de ISC, são confeccionados corpos de prova
no valor da umidade ótima (wot), utilizando-se três diferentes energias de compactação (a
maior energia empregada sendo aproximadamente igual à energia do Proctor modificado). O
ensaio ISC visa determinar:
Propriedades expansivas do material.
Índice de Suporte Califórnia.
Para a determinação do Índice de Suporte Califórnia teremos que passar por três fases
anteriores: a execução de um ensaio de compactação, na energia do Proctor Modificado, a
preparação dos corpos de prova, o ensaio de expansão e finalmente o ensaio de determinação
do Índice de Suporte Califórnia ou CBR ("California Bearing Ratio"), propriamente dito.
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24
BC
Este ensaio é realizado de maneira similar àquela apresentada para o ensaio de
compactação na energia do Proctor Normal. Neste caso, as dimensões do cilindro de
compactação geralmente utilizadas são dadas pela fig. 9.11 e a energia de compactação
empregada corresponde à 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 é permitir a execução dos
ensaios de expansão e CBR.
15 cm
5cm
17,5 cm
5 cm (disco espaçador)
Figura 9.11 - Corpo de Prova para o Ensaio de Compactação
() * +
) +
) 57#41-%A
DE.
84
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.
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%
!#"$ %&'(*),+-./(0213)
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), sendo que 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 4
CBR 4
Pressão calculada
x 100
70
(9.3)
Pressão calculada
x 100
70
(9.4)
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
85
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.
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
responder a essas questões 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
na direção horizontal;
determinação da natureza do solo: compacidade dos solos grossos e consistência
dos solos finos;
profundidade da rocha e suas características (litologia, mergulho e direção das
camadas, espaçamento das juntas, planos de acamamento, estado de
decomposição);
localização do nível d'água (NA);
obtenção de amostras (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 percentagem mais
baixa referente aos grandes projetos e projetos sem condições críticas de fundação e a
percentagem mais alta ligada a projetos menores e com condições desfavoráveis.
Um programa de investigações deve ser executado em etapas, quais sejam:
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 na etapa de prospecção se classificam em
métodos diretos (poços, trincheiras, sondagens a trado, sondagens de simples
a)
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.
!#" $
%&" 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).
' %(#
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).
*)+," !-#*" $#
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.
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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 à haste vertical do trado, em cuja extremidade oposta 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.
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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.
89
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, de modo que em cada metro de solo, são realizadas
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.
Deve-se ressaltar contudo, que 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.
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.
91
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
Correlações
Solo
SPT
Designação
Areias e siltes arenosos
≤4
5 - 10
11 - 30
31 - 50
>50
qc(Mpa) φ (°)
Fofa
<2
< 30
Pouco compacta
2-4
30 - 35
Medianamente compacta
4 - 12
35 - 40
Compacta
12 - 20 40 - 45
Muito compacta
> 20
> 45
Dr
< 0,2
0,2 - 0,4
0,4 - 0,6
0,6 - 0,8
> 0,8
Tabela 10.2 - Classificação segundo o SPT, para solos argilosos
Solo
SPT
Designação
Su (kgf/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. Conforme discutido na capítulo de origem e formação dos solos, o uso do
equipamento de SPT em solos residuais jovens ou saprolíticos pode acarretar na
perda da afiaçãodo bisel do amostrador, resultando em uma maior dificuldade de
cravação do mesmo e na obtenção de valores de SPT superiores aos devidos para
estas camadas.
Estado de conservação das hastes e uso de hastes de diferentes pesos. Hastes com
massa maior levam a índices maiores, por absorver uma maior quantidade da
energia aplicada. As hastes devem ter massa variando entre 3,2 a 4,4kg/m.
Martelo não calibrado e natureza da superfície de impacto (ferro sobre ferro). O
coxim de madeira deve estar, sempre, em boas condições, não deverá ocorrer
golpes metal-metal.
92
Diâmetro do tubo de revestimento: quanto maior o diâmetro do tubo de
revestimento maior a alteração que o solo, abaixo da ponta do tubo, poderá sofrer.
Os tubos de revestimento devem ser de aço, com diâmetro nominal interno de
67mm ou 76mm.
Os fatores ligados a técnica de operação são 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 tendência,
devido ao cansaço, da altura de queda ir diminuindo e com isso aumentando-se os
valores dos índices;
Processo de avanço da sondagem, acima e abaixo do nível d'água subterrâneo.
Conforme já comentado, a lavagem por circulação de água somente é permitida
abaixo do NA, devendo-se acima do NA usar o trado espiral.
Má limpeza do furo. Presença de material no interior da perfuração. Furo não
alargado suficientemente para a livre passagem do amostrador.
Quanto aos erros acidentais, refere-se a erros na contagem do número de golpes, sendo
a maioria cometidos devido ao baixo nível de escolaridade do pessoal do grupo. São os mais
difíceis de serem constatados.
Os resultados de uma sondagem deverão ser apresentados em forma de relatório
contendo o perfil individual de cada furo, com as cotas, diâmetro do tubo de revestimento,
posições onde foram recolhidas amostras, posição do N.A., resistência a penetração (SPT) e
descrição do solo, bem como um corte longitudinal (seção), onde podem ser evidenciadas as
seqüências prováveis das camadas do subsolo. O relatório fornecerá dados gerais sobre o local
e o tipo de obra, descrição sumária do equipamento e outros dados julgados importantes. A
fig. 10.7 apresenta um perfil individual de sondagem à percussão 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 próprio da composição, sem a necessidade de execução de qualquer golpe
Critérios de paralisação da sondagem
a) quando em 3m sucessivos, se obtiver índices 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 índices de penetração entre 45/15 e
45/30
c) quando, em 5m sucessivos, forem obtidos índices de penetração entre 45/30 e
45/45.
d) Caso a penetração seja nula em 5 impactos do martelo, o ensaio deverá ser
interrompido, não havendo necessidade de obedecer o critério estabelecido acima. No entanto,
se esta situação ocorrer antes de 8,0m de profundidade, a sondagem deverá ser deslocada até
o mínimo de 4 vezes em posições diametralmente opostas, distantes 2,0m da sondagem
inicial.
e) Atingida a condição de impenetrável à percussão anteriormente descrita, a mesma
poderá ser confirmada pelo ensaio de avanço por lavagem, por 30minutos, anotando-se os
avanços para cada período de 10 minutos. A sondagem será dada como encerrada quando
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.
93
Nº DOC.:
242/01
DATA:
13/09/01
REV.:
0
CLIENTE:
DATA INÍCIO:
OBRA:
DATA FINAL:
LOCAL:
SONDAGEM:
PEN ETRAÇÃO (GOLPES/30cm )
N º GOLPES
1º e 2º
2º e 3º
0
0
2
3
PERFI L GRÁFICO
N ÍVEL
COTA
PROF. DA
E
DE
(m )
CAMADA
N º DE AMOSTRAS
ÁGU A
*
(M)
GRÁFICO
SP - 14
CLASSI FICAÇÃO DO MATERIAL
1,30
2
7
N
ã
o
8
10
11
18
22
6
7
13
15
Silte argiloso com areia fina e pedregulhos, marrom
avermelhado, mole a médio.
2,60
3
e
n
c
o
n
tr
a
d
o
5,00
Silte arenoso (areia fina e média), com pedregulhos,
variegado (vermelho), medianamente compacto a
compacto.
5
Idem, pouco a medianamente compacto.
6,80
7
Silte argiloso com areia fina, variegado (róseo), rijo.
13
16
15
15
12
13
15
15
14
15
23
27
8
10,60
12
Silte argiloso com areia fina e pedregulhos,
variegado (róseo e vermelho), rijo a duro. (Alteração
de rocha).
13
26
28
29
31
14,45
15
17
Limite de Sondagem - 14,45m
18
Sondagem paralizada a pedido do
Proprietário
NÍVEL D'ÁGUA (m)
ARGILA
PEDREGULHO
AREIA
APÓS 24 HORAS:
CARACTERÍ STICA DA COMPOSIÇÃO DE PERFU RAÇÃO
REVESTIMEN TO φ in t. 76,2 m m
AMOSTRADOR:
φ I N TERN O:34,9m m / φ EXTERN O: 50,8 m m
PESO: 65 Kg - ALTU RA DE QU EDA: 75 cm
ENGº. RESPONSÁVEL:
/
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, para o caso de fundações rasas.
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 (verificação da existência
de 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 efetuadas utilizando um pêndulo ou pio elétrico. Sempre que houver
95
paralisação dos serviços, antes do reinicio é conveniente uma verificação da posição do nível
d'água.
Tabela 10.3 - Número mínimo de sondagens, segundo a ABNT.
Área construída (m2)
200
200 - 400
400 - 600
600 - 800
800 - 1000
1000 - 1200
1200 - 1600
1600 - 2000
2000 - 2400
> 2400
No. Mínimo de furos
2
3
3
4
5
6
7
8
9
a critério
A sondagem rotativa é empregada na perfuração de rochas, matacões e solos de alta
resistência. Tem como objetivo principal a obtenção de testemunhos (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'água ou infiltração.
O equipamento para a realização da sondagem rotativa compõe-se de uma haste
metálica 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.
Através desse movimento, a coroa, que é uma peça constituída de aço especial com
incrustações de diamante ou vídia nas extremidades, vai desgastando a rocha e permitindo a
descida do tubo de revestimento e alojamento do testemunho no interior do barrilete. As
hastes são ocas, para permitir a injeção de água no fundo da escavação a fim de refrigerar a
coroa e carregar os detritos da perfuração até superfície. A utilização de tubos de revestimento
é indispensável quando as paredes do furo apresentarem-se instáveis, com tendência ao
desmoronamento, pondo em risco a coluna de perfuração. Os revestimentos também são
necessários quando se atravessa uma formação fraturada ou muito permeável, causando
perdas consideráveis de água de circulação. Os revestimentos são tubos de aço com paredes
finas mas de elevada resistência 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 é
determinado pelo comprimento do barrilete, em geral 1,5 a 3,0m. Terminada a manobra, o
barrilete é retirado do furo e os testemunhos são cuidadosamente retirados e colocados em
caixas especiais com separação e obedecendo a ordem de avanço da perfuração.
Os resultados da sondagem são apresentados na forma de um perfil individual de cada
furo, contendo cotas e descrição dos testemunhos. A descrição dos testemunhos inclui a
classificação litológica (gênese, mineralogia, textura e cor), o estado de alteração da rocha e o
grau de fraturamento.
O estado de alteração é 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.
96
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
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-se a manobra
e o furo prossegue por percussão com medida do índice de resistência à penetração. Os
resultados são apresentados conforme já comentado anteriormente para cada caso.
!
#"
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
está submetido essa amostra. As amostras indeformadas são usadas na execução de ensaios de
97
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, construídos de um 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, sendo que 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 (dp) do amostrador deverá ser menor que o interno (di) (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 de eventuais choques entre a
amostra e o amostrador.
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%. Nesta equação, de corresponde
ao diâmetro externo do amostrador.
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 percentagem de recuperação, dada pela eq.
98
10.3, deve estar entre 95 e 100%. Na eq. 10.3, H é o comprimento cravado do amostrador e L
corresponde ao comprimento da amostra.
R
L
100
H
(10.3)
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.
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
99
largamente utilizado, tendo servido como base para desenvolvimento dos outros tipos de
amostradores.
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.
100
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.
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 tensãodeformação para o solo investigado. A seguir será detalhado cada um desses ensaios.
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O ensaio de penetração contínua ou estática do cone, também conhecido como deepsounding, foi desenvolvido na Holanda com o propósito de simular a cravação de estacas e
está normalizado pela ABNT através da norma NBR 3406.
101
O ensaio de CPT permite medidas quase contínuas 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
materiais investigados. É um ensaio de custo relativamente baixo, rápido de ser executado,
sendo portanto, indicado para a prospecção de grandes áreas. Apresenta como desvantagens a
não obtenção de amostras para inspeção visual, a não penetração em camadas muito densas e
com presença de pedregulhos e matacões, as 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
102
(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,
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.
(b)
(a)
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 do grupo “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
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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 ser ensaiado. 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;
106
&
&
&
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
M L = πD2 .H.c u
2
(10.5)
π 3
MB = D cu
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 afastando das condições reais. Na realidade, a superfície de ruptura obtida em um ensaio de
palheta 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.
Este ensaio é usado para determinação "in situ" do módulo de elasticidade e da
resistência ao cisalhamento de solos e rochas, sendo originalmente desenvolvido 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
um campo de tensões radiais em torno da célula de medida. O comprimento total da sonda é
107
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 podem-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 (kgf/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 (kgf/ 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
Os métodos ditos indiretos de prospecção são aqueles em que a determinação das
propriedades das camadas do subsolo é feita indiretamente pela medida de um parâmetro
geofísico, geralmente resistividade elétrica ou velocidade de propagação das ondas no meio.
Os índices medidos mantêm correlações com a natureza geológica dos diversos horizontes,
podendo-se ainda conhecer as suas respectivas profundidades e espessuras. Dentre os vários
processos geofísicos de prospecção podemos citar a resistividade elétrica e o método de
"cross-hole", como sendo os de uso mais freqüentes na engenharia civil. Os métodos indiretos
apresentam como grande vantagem, em relação aos anteriormente descritos, a de serem
rápidos e econômicos, não necessitando da coleta de amostras, podendo ser utilizados na
prospecção preliminar de grandes áreas. Atualmente, a técnica geofísica denominada de GPR
(“Ground Penetration Radar” ou radar de penetração do solo) está ganhando terreno em
diversas áreas da geotecnia.
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Este ensaio fundamenta-se no princípio de que diferentes materiais do subsolo
possuem valores característicos diferentes de resistividade elétrica.
"A técnica de caminhamento elétrico consiste em observar a variação lateral de
resistividade a profundidades aproximadamente constantes. Isso é 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 eletródico dipolo-dipolo, os eletrodos
AB de injeção de corrente e MN de potencial são dispostos segundo um mesmo perfil e o
arranjo é definido pelos espaçamentos X=AB=MN. A profundidade de investigação cresce
com o espaçamento (R), e teoricamente corresponde a R/2 (fig. 10.23), as medidas são
efetuadas em várias 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 - técnica do
caminhamento elétrico.
Ao passar uma corrente elétrica (I) através dos eletrodos A e B, e medir a diferença de
potencial (∆V) criada entre os eletrodos M e N, obtém-se a resistividade através da fórmula:
110
ρa=K
∆V
I
(10.9)
sendo K, um fator geométrico que depende do espaçamento entre os quatro eletrodos e
é calculado por:
AM. AN
K=π
MN
(10.10)
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.
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)
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A técnica de GPR vem sendo utilizada nos últimos anos com maior ênfase na
identificação de patologias em estruturas de concreto armado, localização de estruturas
enterradas, diagnóstico de áreas contaminadas, monitorização, levantamento de perfis
geotécnicos, etc. O ensaio consiste emissão de um pulso de onda eletromagnética, de forma e
duração conhecidos, e do acompanhamento do retorno destes pulsos à antena receptora.
Sempre que o meio muda as suas propriedades eletromagnéticas, há reflexões e refrações do
pulso de onda emitido que indicam esta mudança. Embora o ensaio seja pontual, a execução
de uma série de ensaios com um determinado espaçamento, segundo um determinado
111
alinhamento, permite traçar perfis ou cortes do objeto em estudo, que se juntos poderão a vir a
formar imagens tridimensionais da área estudada. A figura 10.24 ilustra um modelo de
equipamento de GPR, evidenciando-se a CPU para recebimento e tratamento preliminar dos
dados e a antena de 1Ghz, a antena de maior resolução utilizada na técnica. A figura 10.25
ilustra resultados típicos da técnica quando utilizada com a antena de 1 Ghz em uma laje de
concreto.
(a)
(b)
Figura 10.24 – Equipamento de GPR. (a) Antena de 1 Ghz e (b) CPU para
aquisição dos dados.
Figura 10.25 – Resultados obtidos a partir da técnica de GPR aplicada a uma laje
de concreto.
112
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