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ESTUDO DO COMPORTAMENTO MECÂNICO DE UM SOLO
SAPROLÍTICO DE BASALTO DE TEUTÔNIA, RS
Aline Pereira Denardin
Porto Alegre
Maio de 2005
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ALINE PEREIRA DENARDIN
ESTUDO DO COMPORTAMENTO MECÂNICO DE UM SOLO
SAPROLÍTICO DE BASALTO DE TEUTÔNIA, RS
Dissertação apresentada ao Programa de Pós-Graduação em
Engenharia Civil da Universidade Federal do Rio Grande do Sul,
como parte dos requisitos para obtenção do título de Mestre em
Engenharia na modalidade Acadêmico
Porto Alegre
Maio de 2005
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DENARDIN, Aline Pereira
Estudo do comportamento mecânico de um solo
saprolítico de basalto de Teutônia, RS / Aline Pereira
Denardin. – Porto Alegre: PPGEC/UFRGS, 2005.
135 p.
Dissertação de Mestrado, Programa de Pós-Graduação
em Engenharia Civil da Universidade Federal do Rio
Grande do Sul; Mestre em Engenharia. Orientadores:
Luiz Antônio Bressani e Adriano Virgílio Damiani
Bica.
1. Propriedades geotécnicas de solos residuais.
Aline Pereira Denardin
CCAA2
ALINE PEREIRA DENARDIN
ESTUDO DO COMPORTAMENTO MECÂNICO DE UM SOLO
SAPROLÍTICO DE BASALTO DE TEUTÔNIA, RS
Esta dissertação de mestrado foi julgada adequada para a obtenção do título de MESTRE EM
ENGENHARIA e aprovada em sua forma final pelos professores orientadores e pelo
Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil da Universidade Federal do Rio Grande do
Sul.
Porto Alegre, 20 de Maio de 2005
__________________________________
Prof. Luiz Antônio Bressani
Ph.D pela University of London, U. K.
Orientador
_____________________________________
Prof. Adriano Virgílio Damiani Bica
Ph.D pela University of Surrey, U. K.
Orientador
_____________________________________
Prof. Fernando Schnaid
Coordenador do PPGEC/UFRGS
BANCA EXAMINADORA
_____________________________________
Prof. Cezar Augusto Burkert Bastos (FURG)
D.Sc. pela Universidade Federal do Rio Grande do Sul
_____________________________________
Prof. André Cezar Zingano (UFRGS)
D.Sc. pela Universidade Federal do Rio Grande do Sul
_____________________________________
Profª. Wai Ying Yuk Gehling (UFRGS)
D.Sc. pela Universidade Politécnica da Catalunya
Aos meus pais
Que a nossa mensagem seja a nossa própria vida.
Mahatma Gandhi
AGRADECIMENTOS
Gostaria de expressar os mais sinceros agradecimentos a todos aqueles de que alguma forma
auxiliaram na realização desta dissertação. Sem dúvida, a conclusão deste trabalho só foi
possível com o apoio de todos vocês. Em especial à:
Deus, pela minha vida, pela minha família, pelas oportunidades que me foram concedidas e
por guiar-me nos caminhos da vida.
Aos meus pais Ângelo e Tânia por me apoiarem e auxiliarem em todos os momentos,
principalmente nos mais difíceis. Obrigada por acreditarem na minha capacidade e por sempre
me incentivarem em minhas escolhas.
Aos meus irmãos Simone e Alex pelas conversas e pelo companheirismo. Agradeço também à
Simone pela grande ajuda com as figuras.
Ao meu namorado Rafael, que sempre me incentivou durante a realização deste trabalho.
Obrigada pelo apoio, carinho e pela compreensão de estarmos distantes...
À minha avó Mercedes e ao seu esposo Darcy por terem me acolhido com tanto carinho
durante estes dois anos aqui em Porto Alegre.
Aos meus professores orientadores Luiz A. Bressani e Adriano V. D. Bica pelos
ensinamentos, pela dedicação e empenho e também pela amizade, principalmente na
finalização deste trabalho.
Aos professores da Universidade Federal de Santa Maria, Rinaldo J. B. Pinheiro e Talles
Araújo pelo incentivo e por terem me recomendado ao PPGEC/ UFRGS.
Ao técnico do Laboratório de Mecânica dos Solos da UFRGS Jair F. Floriano da
Silva agradeço pela grande ajuda na realização dos ensaios, pelos ensinamentos, pela
disposição e também pelo convívio durante quase um ano.
Ao colega Marcelo Rigo, pelo auxílio na realização deste trabalho desde seu início. Agradeço
pela disposição no esclarecimento das dúvidas e também pela disponibilização dos resultados
de ensaios.
Aos colegas de curso Alberto B. Lima e Silva, Ana Paula S. dos Santos, Augusta B. dos
Santos, Daniela de David, Diego Foppa, Diego Wesseling, Fábio Ribeiro, Felipe Gobbi,
Leandro Marcon, Rodrigo Montemezzo, Taís Retore e Viviane Wickbolt, pelo
companheirismo, pela amizade, pela divertida convivência e pela ajuda em todos os
momentos do curso.
Aos colegas do PPGEC Juliana Bernardes, Rodrigo S. Lovato, Rodrigo Moraes da Silveira e
Rodrigo Malysz, pela amizade, pela ajuda principalmente no início do curso e também pelas
dicas no seu decorrer.
Ao CNPq pelo apoio financeiro durante o curso de mestrado.
RESUMO
DENARDIN. A. P. Estudo do Comportamento Mecânico de um Solo Saprolítico de
Basalto de Teutônia, RS. Dissertação (Mestrado em Engenharia) – Programa de Pós-
Graduação em Engenharia Civil, UFRGS, Porto Alegre.
Essa dissertação apresenta um estudo experimental, com o objetivo de caracterizar a
influência da estrutura no comportamento mecânico do solo saprolítico de basalto da região
de Teutônia, RS. São apresentados os resultados de ensaios edométricos, ensaios de
compressão isotrópica e ensaios de compressão triaxial não drenados (CIU) em amostras
reconstituídas juntamente com ensaios de compressão triaxial drenados (CID) e ensaios de
compressão isotrópica em amostras indeformadas.
A análise dos resultados obtidos nesta dissertação juntamente com os resultados obtidos por
Rigo (2005) mostrou que tanto em compressão confinada como em compressão isotrópica o
solo indeformado apresenta um comportamento bem mais rígido que solo reconstituído e
consegue sustentar índices de vazios bem maiores para um mesmo valor de tensão. Foi
observada uma tensão de plastificação em torno de 350 kPa.
Nos ensaios triaxiais CID o solo indeformado apresentou um comportamento dependente do
nível de tensão confinante. Para tensões confinantes mais elevadas foi observada uma queda
brusca na curva tensão-deformação após o pico, associada com a formação de um plano de
ruptura polido no corpo de prova.
A partir dos resultados dos ensaios de compressão isotrópica e ensaios triaxiais CIU no solo
reconstituído foram determinadas uma linha de compressão normal (NCL) e uma linha de
estado crítico (CSL) para o solo nesta condição. Foi observado que os resultados dos ensaios
triaxiais CID no solo indeformado se ajustaram bem a estas linhas de estado.
ABSTRACT
DENARDIN. A. P. Estudo do Comportamento Mecânico de um Solo Saprolítico de
Basalto de Teutônia, RS. Dissertação (Mestrado em Engenharia) – Programa de Pós-
Graduação em Engenharia Civil, UFRGS, Porto Alegre.
This dissertation presents an experimental study which characterises the influence of soil
structure on the mechanical behaviour of a basaltic saprolitic soil from Teutônia, RS. Test
results of oedometer, undrained triaxial compressions (CIU) tests and isotropic compression
tests on reconstituted specimens are presented alongside with drained compression (CID) tests
and isotropic compression tests on undisturbed specimens.
The analysis of the data obtained in this work together with the data obtained by Rigo (2005)
showed that the undisturbed soil presents a stiffer behaviour than the reconstituted soil in
oedometer tests and in the isotropic compression tests, maintaining a much higher voids ratio
at the same stress level. The identified yield stress was about 350 kPa.
The drained triaxial tests on undisturbed soil showed a behaviour which was dependent of the
confining stress applied. For high confining stress levels there was a sharp drop on the stress
strain curve after peak associated with formation of polished shear plane on the specimen.
From the results of isotropic compression and undrained compression tests (CIU) on
reconstituted specimens it was defined a normal consolidation line (NCL) and a critical state
line (CSL). It has been observed that the results of drained triaxial tests on undisturbed soil
specimens have good agreement to such lines.
SUMÁRIO
LISTA DE FIGURAS ....................................................................................................
13
LISTA DE TABELAS ....................................................................................................
17
LISTA DE ABREVIATURAS, SIGLAS E SÍMBOLOS ............................................
18
1 INTRODUÇÃO ...........................................................................................................
20
2 REVISÃO BIBILIOGRÁFICA .................................................................................
22
2.1 TEORIA DO ESTADO CRÍTICO .............................................................................
22
2.1.1 Compressão Isotrópica .........................................................................................
22
2.1.2 Linha de Estado Crítico ........................................................................................
24
2.1.3 Superfície de Roscoe ..............................................................................................
27
2.1.4 Superfície de Hvorslev ..........................................................................................
28
2.2 ARGILAS RECONSTITUÍDAS ...............................................................................
30
2.3 SOLOS ESTRUTURADOS .......................................................................................
32
2.3.1 Definição de Estrutura ..........................................................................................
32
2.3.2 Origem da Estrutura .............................................................................................
34
2.3.3 Solos Residuais .......................................................................................................
35
2.3.4 Influência Da Estrutura No Comportamento Mecânico Dos Solos ..................
36
2.3.4.1 Plastificação da Estrutura .....................................................................................
37
2.3.4.2 Compressão Unidimensional e Isotrópica ............................................................
42
2.3.4.3 Compressão Triaxial ............................................................................................
48
3 CARACTERIZAÇÃO DO SOLO E METODOLOGIA DE ENSAIOS ...............
55
3.1 CARACTERIZAÇÃO DO SOLO .............................................................................
55
3.2 METODOLOGIA DE ENSAIOS ..............................................................................
61
3.2.1 Ensaios Edométricos .............................................................................................
61
3.2.1.1 Generalidades .......................................................................................................
61
3.2.1.2 Preparação dos Corpos de Prova .........................................................................
61
3.2.1.3 Equipamento Utilizado e Procedimentos de Ensaio ............................................
62
3.2.2 Ensaios Triaxiais ...................................................................................................
64
3.2.2.1 Generalidades .......................................................................................................
64
3.2.2.2 Preparação dos Corpos de Prova .........................................................................
65
3.2.2.3 Equipamento Utilizado .........................................................................................
69
3.2.2.4 Procedimentos de Ensaio ....................................................................................
70
4. APRESENTAÇÃO DOS RESULTADOS ...............................................................
75
4.1 ENSAIOS EDOMÉTRICOS ......................................................................................
75
4.2 ENSAIOS DE COMPRESSÃO TRIAXIAL .............................................................
79
4.2.1 Ensaios de Compressão Triaxial Adensados e Não Drenados (CIU) ...............
80
4.2.1.1 Cabeçote de Carga ................................................................................................
82
4.2.1.2 Principais Resultados dos Ensaios CIU ...............................................................
85
4.2.2 Ensaios de Compressão Triaxial Adensados e Drenados (CID) .......................
90
4.3 ENSAIOS DE COMPRESSÃO ISOTRÓPICA ........................................................
98
5. DISCUSSÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS ...................................................
101
5.1 COMPRESSIBILIDADE ...........................................................................................
101
5.2 COMPORTAMENTO TENSÃO-DEFORMAÇÃO .................................................
112
5.3 TRAJETÓRIAS DE TENSÕES E ENVOLTÓRIAS DE RUPTURA ......................
116
5.4 DISCUSSÃO GERAL DOS RESUTADOS E PROPOSTA DE UMA CSL ............
121
6. CONCLUSÕES E SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS .......................
129
6.1 CONCLUSÕES ........................................................................................................
129
6.2 SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS ........................................................
132
7. REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS .....................................................................
133
LISTA DE FIGURAS
Figura 2.1: Diagrama de compressão isotrópica (Atkinson & Bransby, 1978) ............... 23
Figura 2.2: Linha de estado crítico no plano v: ln p’(Atkinson & Bransby, 1978) .......... 25
Figura 2.3: Superfície de estado limite: (a) compressão isotrópica e (b) expansão da
superfície de plastificação (Leroueil & Hight, 2002) .......................................................
26
Figura 2.4: Linha de estado crítico no espaço q : p’: v (Atkinson & Bransby, 1978) ......
27
Figura 2.5: Curvas de ensaios drenados e não drenados no espaço q : p’: v
(Atkinson &
Bransby, 1978) .............................................................................................................
28
Figura 2.6: Trajetória de ensaios no plano q /p’
e
: p’/p’
e
(Atkinson & Bransby, 1978) ... 29
Figura 2.7: Superfícies de estado limite no plano normalizado q /p’
e
: p’/ p’
e
(L
eroueil
& Hight, 2002) .................................................................................................................
30
Figura 2.8: Relação entre I
v
e log σ’
v
para argilas normalmente adensadas (Burland,
1990) .................................................................................................................................
32
Figura 2.9: Superfícies de plastificação de materiais estruturados: (a) argilas com
estrutura anisotrópica e (b) roc
has brandas e solos residuais (Leroueil & Vaughan,
1990) .................................................................................................................................
1111
38
Figura 2.10: Diferentes mecanismos de plastificação da estrutura (Leroueil &
Vaughan, 1990) ................................................................................................................
39
Figura 2.11: Esquema do comportamento do solo pelas superfícies de plastificação Y
1
,
Y
2
e Y
3
(Jardine, 1992) ....................................................................................................
40
Figura 2.12:
Deformação da superfície de plastificação para uma argila estruturada
(Leroueil et al, 1979) ........................................................................................................
41
Figura 2.13: Esquema do comportamento de um solo estruturado e de um “solo ideal”
(Leroueil, 1992; apud Leroueil & Hight, 2002) ...............................................................
42
Figura 2.14: Comparação entre as curvas de compres
são de um solo estruturado e
desestruturado (Leroueil & Vaughan, 1990) ....................................................................
46
Figura 2.15: Plastificação de solos estruturados (Vaughan et al, 1988) ..........................
46
Figura 2.16: Ensaios de compressão confinada realizados em solos residuais do sul do
Brasil (Vargas, 1953) .......................................................................................................
47
Figura 2.17: Comportamento em
compressão da argila natural e reconstituída
(Cotecchia & Chandler, 1997) .........................................................................................
47
Figura 2.18: Ensaios de compressão isotrópica (Leroueil et al, 1979) ............................
48
Figura 2.19: Resultados de ensaios triaxiais drenados (Leroueil & Vaughan, 1990) ...... 49
Figura 2.20: Comportamento tensão-
deformação e variação volumétrica do solo
residual de gnaisse (Sandroni & Maccarini, 1981) ..........................................................
51
Figura 2.21: Resultados de ensaios triaxiais CID (Laggioia & Nova, 1995) ...................
52
Figura 2.22: Ensaios triaxiais CIU (Leroueil et al, 1979) ................................................
53
Figura 2.23: Envoltórias de resistência normalizadas para o solo intacto (MP) e
desestruturado (HP) (baseado em : Amorosi & Rampello, 1998 ; apud
Leroueil &
Hight, 2002) .....................................................................................................................
1111
54
Figura 3.1: Vista geral do talude Teutônia (Rigo, 2000) .................................................
56
Figura 3.2: Perfil do subsolo no local de amostragem (Rigo, 2005) ................................
57
Figura 3.3: Curva Granulométrica – série GR2 (Rigo, 2000) ..........................................
58
Figura 3.4: Microfotografias do solo de Teutônia (1 – matriz argilosa; 2 –
fenocristal
alterado; 3 – óxido secundário), (Rigo, 2000) ..................................................................
60
Figura 3.5: Prensa de adensamento fabricada pela empresa Wykeham Farrance ........... 63
Figura 3.6: Preparação do solo para moldagem dos corpos de prova ..............................
66
Figura 3.7: Moldagem dos corpos de prova .....................................................................
67
Figura 3.8: Rasamento do corpo de prova ........................................................................
67
Figura 3.9: Retirada do corpo de prova ............................................................................
68
Figura 3.10: Utilização de papel filtro lateral no corpo de prova .....................................
68
Figura 3.11: Equipamentos para moldagem de amostras indeformadas (torno, fio de
arame, berço de amostras e espátula) ...............................................................................
69
Figura 3.12: Equipamentos de aquisição e gerenciamento de dados para os ensaios
triaxiais .............................................................................................................................
71
Figura 3.13: Equipamentos para ensaio triaxial instrumentado (câmara com capacidade
de 800 kPa de tensão confinante) .....................................................................................
72
Figura 3.14: E
quipamentos para ensaio triaxial instrumentado (câmara com capacidade
de 1700 kPa de tensão confinante) ...................................................................................
72
Figura 3.15: Bucha adaptada à câmara triaxial munida de rolamentos lineares .............. 73
Figura 4.1: Curvas de variação de índice de vazios com log σ’
v
, para o solo de
Teutônia reconstituído em diferentes condições de moldagem ........................................
76
Figura 4.2: Curvas de variação de índice de vazios com σ’
v
, para o solo de Teutônia
reconstituído em diferentes condições de moldagem .......................................................
77
Figura 4.3: Curvas de variação de altura com o tempo do solo de Teutônia
reconstituído no limite de liquidez ...................................................................................
78
Figura 4.4: Formação de plano de ruptura nos corpos de prova reconstituídos, devida à
rotação do cabeçote ..........................................................................................................
83
Figura 4.5: Cabeçote do corpo de prova e pistão de cargas da câmara triaxial
desenvolvidos nesta dissertação .......................................................................................
83
Figura 4.6: Comparação entre as curvas σ
d
x ε
a
-
ensaios com cabeçote simples e com
cabeçote modificado (*) ...................................................................................................
84
Figura 4.7: Padrão de ruptura dos corpos de prova reconstituídos, quan
do ensaiados
com a rotação do cabeçote contida ...................................................................................
84
Figura 4.8: Resultados dos ensaios CIU: (a) curvas tensão desvio x deformação axial,
(b) curvas poropressão x deformação axial (σ’
c
= 30 e 50 kPa) ......................................
86
Figura 4.9: Resultados
dos ensaios CIU: (a) curvas tensão desvio x deformação axial,
(b) curvas poropressão x deformação axial (σ’
c
= 100 e 200 kPa) ..................................
87
Figura 4.10: Resultados dos ensaios CIU: (a) curvas tensão desvio x deformação axial,
(b) curvas poropressão x deformação axial (σ’
c
= 300 e 400 kPa) ..................................
88
Figura 4.11: Resultados dos ensaios CI
U: (a) curvas tensão desvio x deformação axial,
(b) curvas poropressão x deformação axial ......................................................................
89
Figura 4.12: Trajetórias de tensões efetivas de ensaios triaxiais
CIU (amostras
reconstituídas) ..................................................................................................................
90
Figura 4.13: Aplicador de pressão hidráulica diferenciado ........................................... 91
Fi
gura 4.14: Padrão de ruptura dos corpos de prova indeformados (corpo de prova
referente ao ensaio de 800 kPa) ........................................................................................
93
Figura 4.15: Ensaios CID: (a) curvas ten
são desvio versus x deformação axial, (b)
curvas deformação volumétrica x deformação axial (σ’
c
= 800 kPa) ..............................
95
Figura 4.16: Ensaios CID: (a) curvas tensão desvio versus x deformação axial, (b)
curvas deformação volumétrica x deformação axial (σ’
c
= 1200 kPa) ............................
96
Figura 4.17: Ensaios CID: (a) curvas tensão desvio versus x deformação axial, (b)
curvas deformação volumétrica x deformação axial (amostras indeformadas) ...............
97
Figura 4.18: Ensaios de compressão isotrópica: curvas índice de vaz
ios x logaritmo da
tensão efetiva de confinamento (amostras reconstituída e indeformada) .........................
99
Figura 4.19: Ensaios de compressão isotrópica: curvas índice de vazios x tensão
efetiva de confinamento (amostras reconstituída e indeformada) ....................................
100
Figura 5.1: Ensaios edométricos: curvas de variação de índice de vazios com log σ’
v
,
para o solo de Teutônia nas condições reconstituída e indeformada ...............................
103
Figura 5.2: Ensaios edométricos: curvas de variação de índice de vazios com σ’
v
, para
o solo de Teutônia nas condições reconstituída e indeformada .......................................
103
Figura 5.3: Ensaios de compressão isot
rópica: curvas de variação de índice de vazios
com log p', para o solo de Teutônia nas condições reconstituída e indeformada .............
104
Figura 5.4: Ensaios de compressão isotrópica: curvas de variação de índice de vazios
com p’, para o solo de Teutônia nas condições reconstituída e indeformada ..................
104
Figura 5.5: Proposta de NCL para o solo de Teutônia reconstituído ...............................
105
Figura 5.6: Variação de índice de vazios com p’ no ensaio de com
pressão isotrópica e
na fase de adensamento dos ensaios triaxiais no solo de Teutônia reconstituído ............
106
Figura 5.7: Variação de índice de vazios normalizado em relação à e
o
com p’-
fase de
adensamento dos ensaios triaxiais no solo reconstituído .................................................
107
Figura 5.8: Variação de índice de vazios ajustado em relação à curva de compressão
isotrópica com p’ - fase de adensamento dos ensaios triaxiais no solo reconstituído ......
108
Figura 5.9: Linha de compressão normal (NCL) obtida através dos resultados de
ensaios triaxiais e do ensaio de compressão isotrópica ....................................................
110
Figura 5.10: Variação de índice de vazios com p’ -
fase de adensamento dos ensaios
triaxiais no solo de Teutônia indeformado .......................................................................
110
Figura 5.11: Variação de índice de vazios ajustado com p’ -
fase de adensamento dos
ensaios triaxiais no solo indeformado ...........................................................................
111
Figura 5.12: Variação do índice de vazios ajustado com p’
na fase de adensamento dos
ensaios triaxiais no solo reconstituído e no solo indeformado .........................................
111
Figura 5.13: Ensaios CID: (a) curvas tensão desvio x deformação axial, (b) curvas
deformação volumétrica x deformação axial ...................................................................
115
Figura 5.14: Superfície de ruptura observada no ensaio triaxial CID com tensão
confinante efetiva de 800 kPa ..........................................................................................
116
Figura 5.15: Envo
ltória de resistência ao cisalhamento para o solo de Teutônia
reconstituído .....................................................................................................................
118
Figura 5.16: Envoltórias de resistência ao cisalha
mento e superfície de plastificação
para o solo de Teutônia indeformado ...............................................................................
118
Figura 5.17: Envoltória bi-
linear de resistência ao cisalhamento para o solo de
Teutônia indeformado ......................................................................................................
119
Figura 5.18: Envoltórias de resistência ao cisalhamento para o solo de Teutônia
reconstituído e indeformado .............................................................................................
121
Figura 5.19: Variação de índice de vazios com p’
em ensaios triaxiais CIU no solo de
Teutônia reconstituído ......................................................................................................
124
Figura 5.20: Variação de índice de vazios ajustado com p’
em ensaios triaxiais CIU no
solo de Teutônia reconstituído .........................................................................................
124
Figura 5.21: Variação de e
ajustado
com p’
em ensaios triaxiais CIU no solo de Teutônia
reconstituído, com os pontos de início da fase de cisalhamento e de estado crítico ........
125
Figura 5.22: Variação de e
ajustado
com p’
em ensaios triaxiais CIU no solo de Teutônia
reconstituído, com as linhas de compressão isotrópica e de estado crítico ......................
125
Figura 5.23: Variação de índice de vazios com p’
em ensaios triaxiais CID no solo de
Teutônia indeformado ......................................................................................................
126
Figura 5.24: Variação de índice de vazios ajustado com p’
em ensaios triaxiais CID no
solo de Teutônia indeformado ..........................................................................................
126
Figura 5.25: Variação de índice de vazios com p’
em ensaios triaxiais CIU e CID no
solo de Teutônia reconstituído e indeformado .................................................................
127
Figura 5.26: Variação de e
ajustado
com p’
em ensaios triaxiais CIU e CID no solo de
Teutônia reconstituído e indeformado, com as linhas de compressão isotrópica e de
estado crítico ....................................................................................................................
1111
128
LISTA DE TABELAS
Tabela 3.1: Resumo dos ensaios de granulometria (Rigo, 2000) .....................................
58
Tabela 3.2: Características físicas do solo saprolítico de basalto (Rigo, 2000) ...............
59
Tabela 3.3: Análises de Difração de Raios-x (Rigo, 2000) ..............................................
59
Tabela 3.4: Composição Modal do solo (Rigo, 2000) .....................................................
60
Tabela 4.1: Condições iniciais dos corpos de prova de ensaios edométricos ..................
76
Tabela 4.2: Índices de compressão e descompressão do solo de Teutônia reconstituído
(ensaios edométricos) .......................................................................................................
77
Tabela 4.3: Coeficientes de adensamento do solo reconstituído ......................................
78
Tabela 4.4: Características iniciais dos corpos de prova ..................................................
80
Tabela 5.1: Índices de compressão e descompressão do solo
de Teutônia (ensaios
edométricos) .....................................................................................................................
102
Tabela 5.2: Equação das envoltórias e parâmetros de resistência ao cisalhamento do
solo de Teutônia ...............................................................................................................
119
LISTA DE ABREVIATURAS, SIGLAS E SÍMBOLOS
ABNT – Associação Brasileira de Normas Técnicas
ASTM – American Society for Testing and Materials
CID – ensaio triaxial adensado drenado
CIU – ensaio triaxial adensado não drenado
CSL – linha de estado crítico
ICL – linha de compressão intrínseca
LL – limite de liquidez
LP – limite de plasticidade
NCL – linha de compressão normal
SCL – linha de compressão de sedimentação
TEC – Teoria do Estado Crítico
A
c
– área do corpo de prova corrigida
A
o
– área inicial do corpo de prova
c’ – Intercepto coesivo efetivo
C
c
– índice de compressão
C
d
– índice de descompressão
e – índice de vazios
e
o
– índice de vazios inicial
e
LL
– índice de vazios do solo no limite de liquidez
e
100
– índice de vazios para p’ = 100 kPa
e
1000
– índice de vazios para p’ = 1000 kPa
e
*
ic
– índice de vazios intrínseco (solo reconstituído)
E – módulo de deformabilidade ou módulo de Young
FA – fração argila
G – densidade real dos grãos
Iv – índice de vazios normalizado
k – declividade da linha de expansão no plano ν : lnp’
K
o
– coeficiente de empuxo ao repouso, dado por s´
h
/ s´
v
M – inclinação da linha do estado critico no plano q : p’
N – volume específico para p’ = 1kPa (linha de compressão normal)
p’ – tensão média efetiva - (s’
1
+ 2.s’
3
)/3
p’
e
– tensão efetiva equivalente
q – tensão desvio (s’
1
– s’
3
)
s’– (s’
1
+ s’
3
)/2
S – grau de saturação
t – (s’
1
– s’
3
)/2
w – teor de umidade
∆V – variação volumétrica
∆h – variação de altura
ε
a
–
deformação axial
ε
v
– deformação volumétrica
φ’ – ângulo de atrito interno efetivo
φ’
cv
– ângulo de atrito interno no estado crítico
γ
d
– peso específico aparente seco
γ
s
– peso específico real dos grãos
γ
t
– peso específico aparente úmido
Γ – volume específico para p’ = 1 kPa (linha de estado crítico)
λ − declividade da linha de compressão normal e da linha de estado crítico no plano ν : ln p’
λ
∗
− declividade intrínseca da linha de compressão normal (solo reconstituído)
ν – volume específico
ν
k
– volume específico para p’ = 1kPa (linha de expansão)
s
a
– tensão axial
s’
c
– tensão confinante efetiva
s
d
– tensão desvio
s’
n
– tensão normal efetiva
s
r
– tensão radial
s’
v
– tensão vertical efetiva
s’
y
– tensão de plastificação
τ – resistência ao cisalhamento
20
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
1. INTRODUÇÃO
Essa dissertação apresenta um estudo sobre o comportamento mecânico do solo saprolítico de
basalto da região de Teutônia no estado do Rio Grande do Sul. Este solo foi formado a partir
de derrames basálticos da Formação Serra Geral (FSG) e pertence à província geomorfológica
do Planalto.
O talude do qual foram extraídas as amostras originou-se da necessidade de um corte durante
a construção da rodovia estadual RST-453. Esse talude sofreu processos de instabilidade e
seus mecanismos foram estudados por Pinheiro (2000).
Rigo (2000) estudou a resistência ao cisalhamento residual de alguns solos saprolíticos de
basalto, entre os quais estava o solo saprolítico de basalto de Teutônia. O autor concluiu que
esses solos apresentam elevados índices de vazios em função do alto grau de intemperismo e
diminuição da resistência residual a partir de um valor crítico de tensão normal. Desse modo,
o autor sugeriu que ocorre uma mudança no comportamento desses solos, devido à
degradação mecânica de partículas parcialmente intemperizadas com o aumento dos
deslocamentos e do nível de tensões.
Frente às características apresentadas pelo solo saprolítico de basalto e devido aos problemas
ocorridos junto à RST-453, procurou-se realizar um estudo aprofundado sobre o
comportamento mecânico deste solo, com o objetivo de caracterizar seu comportamento
estruturado.
Situados em uma área de conhecimento entre a mecânica dos solos e a mecânica das rochas,
no passado os solos estruturados não recebiam maior importância em investigações
geotécnicas, pois suas propriedades garantiam desempenho adequado às obras de engenharia
civil. Porém, durante as últimas décadas, devido a um aumento na escala da construção civil,
esses materiais tornaram-se conhecidos por estarem associados a problemas geotécnicos
durante a construção de túneis, cortes, escavações, aterros e fundações de grande porte e a
problemas de instabilidade de taludes (Clayton & Serratrice, 1993).
21
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
Desse modo, esta dissertação consistiu essencialmente em um programa experimental, onde
foram realizados ensaios edométricos, ensaios de compressão triaxial e isotrópica com
amostras reconstituídas e indeformadas, onde se procurou atingir tensões confinantes
elevadas, que permitissem identificar quais aspectos do solo estão associados à sua estrutura
natural e quais estão associados às suas propriedades intrínsecas.
A estrutura desta dissertação é composta de seis capítulos, onde o capítulo 2 apresenta uma
revisão bibliográfica em que são abordados conceitos da mecânica dos solos clássica, através
da Teoria do Estado Crítico (TEC), o comportamento de solos reconstituídos como referência
na compreensão do comportamento de solos estruturados e uma descrição geral sobre solos
estruturados.
No capítulo 3 são apresentados: (i) a caracterização do solo a ser estudado a partir de
resultados de ensaios de caracterização realizados por Rigo (2000), (ii) o programa de ensaios
e (iii) a metodologia empregada na realização dos mesmos, incluindo a preparação dos corpos
de prova e a descrição dos equipamentos e dos procedimentos utilizados nos ensaios.
Os resultados dos ensaios edométricos e triaxiais realizados no solo estudado serão
apresentados no capítulo 4. Inicialmente são apresentados os resultados dos ensaios
edométricos, em seguida os resultados dos ensaios de compressão triaxial e isotrópica
realizados em amostras reconstituídas e indeformadas.
A discussão e a análise dos resultados são apresentadas no capítulo 5. Os resultados obtidos
para o solo reconstituído e indeformado nesta dissertação são comparados entre si e com
resultados deste solo existentes na literatura. A partir desta análise procurou-se evidenciar o
comportamento estruturado do solo saprolítico de basalto de Teutônia.
No capítulo 6 são apresentadas as conclusões obtidas nesta dissertação e algumas sugestões
para futuros trabalhos de pesquisa.
22
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
Nesse capítulo são apresentados, inicialmente, os conceitos básicos da Teoria do Estado
Crítico. A seguir é apresentada uma breve descrição sobre o comportamento de argilas
reconstituídas e em seguida o comportamento de solos estruturados é apresentado incluindo
os conceitos de estrutura e plastificação.
2.1 TEORIA DO ESTADO CRÍTICO
A partir de 1958, na Inglaterra, foram estabelecidas, através de Roscoe, Schofield e Wroth, as
bases da Teoria do Estado Crítico (TEC). Dessa forma, foram apresentados os conceitos de
plastificação e estado crítico, considerados ferramentas poderosas na análise do
comportamento geotécnico de solos. A TEC é baseada em resultados de ensaios de amostras
de argilas reconstituídas e isotropicamente adensadas. (Leroueil, 1997).
2.1.1 Compressão Isotrópica
De acordo com a TEC, os resultados de um ensaio de compressão isotrópica de uma amostra
de argila podem ser adequadamente apresentados plotando-se o volume específico ν, definido
por ν = (1 + e), versus ln p’ (ou log p’) em um gráfico conhecido como diagrama de
compressão isotrópica, conforme a Figura 2.1. Nesse gráfico, a linha AC é conhecida como
linha de compressão normal NCL e a linha BD como linha de expansão, sendo ambas
representadas por retas na escala logarítmica (Atkinson & Bransby, 1978).
A NCL é expressa pela seguinte equação:
v = N - λ.lnp’
(equação 2.1)
23
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
onde N é definido como o volume específico de um solo normalmente adensado com p’= 1,0
kPa e λ a inclinação da NCL.
Figura 2.1: Diagrama de compressão isotrópica (Atkinson & Bransby, 1978)
A curva de expansão não possui uma posição única, pois o solo pode ser descarregado em
qualquer ponto da NCL, logo ela dependerá da máxima tensão atingida p’
m
, sendo expressa
por:
v = v
k
- k.lnp’ (equação 2.2)
onde v
k
é o volume específico do solo pré-adensado com p’= 1,0 kPa e k é a inclinação da
curva de expansão, havendo um valor de v
k
e k correspondente a cada curva de expansão
(Atkinson & Bransby, 1978).
Segundo a TEC, quando uma amostra de solo normalmente adensada é carregada
isotropicamente, existe uma relação única entre v e lnp’, estabelecida pela NCL. Após sofrer
um descarregamento a amostra pode situar-se em um ponto qualquer à esquerda da NCL,
onde a mesma se encontra em um estado pré-adensado. Ao ser recarregada a amostra
24
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
converge em direção à NCL. No entanto, a região à direita da NCL nunca poderá ser atingida
pela amostra. Nesse caso, a NCL define um estado limite na compressão isotrópica.
2.1.2 Linha de Estado Crítico
Os conceitos apresentados até agora aplicam-se na análise da compressibilidade de um solo.
No entanto, quando uma amostra de solo, após ser adensada isotropicamente, é submetida ao
cisalhamento em um equipamento triaxial, seu comportamento após grandes deformações,
tanto em condições drenadas como não drenadas, tende à condição última. Nesse caso, não
ocorrem variações no seu índice de vazios, nem em ν e nas tensões efetivas. Essa condição é
chamada de “estado crítico” e é alcançada em maiores deformações, quando a máxima tensão
desvio q é atingida (Leroueil & Hight, 2002).
A linha que representa os pontos de estado crítico de ensaios triaxiais drenados e não
drenados é definida como linha de estado crítico CSL. A CSL é uma linha reta no plano ν : ln
p’, posicionada à esquerda da NCL (Figura 2.2), sendo admitida paralela à mesma e expressa
pela equação:
v = Γ - λ.lnp’
(equação 2.3)
onde Γ é definido como o valor de v, correspondente a p’ = 1,0 kPa na linha de estado crítico.
A projeção da CSL no plano q: p’ é também uma reta (Figura 2.3 b), expressa por:
q’ = Mp’ (equação 2.4)
onde M equivale ao ângulo de atrito interno no estado crítico, φ’
cv
, sendo para compressão
triaxial:
25
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
( )
cv
cv
ce
M
'sen3
'sen6
φ
φ
−
=
(equação 2.5)
e, para extensão triaxial:
( )
cv
cv
ce
M
'sen3
'sen6
φ
φ
+
=
(equação 2.6)
Figura 2.2: Linha de estado crítico no plano v: ln p’(Atkinson & Bransby, 1978)
Segundo Atkinson & Bransby (1978), a ruptura de uma amostra inicialmente submetida à
compressão isotrópica ocorre quando seu estado de tensões alcança a CSL, independente da
trajetória de tensões efetivas seguida pela amostra. Porém essa afirmativa se aplica apenas
para solos normalmente adensados, nos quais não ocorre um pico de resistência antes de
atingirem o estado crítico.
v
26
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Na Figura 2.3(a), um solo é carregado isotropicamente até o ponto A, descarregado
isotropicamente até R e então recarregado. Este solo apresenta um comportamento elástico de
R até A, e então segue ao longo da NCL até B. No trecho AB ocorrem tanto deformações
plásticas quanto elásticas. Quando o estado de tensões do solo é R, A representa um estado
limite a partir do qual iniciam-se deformações plásticas. No diagrama q : p’ da Figura 2.3(b),
o solo é carregado isotropicamente até p’
A
, por onde passa a curva de estado limite definindo
uma zona onde o comportamento do solo é elástico. Logo, se o solo percorrer uma trajetória
LM, dentro da curva de estado limite, seu comportamento será elástico. Já para uma trajetória
LT, seu comportamento será elástico de L até S e somente a partir de S desenvolvem-se
deformações plásticas no solo. Para o solo carregado até o ponto B, a curva de estado limite
sofre uma expansão, representada pela linha tracejada, a qual é associada a deformações
volumétricas plásticas acumuladas (Leroueil & Hight, 2002).
Figura 2.3: Superfície de estado limite: (a) compressão isotrópica e (b) expansão
da superfície de plastificação (Leroueil & Hight, 2002)
As equações 2.3 e 2.4 definem a posição da CSL no espaço, mostrada na Figura 2.4, onde a
posição do estado crítico de uma amostra de solo é função de q, p’ e v. A NCL aparece no
plano v : p’, onde q = 0 enquanto a CSL ascende quando p’ e q aumentam e v diminui.
27
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
Figura 2.4: Linha de estado crítico no espaço q : p’: v (Atkinson & Bransby, 1978)
2.1.3 Superfície de Roscoe
As trajetórias de tensões seguidas em ensaios triaxiais padrões, drenados e não drenados,
podem também ser representadas no espaço q : p’ : v. Para cada amostra de solo comprimida
isotropicamente até uma determinada tensão efetiva confinante p’
0
, e posteriormente cisalhada
em um ensaio drenado ou não drenado, sua trajetória move-se da linha de compressão normal
em direção à linha de estado crítico. Dessa maneira, as curvas traçadas por famílias de ensaios
drenados e não drenados realizados em amostras normalmente adensadas no espaço q : p’ : v,
definem uma superfície de estado limite que une a NCL à CSL, denominada Superfície de
Roscoe (Figura 2.5) (Atkinson & Bransby, 1978).
Como as diversas curvas possuem forma similar, é possível sua normalização em relação à
tensão equivalente p’
e
, que representa a tensão correspondente à NCL para o mesmo volume
específico. Portanto, em um gráfico normalizado q/p’
e
: p/p’
e
(Figura 2.6), tanto as trajetórias
seguidas em ensaios drenados como em não drenados resultam em uma única superfície,
28
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
comprovando a unicidade da Superfície de Roscoe. No plano normalizado não é possível que
um solo reconstituído se situe à direita dessa superfície de estado limite (Atkinson & Bransby,
1978).
Figura 2.5: Curvas de ensaios drenados e não drenados no espaço q : p’: v
(Atkinson & Bransby, 1978)
2.1.4 Superfície de Hvorslev
O método de obtenção da Superfície de Roscoe se aplica para amostras normalmente
adensadas. Para amostras fortemente pré-adensadas uma maneira de comparar diretamente
resultados de ensaios drenados e não-drenados é plotar suas trajetórias de tensões no gráfico
normalizado em relação à tensão equivalente p’
e
, que nesse caso representa o valor da tensão
efetiva correspondente ao mesmo volume específico do solo, porém obtida na NCL. Os
pontos de ruptura de ensaios triaxiais drenados e não drenados realizados em amostras pré-
adensadas para qualquer estado de tensão inicial, plotados em eixos normalizados definem
uma nova superfície de estado limite, que pode ser idealizada por uma reta (Figura 2.7). Essa
superfície é denominada Superfície de Hvorslev, a qual é limitada à direita pelo ponto que
representa a CSL no topo da Superfície de Roscoe, não sendo possível que um solo
reconstituído se situe acima da mesma (Atkinson & Bransby, 1978).
29
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
A Superfície de Hvorslev é expressa pelas seguintes equações (Leroueil & Hight, 2002):
para compressão triaxial:
( )
e
cepe
e
e
e
p
p
Mc
p
q
'
'
'
'sen3
'cos6
'
+
−
=
φ
φ
(equação 2.7)
e para extensão triaxial:
( )
e
eepe
e
e
e
p
p
Mc
p
q
'
'
'
'sen3
'cos6
'
+
+
=
φ
φ
(equação 2.8)
onde c’
e
e φ’
e
são conhecidos como parâmetros de Hvorslev, c’
pe
é obtido através da
normalização de c’
e
em relação à p’
e
e M
ce
e M
ee
já definidos nas equações 2.5 e 2.6.
As definições abordadas até então constituem elementos básicos da Teoria do Estado Crítico,
podendo ser apresentadas em um único gráfico normalizado (Figura 2.7), onde aparecem as
Superfícies de Roscoe e Hvorslev. Nesse mesmo gráfico a NCL e a CSL são representadas
respectivamente pelos pontos A e C.
Figura 2.6: Trajetória de ensaios no plano q/p’
e
: p’/p’
e
(Atkinson & Bransby,
1978)
30
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Figura 2.7: Superfícies de estado limite no plano normalizado q’/p’
e
: p’/ p’
e
(Leroueil & Hight, 2002)
2.2 ARGILAS RECONSTITUÍDAS
Os principais conceitos apresentados pela TEC foram elaborados com base em evidências
experimentais de argilas reconstituídas. Dessa forma, os conceitos descritos anteriormente não
se aplicam adequadamente na descrição do comportamento de solos estruturados.
Burland (1990) notou que a NCL definida a partir de ensaios de compressão unidimensional
em argilas reconstituídas não coincidia com a curva de compressão representativa do estado
de sedimentação natural dos depósitos de argila. O autor define uma argila reconstituída como
aquela que foi completamente remoldada em um teor de umidade igual ou maior que o limite
de liquidez (entre 1,0.LL
e 1,5.LL). Ao observar as curvas e : log σ’
v
, de algumas argilas
naturais reconstituídas, Burland (1990) percebeu uma tendência de convergência das diversas
curvas com o aumento da tensão vertical e a forma similar apresentada pelas mesmas. Essas
observações levaram o autor a propor uma alternativa de normalização dessas curvas em
relação ao índice de vazios. Esta normalização foi apresentada em um gráfico I
v
: log σ´
v
,
onde I
v
é definido como índice de vazios intrínseco e é dado por:
31
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
*C
*ee
*e*e
*ee
I
c
100
1000100
100
v
−
=
−
−
=
(equação 2.9)
onde: e
*
100
e e
*
1000
correspondem aos índices de vazios para σ´
v
de 100 kPa e 1000 kPa,
respectivamente e C
c
*
representa o índice de compressão do solo ensaiado nesta condição.
Na equação, a simbologia (*) refere-se às propriedades intrínsecas do material, obtidas a partir
de ensaios de compressão unidimensional realizados com o material reconstituído em um teor
de umidade igual ou até 50 % acima do limite de liquidez. A partir desta normalização foi
possível a obtenção de uma curva razoavelmente única no espaço I
v
: log σ´
v
, denominada
Linha de Compressão Intrínseca (ICL), a qual está associada ao comportamento do solo
reconstituído. Essa curva representa o sucesso da normalização proposta por Burland (1990).
Uma curva associada ao comportamento do solo na condição de sedimentação natural pôde
ser obtida através do ajuste de uma regressão linear a vários dados de curvas de compressão
sedimentar de argilas naturais. Esta curva corresponde à relação e : log σ´
v
que um depósito
de argila apresenta em seu estado de sedimentação in situ e é denominada Linha de
Compressão por Sedimentação (SCL).
A Figura 2.8 apresenta as curvas ICL e SCL em um mesmo gráfico, onde as duas curvas
apresentam-se aproximadamente paralelas. Burland (1990) percebeu que para valores de σ´
v
superiores a 10 MPa, estas curvas tendem a convergir. A posição da SCL à direita da ICL
mostra que argilas naturais suportam um índice de vazios alto em relação ao mesmo solo na
condição reconstituída, demonstrando que a ICL é uma referência valiosa para o estudo das
características de compressão de argilas naturais sedimentares e que ocorre uma diferença no
comportamento de argilas naturais em relação aos apresentados pela TEC.
32
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Figura 2.8: Relação entre I
v
e log σ’
v
para argilas normalmente adensadas
(Burland, 1990)
2.3 SOLOS ESTRUTURADOS
2.3.1 Definição de Estrutura
Conforme apresentado nas seções anteriores, a mecânica dos solos clássica considera somente
a influência do índice de vazios inicial e a sua modificação pela história de tensões no
comportamento mecânico apresentado por um solo.
Segundo Leroueil & Vaughan (1990), conceitos de resistência e rigidez devidos à cimentação
entre partículas eram somente considerados na Mecânica das Rochas. No entanto, materiais
naturais tratados em engenharia como solos, apresentam componentes de resistência e rigidez
que não podem ser considerados somente pela sua porosidade e história de tensões. Estes
materiais foram denominados de “solos estruturados”, e apesar de possuírem origens bastante
diferentes, o efeito da estrutura exerce forte influência em seus comportamentos.
33
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
Para (Martins, 2001), o termo estrutura está associado a um ganho de resistência que não pode
ser explicado pela história de tensões ou pelo índice de vazios do solo, sendo a estrutura
relacionada à existência de um arranjo estrutural que se mantém estável graças ao
desenvolvimento de ligações entre partículas.
Segundo Lambe & Whitman (1969), o termo estrutura é usado para definir o efeito
combinado da fábrica (arranjo entre partículas) e das forças entre partículas que não são
puramente devidas ao atrito.
Mitchell (1976) definiu o termo estrutura como a combinação da fábrica e das forças entre
partículas. Segundo o autor, a fábrica representa o arranjo entre partículas, grupos de
partículas e poros presentes no solo.
Liu & Carter (1999) utilizaram o termo estrutura para definir o arranjo e a cimentação entre os
constituintes do solo, englobando todas as características que o diferenciam quando o mesmo
se encontra na condição reconstituída.
Segundo Martins (2001), a estrutura de um solo natural pode ser definida pelas diferenças de
comportamento observadas no material indeformado em relação ao mesmo material
reconstituído no mesmo índice de vazios e submetido ao mesmo carregamento, ambos com a
mesma condição de saturação. Desse modo, a utilização de materiais reconstituídos torna-se
uma ferramenta muito utilizada na determinação do caráter estruturado do material intacto.
Clayton & Serratrice (1997) definem solos estruturados como materiais intermediários entre
solos e rochas em termos de porosidade, resistência e compressibilidade.
A ocorrência de estrutura tem sido identificada em diversos tipos de solos, entre eles argilas
moles, argilas rijas, solos granulares e solos residuais (Leroueil & Vaughan, 1990). Diversos
autores como Vaughan (1988), Burland (1990), Leroueil & Vaughan (1990), Clayton &
Serratrice (1993) entre outros, identificaram em seus estudos a presença de estrutura em solos
naturais e rochas brandas.
No Laboratório de Mecânica dos Solos (LMS), da Universidade Federal do Rio Grande do
Sul (UFRGS), a presença de estrutura em solos foi identificada anteriormente por alguns
autores, entre eles Martins (2001) e Ferreira (2002) ao estudarem o comportamento mecânico
do solo residual de arenito da Formação Botucatu.
34
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
2.3.2 Origem da Estrutura
A estrutura de um solo pode originar-se tanto da ligação entre partículas individuais quanto do
arranjo entre partículas ou agregados. Em argilas sedimentares, a estrutura inicial é função da
mineralogia, forma e tamanho das partículas, composição química da água durante o processo
de sedimentação, teor de matéria orgânica, velocidade de sedimentação, turbulência e
temperatura. Já em solos residuais fatores como a mineralogia, tamanho e forma de partículas,
composição química da água dos poros, pressão, temperatura e fluxo de água são
determinantes na formação de sua estrutura. Tanto em solos sedimentares, como em solos
residuais, a estrutura inicial pode sofrer mudanças causadas tanto por processos químicos
quanto físicos, tais como: lixiviação, precipitação, intemperismo, alterações mineralógicas,
adensamento secundário e envelhecimento, entre outros (Mitchell, 1976).
Leroueil & Hight (2002) atribuem o desenvolvimento de estrutura em solos naturais a
diversos processos, incluindo adensamento secundário, tixotropia, envelhecimento, etc.
Bjerrum (1967) percebeu que uma argila mantida por um certo tempo em um equipamento de
laboratório, sob tensão constante, desenvolve uma resistência estrutural extra, o que a torna
mais frágil e aumenta sua resistência contra deformações a pequenos incrementos de carga
com o aumento de sua idade. Segundo Bjerrum (1967), essa mudança no comportamento é
resultado do desenvolvimento de ligações coesivas entre as partículas, causadas por diversos
processos, tais como adensamento secundário, envelhecimento, troca de cátions e precipitação
de agentes cimentantes.
Schmertmann (1991) analisou os efeitos causados pelo envelhecimento nas propriedades do
solo, sob o aspecto da engenharia. Entre os principais efeitos no comportamento do solo estão
o aumento da tensão de pré-adensamento, o aumento da rigidez, o aumento da resistência e a
diminuição da poropressão. Segundo o autor, em nenhum dos exemplos apresentados houve
evidência de aumento nas ligações químicas ou outro efeito de coesão. O aumento da
resistência devido ao envelhecimento deve-se apenas ao aumento do atrito interno no solo
devido a mudanças no arranjo dos grãos.
35
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
2.3.3 Solos Residuais
Leroueil & Vaughan (1990) definem solos residuais como o produto da intemperização in
situ, que geralmente diminui sua densidade e conseqüentemente aumenta sua porosidade,
tendo sua história de tensões pouca influência em suas propriedades. Nesse processo, a
cristalização associada à formação de novos minerais e a precipitação de sais minerais criam
ligações entre partículas e conseqüentemente desenvolvem a estrutura do solo.
Em solos residuais, as partículas e seus arranjos desenvolvem-se de maneira progressiva,
através do intemperismo químico, resultando em uma ampla variedade mineralógica e de
índice de vazios. Desse modo, a mineralogia de solos residuais é parcialmente dependente da
rocha de origem e parcialmente gerada pelo intemperismo (Vaughan, 1988).
Vaughan et al (1988) descrevem como uma característica predominante em solos residuais a
presença de cimentação entre partículas devido ao processo de intemperismo químico.
Segundo os autores o termo cimentação refere-se a uma componente de resistência estrutural.
Segundo Vargas (1953), o processo de formação de solos residuais a partir da decomposição
de uma rocha sã é composto pelas seguintes fases: desintegração por mudanças físicas ou
mecânicas, intemperismo químico responsável pela deterioração de blocos desintegrados e
processo de evolução que leva uma rocha intensamente decomposta ao estado de um solo
(argila ou areia) residual homogêneo, freqüentemente não saturado.
Na interpretação de Vargas (1953), os solos originados da decomposição de rochas no sul do
Brasil podem ser divididos (sob o ponto de vista de engenharia) em três principais camadas:
a) uma camada de rocha desintegrada que cobre a rocha sã e só pode ser removida
por explosivos;
b) uma camada de solo residual jovem, cuja principal característica é mostrar a
estrutura original da rocha mãe;
c) uma camada superficial de solo residual maduro que inclui a camada orgânica e
uma camada amarelada ou avermelhada de solo argiloso ou arenoso com alto
índice de vazios e baixo grau de saturação – camada porosa.
A presença de esmectitas e caulinitas é comum em solos residuais. Estes argilo-minerais
possuem baixo coeficiente de atrito interno e podem orientar-se durante o cisalhamento,
36
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
gerando uma baixa resistência ao cisalhamento residual e uma superfície de ruptura lisa e
polida (Vaughan, 1988).
O comportamento de solos residuais difere dos padrões de comportamento já conhecidos pela
Mecânica dos Solos clássica, onde o comportamento de argilas se divide em normalmente
adensadas e pré-adensadas e o comportamento de areias é altamente dependente de sua
densidade. Portanto, a aplicação dos modelos já desenvolvidos para estes solos no estudo de
comportamento de solos residuais pode causar grandes equívocos.
Vaughan et al (1988) resumiram as principais características no comportamento mecânico de
solos residuais devidas à sua origem geológica, que devem estar presentes em qualquer
sistema usado para descrever seu comportamento mecânico. São elas:
- uma componente de resistência ao cisalhamento e rigidez, devida à cimentação, que
se desenvolve progressivamente com o solo e que está em equilíbrio com o estado
de tensões in situ;
- um pequeno efeito no estado de tensões e estrutura do solo devido à história de
tensões que acompanha sua evolução;
- variabilidade mineralógica e na resistência dos grãos;
- ampla variedade de porosidade.
2.3.4 Influência da Estrutura no Comportamento Mecânico dos Solos
A partir do estudo do comportamento de solos naturais (sedimentares ou residuais) e
artificialmente cimentados é possível perceber a presença da estrutura e seu efeito no
comportamento mecânico de tais solos. Baseado nos estudos realizados para solos residuais
por Vaughan et al (1988) e Vaughan (1988), que posteriormente foram extrapolados para
vários tipos de solos por Leroueil & Vaughan (1990), o comportamento de solos estruturados
pôde ser descrito de modo simples e geral podendo ser incluído nos conceitos da Mecânica
dos Solos.
37
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
2.3.4.1 Plastificação da Estrutura
Leroueil & Vaughan (1990) apresentaram um dos conceitos mais utilizados na identificação
da estrutura em solos, o conceito de plastificação da estrutura. Segundo estes autores, a
plastificação pode ser identificada por uma descontinuidade no comportamento tensão-
deformação do solo, quando o mesmo é submetido a um carregamento monotônico. Sob
compressão isotrópica ou unidimensional, a plastificação é seguida por uma diminuição
acentuada do índice de vazios com o carregamento vertical na curva de compressão. Desse
modo, quando um material estruturado é submetido a um carregamento de compressão
unidimensional, isotrópico ou triaxial, o mesmo apresenta uma elevada rigidez inicial, até que
o carregamento gere um dano irreversível à sua estrutura (plastificação), ocasionando a
quebra de ligações entre partículas e/ou desordem no arranjo de grãos.
Sob compressão isotrópica ou unidimensional, a tensão em que ocorre a plastificação (tensão
de plastificação ou tensão de pré-adensamento virtual) é semelhante à tensão de pré-
adensamento observada em solos sedimentares, porém em solos estruturados esta se deve à
cimentação e à ligação entre partículas e não à sua história de tensões (Vaughan, 1988).
A partir da definição de plastificação, é possível definir-se pontos de plastificação em solos
estruturados através de ensaios triaxiais e/ou edométricos. Os ensaios triaxiais devem partir de
condições iniciais dentro da superfície de plastificação (domínio elástico), com as trajetórias
de tensões avançando em direção, e possivelmente ultrapassando, a superfície de
plastificação, onde deformações plásticas começam a desenvolver-se. A identificação de um
ponto de plastificação ocorre quando há uma mudança significativa na deformabilidade da
curva de tensão desvio versus deformação axial, correspondendo à tensão desvio necessária
para romper a estrutura do solo. Nos ensaios edométricos e de compressão isotrópica o ponto
de plastificação ocorre quando a tensão vertical efetiva ultrapassa a tensão de pré-
adensamento aparente devida à estrutura ou tensão de plastificação. A partir daí ocorre uma
mudança brusca no comportamento do solo, devido à ruptura dessa estrutura, sendo que para
tensões mais elevadas o comportamento do solo estruturado tende a aproximar-se da curva de
compressão do solo desestruturado (Leroueil & Hight, 2002).
Após definidos os pontos de plastificação de um determinado solo através dos ensaios
específicos para obtenção dos mesmos, pode-se obter uma superfície de plastificação para o
solo, plotando-se estes pontos em um gráfico q : p’. A superfície de plastificação de um solo
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
está associada à sua estrutura, portanto ela limita a região onde a estrutura do solo é
preservada. Dentro da superfície de plastificação o solo apresenta pouca deformabilidade,
porém se a trajetória de tensões aplicada ao solo atinge a mesma, grandes deformações
passam a desenvolver-se (Leroueil & Vaughan, 1990; Leroueil & Hight, 2002).
A Figura 2.9 apresenta as superfícies de plastificação típicas de solos estruturados. Segundo
Leroueil & Vaughan (1990), argilas com estrutura anisotrópica devida ao processo de
adensamento apresentam superfícies de plastificação aproximadamente centradas na linha que
representa a trajetória de tensões K
o
. Já no caso de rochas brandas e solos residuais as
superfícies de plastificação são centradas em torno do eixo de tensões isotrópico (s’).
Figura 2.9: Superfícies de plastificação de materiais estruturados: (a) argilas com
estrutura anisotrópica e (b) rochas brandas e solos residuais (Leroueil & Vaughan,
1990)
Segundo Leroueil & Vaughan (1990), a plastificação da estrutura do solo pode ocorrer de três
diferentes formas, sendo estas: compressão, cisalhamento ou expansão, conforme indicado na
superfície de plastificação (Figura 2.10).
A plastificação por compressão é identificada quando ocorre para níveis de tensão desvio
inferiores aos da envoltória de resistência ao cisalhamento. Este tipo de plastificação pode ser
verificado em um solo através de ensaios de compressão triaxial, sob níveis de tensão
confinante efetiva elevados em relação à estrutura do solo.
A plastificação devida ao cisalhamento ocorre para níveis de tensão confinante efetiva mais
baixos, onde as tensões cisalhantes ultrapassam a envoltória de resistência ao cisalhamento
para grandes deformações. Neste caso, o solo apresenta um pico de resistência ao
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
cisalhamento a pequenas deformações que coincide com o ponto de plastificação da estrutura.
Esse pico de resistência deve-se à estrutura do solo, não estando associado com a máxima
taxa de expansão volumétrica, como no caso de solos pré-adensados. As deformações
volumétricas de expansão são mobilizadas somente após a ruptura da estrutura do solo,
responsável pelas ligações entre partículas.
A plastificação por expansão resulta de trajetórias de descarregamento, quando o solo não
consegue suportar as deformações de expansão acumuladas. Se a plastificação do solo, por
expansão, ocorre enquanto o mesmo ainda está sob tensões de compressão, sua superfície de
plastificação terá a forma indicada pela curva Y
A
da Figura 2.9. Já em solos fortemente
estruturados, que conseguem suportar pressões internas de expansão devido a uma
componente de coesão verdadeira, a superfície de plastificação tem a forma indicada pela
curva Y
B
da Figura 2.9.
Figura 2.10: Diferentes mecanismos de plastificação da estrutura (Leroueil &
Vaughan, 1990)
Através do desenvolvimento de sistemas de medição local de deformações mais precisos,
Jardine (1992) identificou 4 fases distintas de comportamento no espaço de tensões triaxiais.
A Figura 2.11 apresenta um esquema de comportamento que pode ser dividido em três regiões
de plastificação definidas por Zona 1, Zona 2 e Zona 3, sendo as superfícies entre essas zonas
consideradas superfícies de subplastificação. Dentro da região correspondente a Zona 1, onde
o comportamento do solo é elástico linear e caracterizado por pequenas deformações. A Zona
1 ocupa uma pequena região do espaço de tensões e é de difícil localização para muitos solos,
sendo mais extensa para materiais fortemente estruturados. Quando a trajetória de tensões
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
atravessa a superfície que delimita a Zona 1, permanecendo dentro da Zona 2, deformações
elásticas não lineares ocorrem no material. As superfícies que envolvem as Zonas 1 e 2 são
cinemáticas, isto é, quando atravessadas pela trajetória de tensões movem-se de acordo com o
estado de tensões efetivas aplicadas ao material. Quando a Zona 3 é atingida, deformações
plásticas começam a ocorrer à medida que a trajetória de tensões se aproxima da superfície de
plastificação limite;
o comportamento do solo é afetado significativamente com a geração de
excessos de poro-pressão e variações volumétricas consideráveis. A superfície de
plastificação limite está associada com uma mudança estrutural irreversível e com diminuição
da rigidez do material.
Figura 2.11: Esquema do comportamento do solo pelas superfícies de
plastificação Y
1
, Y
2
e Y
3
(Jardine, 1992)
Ao analisar o efeito da desestruturação no comportamento de argilas naturais Leroueil et al
(1979) concluíram que a desestruturação leva à deformação da sua superfície de plastificação.
Os autores sugeriram que, para a argila em estudo, a parte superior da curva de plastificação
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
da argila desestruturada coincide com a envoltória de resistência ao cisalhamento a grandes
deformações da argila intacta. (Figura 2.12)
A Figura 2.13 apresenta as principais diferenças no comportamento mecânico de um solo
estruturado em relação a um “solo ideal”, cujo comportamento é descrito pela Teoria do
Estado Crítico. No solo estruturado a tensão de plastificação é maior que a tensão de pré-
adensamento do “solo ideal” e não tem relação com a sua história de tensões, devendo-se à
sua estrutura. Conseqüentemente, o solo estruturado apresenta maior rigidez que o mesmo
solo não estruturado, podendo suportar tensões efetivas maiores com baixa compressibilidade.
No espaço t x s’ a curva de plastificação definida para o solo estruturado é única e pode ser
considerada como um alargamento da curva de estado limite do solo desestruturado.
Segundo Leroueil & Hight (2002), é importante notar que após grandes deformações a
plastificação da estrutura do solo já ocorreu, logo seu estado de tensões não está sobre a curva
de plastificação conforme a Figura 2.13 c (ponto C), mas sim dentro da mesma (Figura 2.13
d). Isso ocorre quando a superfície de plastificação coincide com a máxima resistência
suportada pelo solo (plastificação por cisalhamento) e a grandes deformações grande parte da
estrutura já foi destruída.
Figura 2.12: Deformação da superfície de plastificação para uma argila
estruturada (Leroueil et al, 1979)
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Figura 2.13: Esquema do comportamento de um solo estruturado e de um “solo
ideal” (Leroueil, 1992; apud Leroueil & Hight, 2002)
2.3.4.2 Compressão Unidimensional e Isotrópica
Para se identificar o caráter estruturado dos solos costuma-se comparar seu comportamento
nas condições indeformada (solo intacto) e reconstituída (solo desestruturado). Leroueil &
Vaughan (1990) ilustram esquematicamente o comportamento de um solo estruturado através
da comparação entre o comportamento do material estruturado e desestruturado sob
compressão unidimensional e isotrópica (Figura 2.14). Pode-se observar, através da figura,
que a curva de compressão do solo estruturado ultrapassa a curva de compressão do material
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
desestruturado (NCL). Os autores definiram duas regiões no plano e x log σ’
v
(ou p’),
delimitadas pela curva de compressão do material desestruturado. Segundo essa definição
somente materiais estruturados podem alcançar a região superior do gráfico, pois atingem
índices de vazios maiores que os possíveis para materiais desestruturados nos mesmos níveis
de tensões normais efetivas. A NCL representa uma curva de estado limite para o solo
desestruturado, conforme descrito pela TEC.
Segundo Vaughan (1988), uma vez ultrapassada a tensão de plastificação do solo (Y Figura
2.14) observa-se uma redução acentuada da sua rigidez. Com a continuidade do carregamento,
a estrutura é progressivamente destruída, seu índice de vazios diminui significativamente e o
mesmo converge para a curva de compressão normal definida para o material desestruturado.
Vaughan et al (1988) definiram três estágios de comportamento de solos estruturados,
limitados por dois pontos de plastificação (Figura 2.15). Inicialmente a estrutura do solo não
sofre plastificação, sendo a compressibilidade do solo estruturado menor que a do solo
desestruturado (estágio a). A resistência do solo permanece constante à medida que a tensão
sobre a estrutura do solo aumenta. Este estágio é seguido por uma plastificação inicial da
estrutura, em que o aumento da tensão sobre a estrutura provoca uma diminuição na sua
resistência devido ao rompimento progressivo da estrutura (estágio b). O carregamento
continua, até que a tensão sobre a estrutura torna-se igual a sua resistência, ocorrendo a
segunda plastificação. A partir daí grandes deformações desenvolvem-se e a curva de
compressão do solo estruturado converge gradualmente para a curva de compressão do solo
desestruturado com o aumento das tensões, devendo alcançá-la quando a estrutura for
completamente destruída (estágio c). A segunda plastificação não coincide com a destruição
completa da estrutura. A destruição completa da estrutura do solo ocorre progressivamente,
sendo necessárias significativas deformações pós-plastificação.
A intensidade da plastificação da estrutura e a magnitude das deformações que a seguem
aumentam com o aumento do índice de vazios inicial em que a plastificação ocorre e com o
aumento da resistência da estrutura e da tensão de plastificação. A visualização destes efeitos
pode ser feita através da Figura 2.14, comparando-se o comportamento do solo estruturado em
relação à curva de compressão do solo desestruturado (Leroueil & Vaughan, 1990).
A plastificação de solos já havia sido observada por Vargas (1953), ao realizar ensaios de
compressão confinada em solos residuais do sul do Brasil. Segundo o autor as curvas de
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
compressão mostraram uma tensão limite, semelhante à tensão de pré-adensamento de solos
sedimentares. O comportamento do solo era rígido com pequena redução no índice de vazios
até que fosse atingida esta tensão, a partir da qual o índice de vazios diminuía
significativamente com o acréscimo da tensão vertical. Naquela ocasião esta tensão limite foi
denominada de “tensão de pré-adensamento virtual”. Foram também utilizadas amostras
remoldadas a um teor de umidade próximo ao limite de liquidez, o que permitiu a comparação
do comportamento do solo nas duas condições (Figura 2.16). O comportamento do solo se
enquadra perfeitamente na proposta apresentada posteriormente por Leroueil & Vaughan
(1990).
Cottecchia & Chandler (1997) compararam o comportamento mecânico de uma argila natural
fortemente estruturada com o comportamento da mesma argila quando reconstituida. Na
Figura 2.17 são mostradas as curvas obtidas através de ensaios edométricos convencionais
com tensão vertical máxima de 7 MPa e de ensaios com velocidade de deformação constante
CRS com tensão vertical máxima de até 25 MPa para a argila natural e reconstituída. A tensão
vertical efetiva na profundidade de amostragem é 415 kPa, enquanto a tensão de pré-
adensamento, deduzida das evidências geológicas, é aproximadamente 1300 kPa (ponto P na
Figura 2.17). Das curvas de compressão é possível calcular a tensão de plastificação da
estrutura em torno de 2600 kPa, ou seja, o dobro da tensão de pré-adensamento geológico,
confirmando que a forte presença de estrutura nesta argila não se deve somente à sua história
de tensões. A presença de estrutura pode ser observada também através da comparação entre a
tensão de plastificação da argila natural (σ’
y
= 2600 kPa) e a tensão vertical equivalente
necessária para a argila reconstituída atingir o mesmo índice de vazios (σ’
c
= 750 kPa). A
relação σ’
y
/ σ’
c
= 3,5 é uma medida que prova o efeito da estrutura no comportamento da
argila natural quando comparado ao da argila reconstituída. Ao calcular a relação entre o
índice de descompressão da argila reconstituída e o da argila natural (C
d
*/C
d
), definido por
Schmertmann (1969) como sensibilidade de expansão (swell sensitive), os autores
encontraram um valor de 2,5 para um descarregamento antes de ser atingida a tensão de
plastificação. Segundo Cotecchia & Chandler (1997), este valor reduz-se rapidamente quando
esta tensão é ultrapassada, tornando-se próximo a 1,0 para tensões verticais em torno de
5 MPa, o que ilustra a perda de algumas ligações na argila natural, após a plastificação.
Ao analisar o comportamento das curvas de compressão de uma argila da China, em
diferentes graus de estrutura, Liu & Carter (1999) observaram que, para uma determinada
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
tensão vertical σ’
v,
o índice de vazios sustentado pelo solo indeformado é maior que o
sustentado pelo mesmo solo na condição reconstituída e que com o aumento de σ’
v
, a curva
de compressão do solo indeformado tende a convergir em direção à curva do solo na condição
reconstituída. Estes autores sugeriram uma relação hiperbólica para descrever o
comportamento de compressão de solos estruturados, descrita pela equação:
'ln.
'
A
*
p
p
ee
*
ic
λ−+=
(equação 2.10)
onde e
ic
*
e λ
∗
são parâmetros intrínsecos do solo reconstituído e A é um parâmetro
relacionado à estrutura do solo que depende da tensão de plastificação inicial do solo, assim
como das deformações impostas durante a compressão.
A relação hiperbólica proposta por Liu & Carter (1999) foi avaliada através de 27 resultados
de ensaios em 20 diferentes solos, onde descreveu com muito sucesso o comportamento de
compressão de solos estruturados.
Leroueil et al (1979) realizaram um estudo experimental para investigar como a
desestruturação causada pelo adensamento pode afetar o estado limite e as características
mecânicas de uma argila inicialmente intacta. Através dos resultados de ensaios de
compressão isotrópica em termos de variação volumétrica v versus tensão média efetiva p’,
apresentados na Figura 2.18, os autores observaram que, após ultrapassada a tensão de pré-
adensamento virtual, o módulo de variação volumétrica (k) aumentou de 190 kPa no solo
desestruturado para 320 kPa no solo desestruturado e que as curvas correspondentes à argila
intacta e desestruturada tendem a convergir a uma única curva para valores de p’ maiores que
60 kPa.
46
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Figura 2.14: Comparação entre as curvas de compressão de um solo estruturado e
desestruturado (Leroueil & Vaughan, 1990)
Figura 2.15: Plastificação de solos estruturados (Vaughan et al, 1988)
47
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
Figura 2.16: Ensaios de compressão confinada realizados em solos residuais do
sul do Brasil (Vargas, 1953)
Figura 2.17: Comportamento em compressão da argila natural e reconstituída
(Cotecchia & Chandler, 1997)
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Figura 2.18: Ensaios de compressão isotrópica, k – módulo de variação
volumétrica (Leroueil et al, 1979)
2.3.4.3 Compressão Triaxial
Segundo Leroueil & Vaughan (1990), a estrutura presente na maioria dos solos naturais,
embora originada por diferentes causas, gera comportamento similar em diferentes materiais.
Através da Figura 2.19 são apresentadas as principais características do comportamento de
solos estruturados sob compressão triaxial. Leroueil & Vaughan (1990) sintetizaram o padrão
de comportamento para solos estruturados de acordo com o nível de tensão confinante no qual
foi realizado o ensaio. Os ensaios rotulados com o número “1” foram realizados com tensões
confinantes baixas, mostrando um pico de resistência bem definido na curva tensão desvio
versus deformação axial. O pico de resistência deve-se à estrutura, não coincidindo com a
máxima taxa de dilatação volumétrica que ocorre para deformações superiores. A
plastificação é brusca e coincide com a ruptura por cisalhamento e a formação de superfícies
de cisalhamento, caracterizando um comportamento frágil do material. Para maiores
deformações ocorre queda de resistência (strain-softening) e os materiais tendem ao seu
estado crítico. Os ensaios rotulados com o número “3” foram realizados com altas tensões
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
confinantes, mostrando um comportamento rígido até a plastificação da estrutura ser atingida.
Isso ocorre bem antes da ruptura, que só é atingida após grandes deformações acompanhada
por significativas contrações. Nos ensaios rotulados com o número “2” a plastificação ocorre
quando a resistência de pico é atingida, coincidindo com a ruptura por cisalhamento. O
comportamento é intermediário entre os ensaios “1” e “3”. É importante notar que um dos
materiais é uma argila sensitiva e o outro é uma rocha branda, tendo origens completamente
diferentes com diferentes magnitudes de resistência, mas qualitativamente apresentam o
mesmo comportamento.
Figura 2.19: Resultados de ensaios triaxiais drenados (Leroueil & Vaughan, 1990)
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Sandroni & Maccarini (1981) identificaram dois tipos de comportamento tensão-deformação
(A e B) em estudos realizados em um solo residual de gnaisse, conforme apresentado na
Figura 2.20. O comportamento tipo A caracteriza-se pela presença de um pico de resistência
bem definido na curva tensão-deformação que ocorre para pequenas deformações (< 5%). As
variações volumétricas consistem em leves compressões que, em alguns casos, são seguidas
por expansão do solo. No comportamento tipo B a curva tensão-deformação é claramente não
linear, sendo a máxima resistência atingida com grandes deformações, associadas a
significativas compressões volumétricas. Segundo os autores, a observação destes
comportamentos nos ensaios realizados variou tanto para o nível de tensões quanto para o
índice de vazios inicial (refletindo seu grau de intemperismo). O comportamento tipo A foi
obtido em ensaios triaxiais realizados com baixos níveis de tensão confinante, independente
da profundidade da amostra. Para níveis de tensão confinante elevados, as amostras coletadas
próximas à superfície com altos índices de vazios apresentaram comportamento tipo B,
enquanto que as obtidas a maiores profundidades e com baixos índices de vazios
apresentaram comportamento tipo A.
Ao estudar o comportamento tensão-deformação-resistência de um solo residual de biotita
gnaisse através de ensaios triaxiais, Oliveira (2000) observou um comportamento frágil para
baixos níveis de tensão efetiva e dúctil para uma tensão efetiva de 150 kPa, caracterizando um
comportamento típico de um solo cimentado. Segundo o autor, o ferro liberado pela biotita e
pela granada precipita, funcionando como agente cimentante entre as partículas de quartzo,
feldspato e granada.
Santos Jr. et al (2004) estudaram o comportamento tensão-deformação de um solo residual da
encosta do Soberbo, no Rio de Janeiro, através de ensaios de compressão triaxial drenados e
não drenados. Os autores obtiveram como resultado um comportamento dependente do nível
de tensão confinante utilizada no ensaio, inteiramente compatível com o padrão de
comportamento proposto por Leroueil & Vaughan (1990).
Laggioia & Nova (1995) realizaram ensaios de compressão isotrópica e ensaios triaxiais
convencionais drenados em uma rocha branda calcárea. Nos ensaios em que foram utilizadas
altas pressões confinantes (maiores que 400 kPa) foi observada a ocorrência da
desestruturação do material quando o estado de tensões atingiu a superfície de plastificação.
Segundo os autores a tensão aplicada rompe a cimentação entre os grãos causando o colapso
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
da estrutura, com uma súbita variação de volume de compressão. A figura 2.21 mostra
resultados típicos de ensaios triaxiais drenados com tensão confinante constante de 900 kPa,
onde 3 fases de comportamento podem ser distinguidas:
a) uma fase inicial elástica completamente reversível (comportamento de rocha);
b) fase de desestruturação a uma tensão constante (transição de comportamento de rocha para
solo);
c) fase de enrijecimento (comportamento de solo).
Ao analisar resultados de dois ensaios triaxiais CIU realizados com a mesma tensão
confinante σ’
c
de 12 kPa para a argila nos estados intacto e desestruturado (Figura 2.22),
Leroueil et al (1979) observaram que a desestruturação ocasionou a diminuição do pico de
resistência ao cisalhamento e um aumento na deformação de ruptura. Para maiores
deformações, a curva de tensão desvio versus deformação axial correspondente à argila
desestruturada apresenta-se levemente acima da curva que representa o comportamento da
argila intacta.
Figura 2.20: Comportamento tensão-deformação e variação volumétrica do solo
residual de gnaisse (Sandroni & Maccarini, 1981)
A
B
52
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Outro aspecto importante abordado por Leroueil & Hight (2002) na caracterização do
comportamento de solos estruturados está relacionado à sua envoltória de resistência ao
cisalhamento. Baseados nos resultados de duas séries de ensaios realizados por Amorosi &
Rampello (1998) em uma argila rija, em que o solo foi primeiro adensado anisotropicamente e
então descarregado antes de ser cisalhado, pôde-se observar o seguinte: na série denominada
MP a máxima tensão vertical atingida durante o ensaio foi menor que a tensão vertical de
plastificação obtida do ensaio edométrico e o solo permaneceu intacto, enquanto na série
denominada HP o solo foi carregado a uma tensão vertical bem maior que a tensão de
plastificação e o solo foi então desestruturado. Através da Figura 2.23, onde as envoltórias
estão normalizadas em relação à p’
e
, é possível perceber que a envoltória de resistência do
material intacto (MP) aparece bem acima da envoltória do solo desestruturado (HP).
Figura 2.21: Resultados de ensaios triaxiais CID (Laggioia & Nova, 1995)
Vaughan et al (1988) destacam ainda que, em muitos solos residuais, onde há forte presença
de uma componente de resistência devido à estrutura, a envoltória de resistência ao
53
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
cisalhamento apresenta um alto valor de intercepto coesivo c’, que não pode ser observado
quando este mesmo solo é remoldado com índice de vazios similar ao de campo. Isto ocorre
devido à destruição da sua estrutura no processo de remoldagem.
Figura 2.22: Ensaios triaxiais CIU (Leroueil et al, 1979)
54
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Figura 2.23: Envoltórias de resistência normalizadas para o solo intacto (MP) e
desestruturado (HP) (baseado em : Amorosi & Rampello, 1998 ; apud Leroueil &
Hight, 2002)
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
3. CARACTERIZAÇÃO DO SOLO E METODOLOGIA DE ENSAIOS
Esse capítulo apresenta a caracterização do solo estudado nesta dissertação, incluindo seus
aspectos geológicos, a descrição do local de extração das amostras e a caracterização
geotécnica e mineralógica do material. Também é apresentada a descrição detalhada da
metodologia empregada nos ensaios de laboratório realizados no Laboratório de Mecânica dos
Solos (LMS) da UFRGS.
3.1 CARACTERIZAÇÃO DO SOLO
O solo estudado nesta dissertação é um solo residual saprolítico de basalto proveniente de um
perfil de alteração próximo à cidade de Teutônia no Rio Grande do Sul. Este solo foi descrito
por Rigo (2000), que estudou sua resistência ao cisalhamento residual. Baseado nos resultados
apresentados pelo autor, esta seção apresenta um breve resumo da caracterização do solo
saprolítico de basalto de Teutônia.
A região do estado do Rio Grande do Sul na qual foram coletadas as amostras do solo
estudado nessa dissertação, situa-se na província geomorfológica Planalto, que cobre toda a
região norte do estado e pertence à Bacia do Paraná. O solo saprolítico de basalto investigado
faz parte dos derrames basálticos que originaram a Formação Serra Geral.
As amostras de solo foram coletadas junto ao km 24+180 da rodovia estadual RST-453, no
trecho que liga as cidades de Teutônia e Garibaldi. Foram coletadas amostras de solo
deformadas e indeformadas.
O talude do qual as amostras provêm sofreu uma série de movimentos de massa que
interromperam as duas pistas da RST-453 por três dias consecutivos em outubro de 2000,
durante um período de chuva prolongado. Rigo (2005) descreve detalhadamente o local da
amostragem e os movimentos ocorridos. O talude possuía uma inclinação média de 18º e já
apresentava problemas de instabilidade. O mesmo era constituído de um colúvio sobrejacente
ao solo residual de basalto, com espessura média de 4 m, formado por material fino,
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
proveniente do solo residual, e por pedregulhos, matacões e blocos de rocha de origem
basáltica e sedimentar. A Figura 3.1 apresenta uma visão geral do talude antes de ocorrerem
os movimentos de massa mencionados anteriormente e a Figura 3.2 o perfil do subsolo no
local de amostragem.
Figura 3.1: Vista geral do talude Teutônia (Rigo, 2000)
A caracterização geotécnica do solo residual de basalto é apresentada através de resultados de
ensaios de caracterização realizados por Rigo (2000). Para a caracterização geotécnica deste
solo o autor realizou ensaios de granulometria, índices físicos e limites de Atterberg.
A Tabela 3.1 apresenta um resumo dos ensaios de granulometria realizados por Rigo (2000).
As curvas granulométricas obtidas com e sem utilização de defloculante são apresentadas na
Figura 3.3.
Os índices físicos, juntamente com os limites de consistência determinados para o solo
residual saprolítico de basalto de Teutônia são apresentados na Tabela 3.2. Segundo Rigo
(2000) há uma relação direta entre o índice de vazios e o nível de intemperismo deste solo,
sendo o alto valor no índice de vazios do solo devido à lixiviação decorrente do alto grau de
intemperismo.
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
D 5 ( v i d r o ))
D4
D3
SOLO TEUTÔNIA (D2)
CONTATO INFERIDO
CONTATO IDENTIFICADO
BRECHA VULCANO-SEDIMENTAR
RS 453
CORPO DE TÁLUS/COLÚVIO
COM MOVIMENTOS DE RASTEJO
LOCAL DE AMOSTRAGEM
D1
PLATÔ
ENCOSTA INSTÁVEL - RUPTURAS
SUPERFICIAIS E QUEDAS DE BLOCOS
Figura 3.2: Perfil do subsolo no local de amostragem (Rigo, 2005)
A caracterização mineralógica do solo é apresentada através de resultados de ensaios de
caracterização especiais realizados por Rigo (2000). Os ensaios de caracterização especiais
incluíram análises de difração de raios-x e microscopia óptica.
Os resultados dos ensaios de análises de difração de raios-x são apresentados na Tabela 3.3.
Através das análises dos difratogramas o autor identificou a presença de argilo-minerais
expansivos do grupo das esmectitas, como principais constituintes da fração argila e silte
desse solo. A presença de argilo-minerais de natureza caulinítica também foi observada,
porém em menores quantidades.
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Tabela 3.1: Resumo dos ensaios de granulometria (Rigo, 2000)
Série GR2 Norma Faixa
Granulom.
Sem
defloc. (%)
Com
defloc. (%)
Pedregulho 0 0
Areia 32 26
Silte 55 52
NBR
6502
(1993) Argila 13 22
Pedregulho 0 0
Areia 21 17
Silte 66 61
ASTM
D 653
(1997) Argila 13 22
0.00 0.01 0.10 1.00 10.00
Diâmetro das partículas (mm)
0
20
40
60
80
100
Porcentagem Passando
GR2 - Teutônia
Sem defloculante
Com defloculante
Figura 3.3: Curva Granulométrica – série GR2 (Rigo, 2000)
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
Tabela 3.2: Características físicas do solo saprolítico de basalto (Rigo,
2000)
γ
s
(kN/m
3
)
27,14
γ
t
(kN/m
3
)
14,37
γ
d
(kN/m
3
)
9,57
G 2,714
w (%) 50,13
S (%) 74,00
e 1,73-1,90
LL (%) 72
LP (%) 38
FA (%) 22
Tabela 3.3: Análises de Difração de Raios-x (Rigo, 2000)
Análise das amostras naturais (pó) Análise das amostras orientadas
(natural, glicolada e calcinada)
Hematita (óxido secundário)
Montmorilonita
Caolinita
Montmorilonita
Caolinita
Os ensaios de microscopia óptica permitiram a verificação da influência do nível de
intemperismo na composição mineralógica e na microestrutura do solo. Nesse caso, o nível de
intemperismo foi avaliado pela composição relativa entre minerais primários (preservados da
rocha) e secundários (provenientes da alteração de minerais primários ou da deposição de
minerais lixiviados de camadas superiores), através de contagens modais. Através dos
resultados, o autor pode observar um alto grau de intemperismo, com 100% de minerais
secundários (Tabela 3.4). Desse modo, todos os minerais primários sofreram alteração para
secundários, não restando remanescentes da textura original do basalto (Rigo, 2000).
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Tabela 3.4: Composição mineralógica modal do solo (Rigo, 2000)
FASE MODAL
PERCENTUAL
Matriz argilosa
79,2
Fenocristais alterados 12,1
Óxidos secundários 3,3
Minerais opacos 5,4
Total minerais primários
0
Total minerais secundários 100
Total geral
100
A microestrutura do solo é apresentada na Figura 3.4 e caracteriza-se pela presença de uma
matriz argilosa na qual predominam argilominerais expansivos do grupo das esmectitas.
Encontram-se imersos na matriz argilosa fenocristais de piroxênio e plagioclásio
extremamente alterados e argilizados, porém com sua forma preservada, além de
concentrações de óxidos secundários (Rigo, 2000).
Figura 3.4: Microfotografias do solo de Teutônia (1 – matriz argilosa;
2 – fenocristal alterado; 3 – óxido secundário), (Rigo, 2000)
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
3.2 METODOLOGIA DE ENSAIOS
Com o objetivo de investigar o comportamento estruturado do solo saprolítico de basalto de
Teutônia, o programa experimental desta dissertação constitui-se na realização de ensaios
edométricos, ensaios de compressão isotrópica e ensaios de compressão triaxial em amostras
de solo na condição indeformada e reconstituída.
3.2.1 Ensaios Edométricos
3.2.1.1 Generalidades
O ensaio edométrico constitui uma importante ferramenta para avaliar o comportamento de
solos estruturados. Através desse ensaio é possível a obtenção da curva e x log σ
v
’, em
condições de deformação lateral nula, que permite a determinação da NCL de um solo. Nesta
dissertação foram realizados ensaios edométricos em amostras reconstituídas do solo
saprolítico de basalto de Teutônia em dois teores de umidade. O objetivo foi comparar os
resultados de ensaios edométricos nestas amostras reconstituídas com os resultados de ensaios
edométricos realizados em amostras indeformadas do mesmo solo, apresentados por Rigo
(2005). Desse modo, procurou-se definir um método de reconstituição que pudesse
estabelecer um comportamento de referência do solo, permitindo avaliar o caráter estruturado
das amostras indeformadas.
3.2.1.2 Preparação dos Corpos de Prova
A preparação dos corpos de prova foi realizada a partir de amostras deformadas do solo
saprolítico de basalto. Essas amostras encontravam-se embaladas em sacos plásticos selados e
mantidas em câmara úmida, para evitar a perda de umidade do material. Foram utilizados dois
métodos distintos de moldagem de corpos de prova: (a) com teor de umidade e índice de
vazios de campo e (b) com teor de umidade próximo ao limite de liquidez, de maneira a obter-
se uma amostra reconstituída segundo a definição de Burland (1990).
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
No primeiro método, o solo era colocado em um saco plástico, para manter sua umidade, e
desestruturado manualmente. Posteriormente, conhecendo-se o volume do anel metálico de
adensamento, pôde-se estimar o peso de solo a ser acrescentado no anel para que se obtivesse
o índice de vazios de campo.
Para a moldagem dos corpos de prova com teor de umidade próximo ao limite de liquidez, o
solo na umidade natural era colocado em um saco plástico e logo após era adicionado o
volume de água necessário para que se atingisse o limite de liquidez. Em seguida, com a
embalagem fechada, o solo era misturado à água manualmente, de modo que fossem
garantidas a desestruturação do material e a obtenção de uma pasta homogênea. Esse
procedimento durava aproximadamente 20 minutos. Posteriormente, o solo com teor de
umidade próximo ao limite de liquidez permanecia armazenado em câmara úmida por
aproximadamente 24 horas. No momento da moldagem do corpo de prova, o solo era
novamente misturado manualmente, dentro da embalagem plástica fechada, por mais
20 minutos. Com a ajuda de uma espátula, essa pasta era introduzida no anel metálico, tendo-
se o cuidado de não deixar ar na amostra. O método utilizado é denominado de procedimento
de preparação padrão seguindo a nomenclatura de Fearon & Coop (2000).
3.2.1.3 Equipamento Utilizado e Procedimentos de Ensaio
Na realização dos ensaios edométricos foi utilizada uma prensa de adensamento convencional
fabricada pela empresa Wykeham Farrance (Figura 3.5). Os corpos de prova ensaiados
possuíam 50 mm de diâmetro e 19 mm de altura. Os ensaios edométricos realizados nesta
dissertação seguiram as recomendações da norma brasileira ABNT MB-3336 / 1990 (Solo –
Ensaio de Adensamento Unidimensional) e da norma americana ASTM D 2435 – 96
(Standard Test Method for One-Dimensional Consolidation Properties of Soils).
O procedimento utilizado nos ensaios consistia primeiramente na instalação do
consolidômetro na prensa de adensamento. Inicialmente o carregamento aplicado ao corpo de
prova era de aproximadamente 1,0 kPa, devido ao peso do cabeçote de carregamento. Após
feita a leitura inicial do relógio comparador, o corpo de prova era inundado e mantido com
esse carregamento por aproximadamente 24 horas, para que posteriormente se desse início aos
próximos estágios de carregamento. No ensaio em que o corpo de prova foi ensaiado com teor
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
de umidade próximo ao limite de liquidez não houve expansão significativa do mesmo,
ocorrendo logo em seguida o início do adensamento do corpo de prova. Porém, no ensaio em
que o corpo de prova foi ensaiado na umidade natural, a expansão causou um aumento de
0,10 % no volume inicial do corpo de prova, que só foi superado no terceiro estágio de
aplicação de carga (25 kPa). Os estágios de carregamento foram de 6,25; 12,5; 25; 50; 100;
200; 400; 800 e 1600 kPa, com duração de 24 horas cada, exceto finais de semana e feriados.
Os estágios de descarregamento foram os mesmos de carregamento, porém com duração de
2 horas, exceto quando algum estágio era mantido durante a noite.
Com os dados obtidos através das leituras do relógio comparador e do tempo, para cada nível
de carregamento aplicado aos corpos de prova, foram montadas planilhas de cálculo. Através
dessas planilhas foram gerados gráficos de variação de altura x raiz do tempo (∆h x raiz(t)),
variação altura x logaritmo do tempo (∆h x log(t)) e índice de vazios x logaritmo da tensão
vertical (e x log (σ’
v
)).
Figura 3.5: Prensa de adensamento fabricada pela empresa Wykeham
Farrance
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
3.2.2 Ensaios Triaxiais
3.2.2.1 Generalidades
Ensaios de compressão triaxial são ensaios muito utilizados para análise do comportamento
mecânico e obtenção de parâmetros de resistência ao cisalhamento e deformabilidade de
solos. No ensaio um corpo de prova de solo cilíndrico é primeiramente submetido a uma
tensão efetiva confinante (σ
c
´), que é igualmente aplicada em todas as superfícies do corpo de
prova. No ensaio convencional de carregamento é então aplicado um acréscimo de tensão
axial (∆σ
a
) até a amostra romper.
Através dos ensaios de compressão triaxial foi possível identificar o comportamento
estruturado do solo saprolítico de basalto de Teutônia, além de estimar seus parâmetros de
resistência ao cisalhamento. O programa de ensaios consistiu em duas etapas. Na primeira
etapa foram realizados ensaios em amostras reconstituídas com teor de umidade próximo ao
limite de liquidez. Esta etapa consistiu de ensaios de compressão triaxial não drenados com
tensões confinantes efetivas de 30 a 400 kPa e de um ensaio de compressão isotrópica com
estágios de tensão confinante efetiva de 50 a 600 kPa. Estes ensaios permitiram uma
comparação com os ensaios realizados por Rigo (2005), com amostras indeformadas deste
mesmo solo. Na etapa seguinte foi realizada uma nova série de ensaios com amostras
indeformadas. Foram realizados ensaios de compressão triaxial drenados em níveis de tensões
mais elevados, onde foram atingidas tensões confinantes efetivas de 800 e 1200 kPa e um
ensaio de compressão isotrópica com estágios de tensão confinante efetiva de 100 a 1200 kPa.
Os ensaios realizados com amostras indeformadas em níveis de tensões mais elevadas deram
continuidade à série inicial de ensaios já realizada por Rigo (2005), com o mesmo solo
saprolítico de basalto de Teutônia.
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
3.2.2.2 Preparação dos Corpos de Prova
Amostras Reconstituídas
A preparação das amostras de solo reconstituídas no limite de liquidez foi inicialmente
idêntica à utilizada nas amostras utilizadas nos ensaios de adensamento. Um saco plástico era
utilizado, onde se adicionava água e se misturava manualmente o solo, garantindo a sua
desestruturação e a obtenção de uma pasta homogênea. Essa pasta também era preparada no
dia anterior à realização do ensaio, permanecendo em câmara úmida até a moldagem do corpo
de prova. No momento da moldagem, novamente misturava-se o solo por mais 20 minutos.
Como o solo preparado nesse teor de umidade possuía uma consistência muito mole, antes da
moldagem dos corpos de prova o solo era espalhado sobre uma superfície de vidro e recolhido
com uma espátula diversas vezes, para que dessa maneira fosse perdendo um pouco de sua
umidade. Quando fosse verificado visualmente que o solo já possuía uma melhor
consistência, a pasta era utilizada para moldagem dos corpos de prova (Figura 3.6).
Em seguida, iniciava-se o processo de moldagem. Com a ajuda de uma espátula, o solo era
introduzido dentro de um cilindro metálico com 50 mm de diâmetro, apoiado em um pedestal
também cilíndrico, com diâmetro levemente inferior. À medida que o solo era introduzido no
cilindro, o mesmo era erguido até que o corpo de prova atingisse a altura de 100 mm, tendo-se
o cuidado de não deixar ar na amostra (Figuras 3.7 e 3.8). Uma vez que o cilindro estava
preenchido, o solo era rasado (Figura 3.8) e, em seguida removia-se o corpo de prova do
cilindro. Isto era feito simplesmente pelo deslocamento do cilindro para baixo (Figura 3.9).
Nas condições de moldagem o solo não apresentava nenhuma aderência às paredes laterais.
Depois de moldado, o corpo de prova era pesado e eram obtidas as medidas de suas
dimensões. Com o solo excedente no processo de moldagem era feita a determinação do teor
de umidade inicial do corpo de prova e calculados os seus índices de vazios.
Devido à baixa condutividade hidráulica do solo moldado nesse teor de umidade, fez-se
necessária a utilização de papel filtro nas laterais do corpo de prova (Figura 3.10). Segundo
Bishop e Henkel (1962), uma série de tiras de papel filtro colocadas em torno da amostra e
sobrepondo as pedras porosas são capazes de reduzir o tempo de adensamento a 1/10 do
tempo necessário se fosse utilizada somente a drenagem nas extremidades da amostras.
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Amostras Extraídas de Blocos Indeformados
A moldagem dos corpos de prova de amostras indeformadas para os ensaios triaxiais foi
realizada a partir de blocos indeformados de solo extraídos em campo. No processo de
moldagem, amostras de solo com dimensões superiores às do corpo de prova eram esculpidas
a partir do bloco indeformado. Estas amostras eram levadas a um torno utilizado para moldar
corpos de prova com 50 mm de diâmetro. Neste torno, as amostras eram desbastadas com um
fio de arame até adquirirem um formato cilíndrico com aproximadamente 50 mm de diâmetro.
Em seguida as extremidades eram regularizadas, também com um fio de arame, em um berço
metálico, permitindo a obtenção de uma altura de 100 mm. Após moldado, o corpo de prova
era pesado e eram obtidas as medidas de seu diâmetro e altura. Parte do solo excedente era
utilizado para a determinação do teor de umidade inicial do corpo de prova. Na Figura 3.11
são apresentados os equipamentos utilizados para a moldagem de amostras indeformadas.
Figura 3.6: Preparação do solo para moldagem dos corpos de prova
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
Figura 3.7: Moldagem dos corpos de prova
Figura 3.8: Rasamento do corpo de prova
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Figura 3.9: Retirada do corpo de prova
Figura 3.10: Utilização de papel filtro lateral no corpo de prova
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
Figura 3.11: Equipamentos para moldagem de amostras indeformadas
(torno, fio de arame, berço de amostras e espátula)
3.2.2.3 Equipamento Utilizado
O equipamento utilizado na realização de todos os ensaios de compressão triaxial é formado
pelos seguintes componentes:
- prensa triaxial da marca Wykeham Farrance (Tritech 50);
- transdutor de pressão Druck PDCR 810, com capacidade de 1500 kPa, utilizado
para medir a pressão confinante;
- transdutor de pressão Druck PDCR 810, com capacidade de 700 kPa, utilizado para
medir a poro-pressão;
- transdutor de deslocamento da marca Wykeham Farrance, utilizado para medir o
deslocamento do pistão de cargas relativo à parte superior da câmara triaxial;
- transdutor de deslocamento da marca Wykeham Farrance, utilizado para medir a
variação volumétrica do corpo de prova, acoplado a um cilindro hidráulico de
dupla ação, com vedação do êmbolo realizada por duas membranas do tipo
Bellofram, no qual o volume de água que se movimenta para fora ou dentro da
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
amostra é relacionado com o deslocamento de um pino existente na lateral do
êmbolo;
- equipamento de aquisição automática de dados Hewlett Packard HP 75000B (data-
logger), controlado por um microcomputador, ao qual todos os transdutores foram
conectados;
- software Hewlett Packard HP-Vee, responsável pelo gerenciamento do processo de
aquisição de dados.
a) Nos ensaios triaxiais CIU com tensões efetivas de confinamento de até 400 kPa
foram utilizados:
- câmara triaxial da marca Geonor, para corpos de prova com 50 mm de diâmetro,
capaz de suportar até 800 kPa de tensão confinante;
- célula de carga Reaccion BCZ-200, com capacidade de 200 kgf, utilizada na
medição da força axial aplicada ao corpo de prova;
b) Nos ensaios triaxiais CID com tensões efetivas de confinamento de 800 e
1200 kPa foram utilizados:
- câmara triaxial da marca Wykeham Farrance, para corpos de prova com 50 mm
de diâmetro, com capacidade para suportar até 1700 kPa de tensão confinante;
- célula de carga Reaccion BCZ-200, com capacidade de 500 kgf, utilizada na
medição da força axial aplicada ao corpo de prova;
Na Figura 3.12 são apresentados os equipamentos de aquisição e gerenciamento de dados dos
ensaios triaxiais. Nas Figuras 3.13 e 3.14 são apresentados os equipamentos para a realização
dos ensaios triaxiais, mostrando as câmaras triaxiais com capacidade de 800 kPa e 1700 kPa
de tensão confinante, respectivamente.
As câmaras triaxiais, com capacidade de 800 e 1700 kPa de tensão confinante, utilizadas nos
ensaios CIU e CID respectivamente, sofreram algumas modificações no Laboratório de
Mecânica dos Solos (LMS) da UFRGS, como parte desta dissertação. Para a minimização do
atrito entre o pistão de cargas e a tampa da câmara triaxial foi necessária a adaptação de uma
bucha especialmente projetada e usinada, munida de rolamentos lineares (Figura 3.15).
3.2.2.4 Procedimentos de Ensaio
Na montagem dos ensaios, os corpos de prova eram colocados sobre o pedestal da câmara
triaxial, onde eram colocados previamente uma pedra porosa e o papel filtro com o mesmo
diâmetro do corpo de prova. No topo dos corpos de prova, também eram colocados o papel
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
filtro e uma pedra porosa e sobre esta pedra porosa, um cabeçote para aplicação da carga
axial. Em seguida uma membrana de látex era introduzida em torno do corpo de prova e
fixada no pedestal e no cabeçote por meio de anéis de vedação (“O-rings”). Após esta
seqüência de montagem, a mangueira de drenagem superior existente no cabeçote era
conectada à base da câmara triaxial e a câmara triaxial era preenchida com água destilada.
O procedimento de ensaios seguiu as seguintes rotinas:
a) saturação do corpo de prova por contra-pressão, em incrementos de carga de
50 kPa com uma tensão confinante efetiva de 30 kPa e cálculo do parâmetro B;
b) adensamento isotrópico com as respectivas tensões confinantes efetivas de cada
ensaio e medição da variação volumétrica do corpo de prova com o tempo;
c) cisalhamento do corpo de prova com deformação controlada, incluindo a medição
da carga axial, do deslocamento vertical e da poro-pressão, ou da variação
volumétrica, dependendo se o ensaio fosse não drenado ou drenado.
Figura 3.12: Equipamentos de aquisição e gerenciamento de dados
para os ensaios triaxiais
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Figura 3.13: Equipamentos para ensaio triaxial instrumentado (câmara
com capacidade de 800 kPa de tensão confinante)
Figura 3.14: Equipamentos para ensaio triaxial instrumentado (câmara
com capacidade de 1700 kPa de tensão confinante)
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
Figura 3.15: Bucha adaptada à câmara triaxial munida de rolamentos
lineares
Os ensaios triaxiais realizados nessa dissertação seguiram as recomendações da norma BS
1377 – 90 (“British Standard Methods of Test for Soils for Civil Engineering Purposes – Part
8. Shear Strength Tests (Effective Stress)”).
Na primeira série de ensaios, como as amostras se encontravam com teor de umidade próximo
ao limite de liquidez e a sua condutividade hidráulica era muito baixa, foram realizados
ensaios de compressão triaxial adensados não drenados do tipo CIU (consolidated isotropic
undrained). Nesse tipo de ensaio o corpo de prova era primeiramente adensado
isotropicamente, permitindo-se a drenagem até que todo o excesso de poro-pressão gerado
pela tensão confinante fosse dissipado e a variação volumétrica fosse estabilizada. Durante a
fase de cisalhamento a válvula de drenagem era fechada e o excesso de poro-pressão era lido
pelo transdutor de pressão.
Nos ensaios realizados com amostras indeformadas foram realizados ensaios triaxiais
adensados drenados do tipo CID (consolidated isotropic drained). Nesse ensaio o corpo de
prova era adensado isotropicamente, conforme descrito anteriormente, porém durante a fase
de cisalhamento era permitida sua drenagem e realizada a medição de sua variação
volumétrica.
A velocidade dos ensaios na fase de cisalhamento foi calculada a partir das curvas de
compressão isotrópica (∆V x t ) obtidas na fase de adensamento, conforme especificado pela
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
norma BS1377-90. A fórmula utilizada no cálculo da velocidade e os valores obtidos estão
detalhados no capítulo 4.
Para os cálculos de ensaio foram utilizadas as correções de área descritas em Bishop &
Henkel (1962) e em La Rochelle et al (1988), que serão discutidas no capítulo 4. Ao final de
cada ensaio era gerada uma planilha de dados, possibilitando a construção dos gráficos das
trajetórias de tensão (q x p’) de cada ensaio, a partir dos quais foram determinadas as
envoltórias de ruptura e os parâmetros de resistência ao cisalhamento do solo. Também foram
construídos gráficos das curvas de tensão desvio x deformação axial (σ
d
x ε
a
) e de variação
volumétrica x deformação axial (ε
v
x ε
a
) ou poro-pressão x deformação axial (u x ε
a
) para
cada ensaio.
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
4. APRESENTAÇÃO DOS RESULTADOS
Neste capítulo são apresentados os resultados experimentais de 2 ensaios edométricos, 11
ensaios de compressão triaxial e 2 ensaios de compressão isotrópica realizados no solo
saprolítico de basalto de Teutônia. Visando analisar o comportamento estruturado deste solo,
são apresentados resultados de ensaios com o solo nas condições intacta e desestruturada. Foi
também definido um método de remoldagem de corpos de prova que melhor representasse a
condição desestruturada deste solo, o que permitiu a comparação do comportamento do solo
reconstituído ao do solo indeformado.
4.1 ENSAIOS EDOMÉTRICOS
A Tabela 4.1 apresenta as condições iniciais dos corpos de prova ensaiados, incluindo sua
identificação e seus principais índices físicos.
Os resultados obtidos nos ensaios edométricos foram plotados em um gráfico de índice de
vazios (e) versus tensão vertical efetiva (σ’
v
). Na Figura 4.1 são apresentadas as curvas
obtidas através destes ensaios realizados em amostras remoldadas com teor de umidade
natural e em amostras reconstituídas próximo ao limite de liquidez, onde o eixo das abscissas
aparece em escala logarítmica. A partir da curva e x log σ’
v
foram determinados os índices de
compressão (C
c
) e descompressão (C
d
) do solo, que estão apresentados na Tabela 4.2.
O solo reconstituído com teor de umidade próximo ao limite de liquidez parte de um índice de
vazios levemente maior que o solo remoldado na umidade natural e apresenta maior
compressibilidade (Figura 4.1). Porém à medida que a tensão vertical efetiva aumenta, pode-
se notar uma tendência de convergência entre as duas curvas.
Percebe-se que, apesar de pequenas, as diferenças de comportamento entre o solo nestas duas
condições evidenciam que o corpo de prova reconstituído com teor de umidade próximo ao
limite de liquidez obteve uma maior desestruturação durante o processo de remoldagem. Isso
fez com que o método de moldagem de corpos de prova com teor de umidade próximo ao
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
limite de liquidez, descrito detalhadamente no capítulo 3, fosse adotado para representar o
solo na condição desestruturada. O objetivo foi de estabelecer um comportamento de
referência que permitisse analisar o comportamento estruturado do solo na condição
indeformada.
Na Figura 4.2 as mesmas curvas são apresentadas com σ’
v
em escala linear. A maior
desestruturação apresentada pelo corpo de prova reconstituído com teor de umidade próximo
ao limite de liquidez é evidenciado neste tipo de gráfico.
Tabela 4.1: Condições iniciais dos corpos de prova de ensaios edométricos
Nome
d
(cm)
h
(cm)
Teor de umidade
inicial (%)
Índice de
vazios inicial
R-NAT 5,00 1,90 58,9 1,82
R-LL 5,00 1,90 70,5 1,91
1 10 100 1000 1000
0
tensão vertical efetiva (kPa)
1.0
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
índice de vazios
amostra - LL
amostra - umid. natural
Figura 4.1: Curvas de variação de índice de vazios com log σ’
v
, para o solo de
Teutônia reconstituído em diferentes condições de moldagem
77
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
0 200 400 600 800 1000 1200 1400 160
0
tensão vertical efetiva (kPa)
1.0
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
índice de vazios
amostra - LL
amostra - umid. natural
Figura 4.2: Curvas de variação de índice de vazios com σ’
v
, para o solo de
Teutônia reconstituído em diferentes condições de moldagem
Tabela 4.2: Índices de compressão e descompressão do solo de Teutônia
reconstituído (ensaios edométricos)
Amostra C
c
C
d
Remoldada – umid. natural 0,494 0,085
Reconstituída – LL 0,425 0,070
Na Figura 4.3 são apresentadas as curvas de variação de altura com o tempo para o corpo de
prova reconstituído no limite de liquidez. Embora na escala do gráfico seja difícil a
visualização, observa-se que as curvas de estabilização dos recalques mudam sua forma entre
20 e 200 minutos de adensamento do corpo de prova. O coeficiente de adensamento C
v
para o
solo reconstituído foi calculado através das curvas de adensamento (h x log t) pelo método de
Casagrande. A Tabela 4.3 apresenta os valores de C
v
obtidos para cada estágio de tensão
vertical efetiva no ensaio edométrico. Os valores de t
100
foram da ordem de 21 a 210 minutos,
sendo os maiores valores obtidos nos estágios onde foram aplicadas menores tensões
verticais.
78
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
0 200 400 600 800 1000 1200 1400 1600
t (min)
1.30
1.40
1.50
1.60
1.70
1.80
1.90
H (cm)
Tensão vertical
6.25 kPa
12.5 kPa
25 kPa
50 kPa
100 kPa
200 kPa
400 kPa
800 kPa
1600 kPa
Figura 4.3: Curvas de variação de altura com o tempo do solo de Teutônia
reconstituído no limite de liquidez
Tabela 4.3: Coeficientes de adensamento do solo reconstituído
σ’
v
(kPa)
C
v
(cm
2
/min)
6,25 1,56 x 10
-
2
12,5 1,61 x 10
-
2
25,0 1,62 x 10
-
2
50,0 1,98 x 10
-
2
100,0 3,48 x 10
-
2
200,0 5,15 x 10
-
2
400,0 6,07 x 10
-
2
800,0 5,47 x 10
-
2
1600,0 3,59 x 10
-
2
79
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
4.2 ENSAIOS DE COMPRESSÃO TRIAXIAL
Os ensaios de compressão triaxial realizados nesta dissertação foram divididos em duas séries
de ensaios. A primeira série de ensaios de compressão triaxial foi realizada em corpos de
prova reconstituídos e consistiu em 9 ensaios adensados não drenados CIU com tensões
efetivas de confinamento de 30, 50, 100, 200, 300 e 400 kPa. Já na segunda série de ensaios
foram utilizadas amostras de solo indeformadas, com as quais foram realizados 2 ensaios
adensados drenados CID nas tensões efetivas de confinamento de 800 e 1200 kPa. Esta série
complementou a série de ensaios realizados por Rigo (2005) com o solo saprolítico de basalto
de Teutônia, onde foram utilizadas tensões efetivas de confinamento de 30 a 400 kPa.
A Tabela 4.4 apresenta um resumo das características iniciais dos corpos de prova e as
tensões efetivas de confinamento utilizadas nos ensaios de compressão triaxial. Os gráficos de
trajetórias de tensões apresentados nesta dissertação foram construídos conforme as
definições de Cambridge, onde q = (σ’
1
–σ’
3
) e p’ = (σ’
1
+ 2.σ’
3
)/3.
As velocidades de cisalhamento foram determinadas a partir das curvas de variação
volumétrica (cm
3
) versus raiz tempo (min) (∆V x t). Segundo a norma BS 1377-90 através
desta curva determina-se o tempo de adensamento total t
100
e com este valor calcula-se t
f
pela
seguinte equação:
t
f
= F. t
100
(equação 4.1)
onde F é um coeficiente que depende das condições de drenagem e do tipo de ensaio de
compressão triaxial.
Após calculado t
f
a determinação da velocidade na fase de cisalhamento é feita através da
equação 4.2:
f
a
t
h.e
v =
(equação 4.2)
80
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
onde:
h – altura do corpo de prova após o adensamento (mm);
ε
a
- intervalo de deformação axial considerado.
As correções de área adotadas nos cálculos dos ensaios são apresentadas detalhadamente nas
seções relativas a cada série de ensaios.
Tabela 4.4: Características iniciais dos corpos de prova
Condição
da amostra
Nome
Tensão
Confinante
(kPa)
d
(cm)
h
(cm)
Teor de
umidade
inicial (%)
Índice
de
vazios
R-30 30 4,92 10,00 65,76 1,88
R-50 50 4,90 9,96 67,38 1,86
R-50 (*) 50 4,92 9,91 66,42 1,88
R-100 100 4,93 9,93 63,50 1,83
R-200 200 4,91 9,94 69,28 1,91
R-200 (*) 200 4,92 9,98 69,19 1,93
R-300 300 4,95 9,80 69,97 1,91
R-300 (*) 300 4,91 10,06 68,84 1,93
reconstituída
R-400 400 4,94 9,95 69,46 1,75
I – 800 800 5,15 10,06 58,55 1,75
indeformada
I - 1200 1200 5,11 9,98 58,91 1,80
(*) ensaios em que ocorreu giro do cabeçote
4.2.1 Ensaios de Compressão Triaxial Adensados e Não Drenados (CIU)
Nesta seção são apresentados os resultados de 9 ensaios triaxiais adensados e não-drenados
(CIU) realizados no solo saprolítico de basalto de Teutônia. As amostras utilizadas nesta série
81
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
de ensaios foram todas reconstituídas. Conforme descrito no capítulo 3, os corpos de prova
foram moldados com teor de umidade levemente abaixo do limite de liquidez, de forma a
permitir sua montagem no ensaio.
O objetivo desta série de ensaios foi reproduzir o mesmo intervalo de tensões efetivas de
confinamento utilizado em amostras indeformadas através de ensaios triaxiais adensados e
drenados (CID) realizados por Rigo (2005), em amostras do mesmo solo na condição
reconstituída. Devido à baixa condutividade hidráulica apresentada pelo solo reconstituído foi
decidido utilizar ensaios CIU nesta dissertação. A fase de saturação dos corpos de prova
durava em média 24 horas. Já na fase de adensamento, com a utilização de drenagem radial, o
tempo de duração variava de 8 a 40 horas, dependendo da tensão efetiva de confinamento do
ensaio. Deste modo, mesmo em condições não drenadas a velocidade utilizada na fase de
cisalhamento era muito baixa (0,02 mm/min.), tendo esta fase duração de 17 e 25 horas para
os ensaios levados a 20 e 30 % de deformação axial, respectivamente. Através desta série de
ensaios pôde-se comparar o comportamento apresentado pelo solo na condição indeformada
com o comportamento deste mesmo solo quando sua estrutura foi completamente destruída.
No primeiro ensaio realizado com tensão confinante de 200 kPa e sem a utilização de papel
filtro em torno do corpo de prova, a velocidade calculada foi de 0,003 mm/min. Ao repetir
este ensaio com a mesma tensão confinante e a utilização de papel filtro lateral a velocidade
encontrada foi de 0,024 mm/min. Decidiu-se então, adotar a velocidade na fase de
cisalhamento de 0,02 mm/min. Nos próximos ensaios, tanto com tensões de confinamento
maiores como menores que 200 kPa, foram calculadas as velocidades e os valores
encontrados foram sempre maiores que o valor da velocidade adotada no primeiro ensaio.
Baseado na observação visual da forma de ruptura apresentada pelos corpos de prova nos
ensaios, foi adotada a correção de área cilíndrica proposta por Bishop e Henkel (1962),
apresentada na equação 4.3. Esta correção de área foi utilizada nos ensaios CIU com
diferentes tensões efetivas de confinamento e para todos os níveis de deformação.
(
)
( )
a
v
oc
AA
ε−
ε−
=
1
1
(equação 4.3)
82
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
onde:
A
c
– área corrigida;
A
o
– área do corpo de prova após o adensamento;
ε
v
– deformação volumétrica durante a fase de cisalhamento (ensaios CIU é igual a zero);
ε
a
– deformação axial durante a fase de cisalhamento.
4.2.1.1 Cabeçote de Carga
Na realização dos primeiros ensaios, observou-se que alguns corpos de prova apresentavam a
formação de um plano de ruptura e uma séria distorção do topo (Figura 4.4), enquanto outros
apresentavam ruptura sem nenhuma evidência de formação de plano como era de esperar.
Além de não apresentar relação com o nível de tensão efetiva de confinamento utilizado no
ensaio, já que os corpos de prova apresentaram formação de plano de ruptura somente nos
ensaios com tensões efetivas de confinamento de 50, 200 e 300 kPa, este não era o
comportamento esperado para as amostras reconstituídas. Ao analisar o problema, percebeu-
se que o pistão de aplicação da carga axial apenas encostava no cabeçote do corpo de prova e
não permanecia necessariamente alinhado. Isso permitia a ocorrência de rotação considerável
do cabeçote após o adensamento, o que na fase de cisalhamento forçava a formação de um
plano de ruptura. Devido a isso, optou-se pela repetição dos ensaios em que esta distorção foi
observada, com a utilização de um cabeçote diferente. Um novo pistão de cargas foi
confeccionado, de maneira que sua extremidade fosse introduzida alguns centímetros em
cavidade cilíndrica existente no cabeçote (Figura 4.5). Como resultado, a rotação do cabeçote
era contida durante a fase de cisalhamento e, nos ensaios executados com o novo cabeçote, os
corpos de prova não apresentaram formação de plano de ruptura, conforme esperado. Na
Figura 4.6 são apresentadas as curvas tensão x deformação axial dos ensaios realizados com o
cabeçote simples e com o cabeçote modificado, nas mesmas tensões efetivas de
confinamento. Pode-se perceber claramente a mudança na forma das curvas especialmente no
trecho em que a ruptura se define. A Figura 4.7 apresenta o padrão de ruptura apresentado
pelos corpos de prova reconstituídos com o uso do novo cabeçote.
83
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
Figura 4.4: Formação de plano de ruptura nos corpos de prova reconstituídos,
devida à rotação do cabeçote
Figura 4.5: Cabeçote do corpo de prova e pistão de cargas da câmara triaxial
desenvolvido nesta dissertação
84
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
0 5 10 15 20 25 30
D
e
f
.
a
x
i
a
l
(
%
)
0
50
100
150
200
250
300
Tensão desvio (kPa)
50 kPa
50 kPa (*)
200 kPa
200 kPa (*)
300 kpa
300 kPa (*)
Figura 4.6: Comparação entre as curvas σ
d
x ε
a
- ensaios com cabeçote simples e
com cabeçote modificado (*)
Figura 4.7: Padrão de ruptura dos corpos de prova reconstituídos, quando
ensaiados com a rotação do cabeçote contida
85
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
4.2.1.2 Principais resultados dos ensaios CIU
As curvas de tensão desvio σ
d
= (σ
1
– σ
3
) versus deformação axial (ε
a
) e de poropressão (u)
versus deformação axial (ε
a
) dos ensaios CIU realizados no solo saprolítico de basalto de
Teutônia são apresentadas na Figuras 4.8, 4.9 e 4.10. As curvas foram obtidas a partir de
centenas de pontos experimentais (entre 374 e 621, tipicamente). Os pontos das figuras são
somente para identificação. Para os ensaios com tensões de confinamento de 50, 200 e
300 kPa foram atingidas deformações axiais de até 30%. Isso porque, conforme explicado
anteriormente, foi utilizado um novo pistão de cargas com um curso de 250 mm, permitindo
que estes ensaios chegassem a níveis maiores de deformação axial.
As curvas apresentadas nas Figuras 4.8, 4.9 e 4.10, mostram um aumento da tensão desvio até
um patamar de tensões, para os ensaios com tensões confinantes efetivas de 200 a 400 kPa.
Nos ensaios com tensões efetivas menores, não houve uma estabilização da tensão desvio. Em
todos os ensaios, entretanto, não houve formação de pico ou plano de ruptura. A rigidez do
solo aumentou à medida que aumentaram as tensões efetivas de confinamento dos ensaios e
conseqüentemente, a deformação axial necessária para atingir a máxima tensão desvio foi
maior nos ensaios com tensões efetivas de confinamento mais baixas (Figura 4.8 (a)). Nas
curvas de poropressão versus deformação axial observou-se que todos os ensaios
apresentaram crescimento das poropressões positivas e aumento da poropressão máxima com
o aumento da tensão efetiva de confinamento utilizada no ensaio. Nestas curvas, foi
observado também que, para baixos valores de tensões efetivas de confinamento, após
atingido o valor máximo, houve uma queda no valor da poropressão. Com o aumento da
tensão efetiva de confinamento esta queda se reduzia, ocorrendo uma estabilização para os
ensaios com 300 e 400 kPa de tensão efetiva de confinamento (Figura 4.10 (b)). Na Figura
4.11 são apresentadas todas as curvas de σ
d
x ε
a
e u x ε
a
dos ensaios CIU realizados no solo
saprolítico de basalto de Teutônia para comparação.
As trajetórias de tensões efetivas seguidas pelos corpos de prova de solo reconstituídos em
ensaios triaxiais CIU nas tensões efetivas de confinamento de 30, 50, 100, 200, 300 e 400 kPa
são apresentadas na Figura 4.12 em um gráfico de q versus p’. Devido à condição
reconstituída dos corpos de prova, percebeu-se que o ajuste da envoltória de resistência ao
cisalhamento passaria muito próximo da origem dos eixos q versus p’, confirmando a
desestruturação do material.
86
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Figura 4.8: Resultados dos ensaios CIU: (a) curvas tensão desvio x deformação
axial, (b) curvas poropressão x deformação axial (σ’
c
= 30 e 50 kPa)
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
10
20
30
40
50
60
70
8
0
Tensão desvio (kPa)
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
5
10
15
20
25
30
35
40
Poropressão (kPa)
30 kPa
50 kPa
30 kPa
50 kPa
(a)
(b)
87
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
Tensão desvio (kPa)
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
20
40
60
80
100
120
140
Poropressão (kPa)
100 kPa
200 kPa
100 kPa
200 kPa
(a)
(b)
Figura 4.9: Resultados dos ensaios CIU: (a) curvas tensão desvio x deformação
axial, (b) curvas poropressão x deformação axial (σ’
c
= 100 e 200 kPa)
88
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
400
Tensão desvio (kPa)
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
Poropressão (kPa)
300 kPa
400 kPa
300 kPa
400 kPa
(a)
(b)
Figura 4.10: Resultados dos ensaios CIU: (a) curvas tensão desvio x deformação
axial, (b) curvas poropressão x deformação axial (σ’
c
= 300 e 400 kPa)
89
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
350
400
Tensão desvio (kPa)
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
50
100
150
200
250
300
Poropressão (kPa)
30 kPa
50 kPa
100 kPa
200 kPa
300 kPa
400 kPa
30 kPa
50 kPa
100 kPa
200 kPa
300 kPa
400 kPa
(a)
(b)
Figura 4.11: Resultados dos ensaios CIU: (a) curvas tensão desvio x deformação
axial, (b) curvas poropressão x deformação axial
90
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
0 100 200 300 400 500
p' (kPa)
0
100
200
300
400
500
q (kPa)
30 kPa
50 kPa
100 kPa
200 kPa
300 kPa
400 kPa
Figura 4.12: Trajetórias de tensões efetivas de ensaios triaxiais CIU (amostras
reconstituídas)
4.2.2 Ensaios de Compressão Triaxial Adensados e Drenados (CID)
Os resultados de 2 ensaios de compressão triaxial adensados e drenados (CID) são
apresentados nesta seção. Nesta série de ensaios foram utilizados corpos de prova
indeformados para as tensões efetivas de confinamento de 800 e 1200 kPa.
A pressão de confinamento máxima utilizada nesta série de ensaios chegou a 1600 kPa
garantindo uma tensão efetiva de confinamento de 1200 kPa, já que a saturação dos corpos de
prova era obtida com a aplicação de uma contrapressão de 400 kPa. Devido à utilização de
níveis de tensões tão elevados e nunca antes utilizados no Laboratório de Mecânica dos Solos,
algumas modificações no equipamento foram necessárias para realização dos ensaios em que
foram utilizadas tensões de confinamento elevadas. A primeira dificuldade foi verificada
91
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
durante o ensaio de compressão isotrópica com o solo reconstituído, em que a conexão e a
mangueira de drenagem superior do equipamento não suportaram pressões de confinamento
acima de 1100 kPa. Neste caso, foi realizada a troca por uma mangueira mais resistente e um
reforço no sistema de conexão que não permitisse vazamentos. Outra adaptação necessária
aos ensaios foi a utilização de um aplicador de pressão hidráulica diferenciado (capacidade
3500 kPa) para a aplicação da pressão de confinamento (Figura 4.13), já que o compressor de
ar utilizado normalmente pelo laboratório atingia pressões de, no máximo, 800 kPa.
Figura 4.13: Aplicador de pressão hidráulica diferenciado
Os ensaios triaxiais CID realizados em amostras indeformadas foram ensaios muito lentos. Na
fase inicial, após 24 horas de percolação, sob um gradiente hidráulico de 10, o volume de
água que passava pelo corpo de prova era insignificante. Na fase de saturação, foram
necessários 3 dias e uma contrapressão de 400 kPa (aplicada em 8 estágios de 50 kPa) para
que se atingisse a saturação do corpo de prova, com parâmetro B igual a 0,95. Com tensões
efetivas de confinamento bastante altas, a fase de adensamento durou 3 dias para o ensaio
com tensão efetiva de confinamento de 800 kPa e 6 dias para o ensaio com tensão efetiva de
confinamento de 1200 kPa. Devido a isto a fase de cisalhamento foi realizada com uma
velocidade muito baixa, 0,001 mm/min e duração de cerca de 50 horas.
92
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
O último ensaio triaxial CID realizado nesta dissertação foi o ensaio com tensão efetiva de
confinamento de 800 kPa. Devido a um problema ocorrido no equipamento de aquisição
automática de dados (data-logger) e sendo este o último ensaio a ser realizado, optou-se pela
realização deste ensaio sem instrumentação. Foram utilizados os seguintes instrumentos de
leitura manual: (i) anel dinamométrico com capacidade de 300 kN; (ii) relógio comparador
digital com curso de 27 mm; (iii) os mesmos transdutores de pressão, mas lidos em um
multímetro digital; (iv) bureta dupla com capacidade de 50 ml. A contrapressão passou a ser
aplicada à bureta dupla conectada a um dos reguladores de pressão de precisão do aplicador
de pressão pneumático. Durante a fase de cisalhamento, para que não fossem perdidos dados
no período noturno, o ensaio era ligeiramente descarregado (cerca de 10% da carga total
aplicada) e a prensa era desligada. A prensa era religada na manhã seguinte. Para que se
atingisse o nível de deformação requerido, foram necessários 4 dias, com cerca de 48 horas de
carregamento total, para a finalização do ensaio.
Conforme descrito anteriormente, a escolha da correção de área foi baseada na observação
visual da forma de ruptura apresentada pelos corpos de prova. Como os corpos de prova
ensaiados com tensões efetivas de confinamento de 800 e 1200 kPa apresentaram a formação
de um plano de ruptura bem definido (Figura 4.14) verificou-se inicialmente a adoção da
correção de área proposta por La Rochelle et al (1988). No entanto, este tipo de correção de
área ocasionou um aumento da tensão desvio pós-ruptura nos ensaios realizados na série
anterior realizada por Rigo (2005). Como estes ensaios são complementares à série já
realizada foi utilizada a correção de área cilíndrica proposta por Bishop e Henkel (1962) e
utilizada por Rigo (2005) para fins de comparação de resultados (equação 4.1).
93
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
Figura 4.14: Padrão de ruptura dos corpos de prova indeformados (corpo de prova
referente ao ensaio de 800 kPa)
O objetivo desta série de ensaios era de ampliar o intervalo de tensões de confinamento
utilizado por Rigo (2005) em amostras indeformadas do solo saprolítico de basalto, buscando
um maior entendimento do comportamento deste solo. Foram realizados apenas 2 ensaios
triaxiais CID com amostras indeformadas, pois para valores de tensões de confinamento
menores já havia resultados disponíveis. Outro fator determinante no número de ensaios foi a
baixa velocidade com que deveriam ser executados e o tempo disponível para os trabalhos.
Rigo (2005) realizou ensaios triaxiais CID com tensões efetivas de confinamento de 30, 50,
100, 200, 300 e 400 kPa, sendo esta série complementada pelos ensaios realizados nesta
dissertação com tensões efetivas de confinamento de 800 e 1200 kPa. As curvas de tensão
desvio σ
d
= (σ
1
– σ
3
) versus deformação axial (ε
a
) e de deformação volumétrica (ε
v
) versus
deformação axial (ε
a
) obtidas nos ensaios CID são mostradas separadamente nas Figuras 4.15
e 4.16. Conforme explicado anteriormente, são mostrados somente alguns pontos
experimentais para fins de identificação.
No ensaio com tensão de confinamento de 800 kPa a curva apresentou uma maior rigidez
inicial até atingir uma tensão desvio de aproximadamente 150 kPa com uma deformação axial
94
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
próxima de 0,25%, onde a rigidez diminuiu claramente. A partir daí, a curva σ
d
x ε
a
continuou
crescendo até atingir o pico de resistência a uma deformação axial de cerca de 17%. Após
atingir o pico, houve uma queda brusca e acentuada da tensão desvio seguida da formação
nítida de um plano de ruptura no corpo de prova.
No ensaio com tensão de confinamento de 1200 kPa o comportamento foi semelhante ao
descrito anteriormente. A curva tensão desvio versus deformação axial também apresentou
uma maior rigidez inicial, até uma tensão desvio em torno de 250 kPa e uma deformação axial
próxima de 0,30%, a partir da qual diminuiu bruscamente. A curva apresentou um pico de
resistência em uma deformação axial em torno de 12%, seguido por uma elevada queda com
formação de um plano de ruptura no corpo de prova. O ciclo de carga e descarga apresentado
no gráfico foi devido à troca da célula de carga durante a fase de cisalhamento do ensaio. A
Figura 4.17 apresenta as curvas de tensão desvio x deformação axial e de deformação
volumétrica x deformação axial obtidas nos 2 ensaios triaxiais CID para comparação.
95
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
1000
1100
Tensão desvio (kPa)
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
2
4
6
8
10
Def. volumétrica (%)
800 kPa
800 kPa
(a)
(b)
Figura 4.15: Ensaios CID: (a) curvas tensão desvio x deformação axial, (b) curvas
deformação volumétrica x deformação axial (σ’
c
= 800 kPa)
96
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
0 5 10 15 20 25
Deformação axial (%)
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
1000
1100
1200
1300
Tensão desvio (kPa)
0 5 10 15 20 25
Deformação axial (%)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
Def. volumétrica (%)
1200 kPa
1200 kPa
(a)
(b)
Figura 4.16: Ensaios CID: (a) curvas tensão desvio x deformação axial, (b) curvas
deformação volumétrica x deformação axial (σ’
c
= 1200 kPa)
97
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
1000
1100
1200
1300
Tensão desvio (kPa)
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
Def. volumétrica (%)
1200 kPa
800 kPa
1200 kPa
800 kPa
(a)
(b)
Figura 4.17: Ensaios CID: (a) curvas tensão desvio x deformação axial, (b) curvas
deformação volumétrica x deformação axial (amostras indeformadas)
98
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
4.3 ENSAIOS DE COMPRESSÃO ISOTRÓPICA
Os resultados de 2 ensaios de compressão isotrópica, realizados no solo saprolítico de basalto
de Teutônia, são apresentados nesta seção. Foram realizados 2 ensaios, sendo num utilizado
um corpo de prova de solo reconstituído próximo ao limite de liquidez e no outro, um corpo
de prova de solo indeformado.
No ensaio de compressão isotrópica realizado com amostra reconstituída foram utilizados
estágios de tensão efetiva de confinamento de 50, 100, 200, 400, 600 e 800 kPa, com uma
contrapressão de 300 kPa. Devido à baixa condutividade hidráulica do solo, o tempo
necessário para que ocorresse a dissipação do excesso de poro pressão e a estabilização
volumétrica da amostra era muito grande, tendo o ensaio uma duração de cerca de 2 semanas.
Neste ensaio pretendia-se chegar a uma tensão efetiva de confinamento de 1200 kPa, porém
ao aplicar o último estágio de carregamento em que a tensão de confinamento passou de 1100
para 1500 kPa, ocorreu um vazamento na conexão de drenagem superior do corpo de prova
inviabilizando a continuidade do ensaio.
O ensaio de compressão isotrópica realizado com amostra indeformada teve o objetivo de
aumentar o intervalo de tensão efetiva de confinamento utilizado por Rigo (2005). O autor
havia realizado um ensaio de compressão isotrópica em amostra indeformada do solo
saprolítico de basalto de Teutônia nos seguintes estágios de tensão efetiva de confinamento,
30, 50, 100, 200, 300 e 400 kPa. No ensaio realizado nesta dissertação foram utilizados
estágios de 100, 300, 400, 800 e 1200 kPa. A tensão efetiva de confinamento inicial foi de
30 kPa, aplicada durante a fase de saturação por contrapressão.
A Figura 4.18 apresenta as curvas de índice de vazios (e) versus logaritmo da tensão efetiva
de confinamento (log p’) para as amostras do solo na condição reconstituída e indeformada. O
solo reconstituído possui uma grande compressibilidade e nenhuma evidência de sua estrutura
original, podendo-se considerar a curva e x log p’ como uma reta. Já o solo na condição
indeformada apresenta um comportamento diferente. A curva e x log p’ possui uma rigidez
inicial até uma tensão efetiva de confinamento em torno de 350 kPa e após ultrapassada esta
tensão de plastificação, que pode ser chamada de tensão de pré-adensamento virtual, sua
compressibilidade aumenta acentuadamente. Observa-se também, que as curvas apresentam
uma tendência de convergência para níveis de tensões maiores que os 1200 kPa atingidos
neste ensaio.
99
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
Na Figura 4.19 a tensão efetiva de confinamento aparece em escala linear. Novamente
percebe-se, que para o solo na condição indeformada, ocorre uma mudança de
comportamento a partir de uma tensão efetiva de confinamento de 300 kPa.
1 10 100 1000 1000
0
p' (kPa)
1.0
1.2
1.4
1.6
1.8
2.0
Índice de vazios
amostra reconstituída
amostra indeformada
Figura 4.18: Ensaios de compressão isotrópica: curvas índice de vazios x
logaritmo da tensão efetiva de confinamento (amostras reconstituída e
indeformada)
100
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
0 200 400 600 800 1000 120
0
p' (kPa)
1.0
1.2
1.4
1.6
1.8
2.0
Índice de vazios
amostra reconstituída
amostra indeformada
Figura 4.19: Ensaios de compressão isotrópica: curvas índice de vazios x tensão
efetiva de confinamento (amostras reconstituída e indeformada)
101
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
5. DISCUSSÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS
5.1 COMPRESSIBILIDADE
A Figura 5.1 apresenta a curva e x log σ’
v
obtida através do ensaio edométrico para o solo na
condição reconstituída, juntamente com a curva obtida por Rigo (2005) para o solo na
condição indeformada. Estas mesmas curvas são apresentadas na Figura 5.2, com σ’
v
em
escala linear. Ao comparar o comportamento do solo nestas duas condições, pode-se perceber
que o solo indeformado apresenta um comportamento mais rígido até tensões verticais
efetivas próximas a 350 kPa, que segundo Rigo (2005) é o valor de sua tensão de
plastificação. Uma vez ultrapassado este valor de tensão de plastificação, sua
compressibilidade aumenta significativamente. Já o solo na condição reconstituída apresenta
uma compressibilidade inicial maior, porém sua variação é menor dentro do intervalo de
tensões verticais investigado. Comprovando a definição proposta por Leroueil & Vaughan
(1990), o solo na condição indeformada consegue sustentar índices de vazios maiores que o
mesmo solo reconstituído para os mesmos níveis de tensão efetiva. Desse modo, o solo
indeformado atinge uma região impossível de ser atingida quando o mesmo se encontra
desestruturado. Este comportamento evidencia o caráter estruturado deste solo, já que após a
plastificação da estrutura sua compressibilidade é superior à apresentada pelo mesmo solo
reconstituído, resultando na convergência entre as curvas de compressão do solo indeformado
e reconstituído. Na Tabela 5.1 são apresentados os índices de compressão (C
c
) e
descompressão (C
d
) para o solo de Teutônia na condição reconstituída e indeformada. Ao
comparar os valores obtidos, observa-se que o índice de compressão do solo indeformado é
maior que o do solo reconstituído, confirmando a análise descrita por Leroueil & Hight
(2002). Isto ocorre, porque para o trecho da curva em que foi calculado C
c
a tensão de
plastificação da estrutura do solo já havia sido ultrapassada, tornando-se o solo indeformado
mais compressível que o mesmo na condição reconstituída. O índice de descompressão C
d
apresentado pelo solo reconstituído é levemente maior que o apresentado pelo solo
indeformado, sendo a relação entre o índice de descompressão da amostra reconstituída e o da
amostra indeformada (C
d
*/C
d
) (swell sensitive) igual a 1,11. Segundo Cotecchia & Chandler
102
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
(1997), quando a tensão de plastificação é ultrapassada, este valor reduz-se e tende a se
aproximar da unidade para altas tensões. Isto demonstra que neste caso, como o
descarregamento foi realizado bem acima da tensão de plastificação da estrutura do solo, já
havia ocorrido a quebra desta estrutura, fazendo com que o solo indeformado tivesse um
comportamento próximo ao do solo reconstituído.
Tabela 5.1: Índices de compressão e descompressão do solo de Teutônia (ensaios
edométricos)
Amostra C
c
C
d
Reconstituída 0,425 0,070
Indeformada (Rigo, 2005)
0,923 0,063
As curvas e x log p’ e e x p’ obtidas através de ensaios de compressão isotrópica para o solo
de Teutônia são apresentadas nas Figuras 5.3 e 5.4, respectivamente. Para fins de comparação
são apresentados resultados com o solo na condição reconstituída e na condição indeformada.
Para o solo na condição indeformada, além do resultado apresentado por Rigo (2005) é
apresentado o resultado do ensaio realizado nesta dissertação, em que se atingiu níveis mais
altos de tensão efetiva. Para os dois ensaios realizados com o solo indeformado a tensão de
plastificação da estrutura foi próxima de 350 kPa. O comportamento é semelhante ao
apresentado nos ensaios edométricos, com o solo reconstituído apresentando uma maior
compressibilidade inicial. O solo indeformado apresenta uma tensão de plastificação da
estrutura de 300 kPa, a partir da qual sua compressibilidade ultrapassa a do solo na condição
reconstituída. A tendência suave de convergência entre as curvas aparece para níveis mais
elevados de tensões efetivas. Novamente percebe-se o caráter estruturado do solo através da
comparação entre o comportamento do solo na condição reconstituída e indeformada.
No gráfico de volume específico v versus logaritmo da tensão efetiva média p’ (Figura 5.5) é
apresentada uma tentativa de definição da linha de compressão normal (NCL) do solo. A
partir da extrapolação dos pontos da curva de compressão isotrópica do solo reconstituído
foram determinados os parâmetros N e λ da NCL do solo, conforme apresentado no gráfico.
103
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
1 10 100 1000 1000
0
tensão vertical efetiva (kPa)
0.6
0.8
1.0
1.2
1.4
1.6
1.8
2.0
índice de vazios
amostra reconstituída
amostra indeformada (Rigo, 2005)
Figura 5.1: Ensaios edométricos: curvas de variação de índice de vazios com log
σ’
v
, para o solo de Teutônia nas condições reconstituída e indeformada
0 200 400 600 800 1000 1200 1400 160
0
tensão vertical efetiva (kPa)
0.6
0.8
1.0
1.2
1.4
1.6
1.8
2.0
índice de vazios
amostra reconstituída
amostra indeformada (Rigo, 2005)
Figura 5.2: Ensaios edométricos: curvas de variação de índice de vazios com σ’
v
,
para o solo de Teutônia nas condições reconstituída e indeformada
104
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
1 10 100 1000 1000
0
p
'
(
k
P
a
)
1.0
1.2
1.4
1.6
1.8
2.0
Índice de vazios
amostra reconstituída
amostra indeformada
amostra indeformada (Rigo, 2005)
Figura 5.3: Ensaios de compressão isotrópica: curvas de variação de índice de vazios
com log p', para o solo de Teutônia nas condições reconstituída e indeformada
0 200 400 600 800 1000 120
0
p
'
(
k
P
a
)
1.0
1.2
1.4
1.6
1.8
2.0
Índice de vazios
amostra reconstituída
amostra indeformada
amostra indeformada (Rigo, 2005)
Figura 5.4: Ensaios de compressão isotrópica: curvas de variação de índice de
vazios com p’, para o solo de Teutônia nas condições reconstituída e indeformada
105
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
1 10 100 1000 1000
0
p' (kPa)
2.0
2.2
2.4
2.6
2.8
3.0
3.2
3.4
v
= 3,38 - 0,168.log p'
v
Figura 5.5: Proposta de NCL para o solo de Teutônia reconstituído
Para analisar se o comportamento em compressão do solo reconstituído obedece a linha de
compressão normal (NCL) proposta através do ensaio de compressão isotrópica, foram
utilizados os resultados obtidos na fase de adensamento isotrópico dos ensaios de compressão
triaxial nas diversas tensões confinantes. Na figura 5.6 estão plotados os pontos experimentais
obtidos dos vários ensaios triaxiais, fase de adensamento. Na mesma figura estão plotados os
pontos experimentais obtidos do ensaio isotrópico e a linha ajustada a estes pontos (ver Figura
5.5). Devido às características de preparação das amostras reconstituídas (ver capítulo 3),
mesmo o índice de vazios inicial sendo bem conhecido (controle da umidade), a tensão efetiva
inicial, função da poropressão negativa, poderia variar levemente. Assim, foi assumido que
todos os corpos de prova possuíam uma tensão efetiva inicial de 20 kPa, para plotar a Figura
5.6. Na fase de saturação dos corpos de prova reconstituídos, o primeiro estágio de aplicação
de contrapressão, com uma tensão confinante efetiva de 30 kPa, gerava um adensamento
inicial nas amostras. Este estágio está mostrado na Figura 5.6 através das linhas tracejadas.
Como se pode perceber, a compressibilidade durante esta fase é bastante acentuada e não está
associada com a apresentada posteriormente na fase de adensamento. Isto pode estar
relacionado a algum erro nas medições de variação volumétrica, que devido à presença de ar
nos corpos de prova ainda não saturados, levou a valores de medição maiores que os reais
106
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
e/ou ao valor atribuído à tensão efetiva inicial. No entanto, durante a fase de adensamento
observa-se que a tendência dos diversos resultados é um comportamento similar de
compressão, embora os corpos de prova tenham índices de vazios diferentes e não coincidam
com a curva de compressão isotrópica determinada, nem apresentem tendência de
convergência com a mesma, conforme seria esperado segundo a Teoria do Estado Crítico.
10 100 100
0
p
'
(
k
P
a
)
1.0
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
2.1
2.2
Índice de vazios
30 kPa
50 kPa
100 kPa
200 kPa
300 kPa
400 kPa
comp. isotrópica
linha de comp. isotrópica
Figura 5.6: Variação de índice de vazios com p’ no ensaio de compressão
isotrópica e na fase de adensamento dos ensaios triaxiais no solo de Teutônia
reconstituído
Uma alternativa de análise dos dados é apresentada na Figura 5.7, onde a variação relativa do
índice de vazios (e/e
o
) é plotada contra log p’. Como pode-se observar, a tendência dos 6
ensaios é de apresentar uma variação bastante semelhante à NCL determinada na Figura 5.5.
É importante ressaltar que o valor de λ pode ser considerado único, mas o índice de vazios
inicial ainda mantém influência nos resultados (Figura 5.6).
107
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
10 100 100
0
p
'
(
k
P
a
)
0.5
0.6
0.7
0.8
0.9
1.0
1.1
1.2
(e/eo)
30 kPa
50 kPa
100 kPa
200 kPa
300 kPa
400 kPa
comp. isotrópica
linha de comp. isotrópica
Figura 5.7: Variação de índice de vazios normalizado em relação a e
o
com p’- fase
de adensamento dos ensaios triaxiais no solo reconstituído
Outra alternativa de plotagem sugere o ajuste do índice de vazios dos corpos de provas
utilizados nos ensaios triaxiais, em relação ao índice de vazios correspondente à tensão média
efetiva inicial (p’=20 kPa) na curva de compressão isotrópica (Figura 5.8). É importante notar
que neste tipo de plotagem os resultados dos ensaios são apenas transladados no eixo que
representa o índice de vazios dos corpos de prova para que o efeito dos diferentes índices de
vazios iniciais seja eliminado. Observando os pontos obtidos no final da fase de adensamento
dos ensaios triaxiais com o índice de vazios ajustado, é aceitável sugerir uma linha de
compressão única representando a compressão isotrópica do solo. Portanto, o comportamento
do solo em compressão é semelhante nos diferentes ensaios e independe do índice de vazios
inicial, o qual foi afetado pelo processo de remoldagem que pode não ter obtido uma completa
desagregação das partículas e pela variabilidade inerente ao processo de remoldagem. Os
resultados indicam que a matriz desestruturada comanda a compressibilidade mesmo a
diferentes índices de vazios.
108
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
10 100 100
0
p
'
(
k
P
a
)
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
Índice de vazios ajustado
30 kPa
50 kPa
100 kPa
200 kPa
300 kPa
400 kPa
comp. isotrópica
linha de comp. isotrópica
Figura 5.8: Variação de índice de vazios ajustado em relação à curva de compressão
isotrópica com p’ - fase de adensamento dos ensaios triaxiais no solo reconstituído
Na Figura 5.9 são apresentadas no plano v versus log p’ os pontos obtidos no ensaio de
compressão isotrópica com o solo reconstituído juntamente com os pontos obtidos no final da
fase de adensamento dos ensaios triaxiais com v ajustado. Com o uso desta alternativa de
plotagem em que se tentou eliminar o efeito do índice de vazios inicial do solo, foi possível a
obtenção de uma linha de compressão normal (NCL) para o solo reconstituído bastante
semelhante à NCL definida somente para o ensaio de compressão isotrópica. A NCL definida
a partir dos resultados dos ensaios triaxiais e do ensaio de compressão isotrópica e seus
parâmetros N e λ estão apresentados na Figura 5.9.
Com o solo indeformado também foi atribuída uma tensão média efetiva p’ para todos os
corpos de prova. A tensão média efetiva utilizada foi de 30 kPa e com o índice de vazios
inicial de cada corpo de prova foi obtido o ponto inicial de cada curva. O ponto final de cada
curva foi dado pela tensão média efetiva no final da fase de adensamento de cada ensaio,
juntamente com o índice de vazios calculado através da variação volumétrica durante o
adensamento (Figura 5.10). Novamente não eram conhecidos os pontos intermediários das
curvas e apenas dois pontos foram plotados na construção das curvas. Como o solo era
indeformado, o comportamento das curvas, principalmente nos 2 ensaios com tensão
109
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
confinante efetiva de 800 e 1200 kPa, não pôde ser bem representado apenas por dois pontos.
Observando-se o gráfico em que o índice de vazios do solo foi ajustado em relação ao índice
de vazios inicial do corpo de prova com que foi realizado o ensaio de compressão isotrópica
(Figura 5.11), percebe-se claramente que para os ensaios com tensão confinante efetiva de até
200 kPa o comportamento é rígido e as curvas são praticamente paralelas entre si. Para
tensões confinantes efetivas entre 200 e 400 kPa o solo ainda mantém a rigidez, mas o
aumento da compressibilidade pode ser notado através do aumento das inclinações das curvas.
Já para os ensaios em que foram utilizadas altas tensões de confinamento (800 e 1200 kPa), o
comportamento não pode ser representado por uma reta. Isto se deve a falta de dados
intermediários durante o adensamento, já que o comportamento real apresentado pelo solo
deveria manter a rigidez inicial para tensões menores e passar por uma transição em tensões
intermediárias onde ocorreria a plastificação da estrutura do solo e posteriormente o aumento
brusco da compressibilidade, atingindo assim valores de índices de vazios tão baixos.
Na Figura 5.12 foram plotados os pontos que representam os índices de vazios ajustados, ao
final da fase de adensamento, dos ensaios de compressão triaxial no solo reconstituído e no
solo indeformado. Para o solo reconstituído foi ajustada uma reta representando a curva de
compressão normal do solo e para o solo indeformado foi ajustada uma curva através dos
pontos obtidos dos ensaios. A observação da Figura 5.12 mostra claramente a diferença entre
os comportamentos apresentados pelo solo indeformado e pelo solo reconstituído. As curvas
obtidas através da aplicação de diferentes tensões efetivas de confinamento durante a fase de
adensamento dos ensaios triaxiais revelam comportamento idêntico ao obtido nos ensaios
edométricos e de compressão isotrópica. O solo indeformado apresenta índices de vazios bem
mais elevados que o solo reconstituído para uma mesma tensão média efetiva, passando por
uma transição, onde ocorre a plastificação da estrutura, e a partir daí as curvas tendem a
convergir.
110
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
1 10 100 1000 1000
0
p
'
(
k
P
a
)
2.0
2.2
2.4
2.6
2.8
3.0
3.2
3.4
v
= 3,33 - 0,156.log p'
ajus
v
ensaio de compressão isotrópica
ensaios triaxiais
Figura 5.9: Linha de compressão normal (NCL) obtida através dos resultados de
ensaios triaxiais e do ensaio de compressão isotrópica
10 100 1000 1000
0
p
'
(
k
P
a
)
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
Índice de vazios
30 kPa (Rigo, 2005)
50 kPa (Rigo, 2005)
100 kPa (Rigo, 2005)
200 kPa (Rigo, 2005)
300 kPa (Rigo, 2005)
400 kPa (Rigo, 2005)
800 kPa
1200 kPa
Figura 5.10: Variação de índice de vazios com p’ - fase de adensamento dos
ensaios triaxiais no solo de Teutônia indeformado
111
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
10 100 1000 1000
0
p
'
(
k
P
a
)
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
Índice de vazios ajustado
30 kPa (Rigo, 2005)
50 kPa (Rigo, 2005)
100 kPa (Rigo, 2005)
200 kPa (Rigo, 2005)
300 kPa (Rigo, 2005)
400 kPa (Rigo, 2005)
800 kPa
1200 kPa
Figura 5.11: Variação de índice de vazios ajustado com p’ - fase de adensamento
dos ensaios triaxiais no solo indeformado
10 100 1000 1000
0
p
'
(
k
P
a
)
1.0
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
Índice de vazios ajustado
solo indeformado
solo reconstituído
Figura 5.12: Variação do índice de vazios ajustado com p’ na fase de adensamento
dos ensaios triaxiais no solo reconstituído e no solo indeformado
112
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
5.2 COMPORTAMENTO TENSÃO-DEFORMAÇÃO
Ao comparar os resultados de ensaios triaxiais com o solo na condição desestruturada
(amostras reconstituídas) e natural (amostras indeformadas) foi possível compreender alguns
aspectos do comportamento mecânico do solo saprolítico de basalto de Teutônia. No capítulo
anterior as Figuras 4.9 a 4.11 apresentaram as curvas de tensão desvio x deformação axial e
poropressão x deformação axial obtidas através de ensaios triaxiais CIU para o solo na
condição reconstituída. Pôde-se observar que para o solo reconstituído as curvas mantiveram
um padrão de comportamento, onde em geral a tensão desvio atingiu um valor máximo e
permaneceu praticamente constante até o final do ensaio sem a ocorrência de pico de
resistência ao cisalhamento. Houve aumento da rigidez do solo com o aumento da tensão
efetiva de confinamento, enquanto a deformação axial necessária para atingir a tensão desvio
máxima diminuiu. A tensão desvio máxima atingida pelo solo na condição reconstituída foi
de aproximadamente 345 kPa, no ensaio com tensão efetiva de confinamento de 400 kPa.
Para o solo na condição indeformada, os resultados obtidos nesta dissertação foram plotados
juntamente com os resultados obtidos por Rigo (2005). A Figura 5.13 apresenta as curvas de
tensão desvio x deformação axial e deformação volumétrica x deformação axial obtidas
através dos ensaios triaxiais CID realizados no solo indeformado, em um amplo intervalo de
tensões confinantes. O comportamento do solo é dependente do nível de tensão efetiva de
confinamento utilizado em cada ensaio, semelhante ao comportamento observado por
Leroueil & Vaughan (1990) em solos estruturados (Figura 2.11).
Nos ensaios com tensões efetivas de confinamento de 30 e 50 kPa o comportamento do solo é
idêntico ao comportamento descrito por Leroueil & Vaughan (1990) para os ensaios com
baixas tensões de confinamento. As curvas de tensão desvio x deformação axial apresentaram
pico de resistência bem definido seguido de queda de tensão desvio com o aumento das
deformações axiais. A plastificação da estrutura ocorre por cisalhamento, devido aos baixos
níveis de tensão confinante, e coincide com o pico de resistência da curva tensão desvio x
deformação axial. O pico de resistência não coincide com a máxima taxa de expansão
volumétrica, já que estas só são mobilizadas após a quebra da estrutura (plastificação).
Vaughan et al (1988) obtiveram resultados semelhantes com um solo residual artificial e
segundo os autores, a resistência de pico está relacionada a fatores estruturais herdados da
rocha de origem. Quanto às deformações volumétricas, estas foram de compressão até que a
113
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
plastificação da estrutura fosse atingida e logo após surgiram deformações volumétricas de
expansão no solo. Em geral, o solo apresenta comportamento frágil com a plastificação
coincidindo com a ruptura por cisalhamento e a formação do plano de cisalhamento no corpo
de prova.
Para as tensões confinantes efetivas de 100 e 200 kPa, as curvas de tensão desvio x
deformação axial apresentam alta rigidez até ocorrer a plastificação da estrutura; a partir daí
sua rigidez diminui e a tensão desvio continua crescendo até níveis de deformação
consideráveis. Este comportamento foi observado por Leroueil & Vaughan (1990) nos ensaios
em que foram utilizadas altas tensões de confinamento. Nestes ensaios a plastificação ocorre
por compressão durante a fase de cisalhamento, para níveis de tensões inferiores à resistência
máxima atingida durante o ensaio. É possível perceber que a resistência máxima é atingida
para níveis de deformações axiais superiores às deformações relativas à plastificação da
estrutura. No ensaio de 200 kPa não foi atingido pico de resistência nem houve estabilização
da curva para o nível de deformação atingido. As deformações volumétricas foram de
compressão durante todo o ensaio.
Nos ensaios com tensões efetivas de confinamento de 300 e 400 kPa, as curvas de tensão
desvio x deformação axial apresentaram redução de rigidez em relação aos ensaios com
tensões confinantes efetivas menores. Este fato deve-se à plastificação da estrutura por
compressão durante a fase de compressão isotrópica do ensaio, já que a tensão de
plastificação da estrutura é de 350 kPa e as tensões efetivas de confinamento são de 300 e
400 kPa. Nestes ensaios as curvas σ
d
x ε
a
não apresentam nenhum ponto de plastificação e
tendem a crescer até grandes deformações axiais sem que ocorra estabilização da tensão
desvio. As deformações volumétricas foram de compressão nos dois ensaios, não sendo
atingida estabilização no ensaio com σ
c
de 300 kPa. No ensaio com σ
c
de 400 kPa foram
atingidas deformações axiais próximas a 30%. Neste ensaio a tensão desvio máxima foi
atingida com deformações axiais em torno de 21%. Após o pico houve formação do plano de
ruptura no corpo de prova seguido de uma significativa queda de resistência. Neste ensaio
houve estabilização das deformações volumétricas no final do ensaio.
Os ensaios com tensões efetivas de confinamento de 800 e 1200 kPa apresentaram
comportamento bastante peculiar. As curvas de tensão desvio x deformação axial
apresentaram uma rigidez inicial similar aos ensaios com tensões confinantes menores. Essa
114
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
rigidez inicial diminuiu significativamente após uma aparente plastificação e a tensão desvio
continuou crescendo até deformações axiais consideráveis. Nestes ensaios foram utilizadas
tensões de confinamento elevadas, em que a tensão de plastificação isotrópica da estrutura já
havia sido ultrapassada. Entretanto, o solo apresentou uma rigidez inicial, mesmo já tendo
sido submetido a tensões maiores que a de plastificação isotrópica. Este comportamento pode
estar relacionado aos elevados valores de tensões confinantes, que faz com que o solo adquira
uma densidade mais alta por rearranjo e quebra de partículas. Durante o ensaio há um certo
nível de tensões que provoca uma plastificação deste novo arranjo estrutural, levando as
curvas de tensão desvio x deformação axial a um comportamento similar à curva obtida no
ensaio com σ
c
= 400 kPa. É importante notar que à medida que aumentaram as tensões de
confinamento (800 e 1200 kPa) a tensão desvio máxima foi atingida com um nível menor de
deformação axial. No ensaio com σ
c
de 800 kPa a deformação axial necessária para atingir a
tensão desvio máxima foi em torno de 17%, enquanto que no ensaio com σ
c
de 1200 kPa esta
deformação reduziu para cerca de 12%. Novamente este comportamento pode ser explicado
pela maior densidade atingida nos ensaios com maiores tensões confinantes, levando a ruptura
a ocorrer com deformações axiais menores. As deformações volumétricas de compressão
foram praticamente idênticas até a ruptura nestes dois ensaios. A partir daí, aparece uma
tendência de estabilização. A tendência de aumento das deformações volumétricas com as
tensões confinantes obtida nos ensaios com tensões confinantes menores não ocorreu nestes
ensaios. As deformações volumétricas dos ensaios de 800 e 1200 kPa de tensão confinante
efetiva foram inferiores às apresentadas pelo ensaio com σ
c
de 400 kPa.
Após a ocorrência do pico de resistência nos ensaios com tensões efetivas de confinamento de
800 e 1200 kPa houve a formação de um plano de ruptura no corpo de prova seguido da
queda brusca de resistência. Conforme já descrito por Vaughan (1988), esta elevada queda de
resistência deve-se à orientação de partículas, como os argilo-minerais do grupo das
esmectitas e caolinitas, na superfície de cisalhamento. Isto causa uma baixa resistência
residual e gera uma superfície de cisalhamento lisa e polida. A Figura 5.14 mostra estas
características na superfície de ruptura formada pelos corpos de prova.
115
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
1000
1100
1200
1300
Tensão desvio (kPa)
0 5 10 15 20 25 30
Deformação axial (%)
-2
0
2
4
6
8
10
12
14
Def. volumétrica (%)
1200 kPa
800 kPa
400 kPa (Rigo, 2005)
300 kPa (Rigo, 2005)
200 kPa (Rigo, 2005)
100 kPa (Rigo, 2005)
50 kPa (Rigo, 2005)
30 kPa (Rigo, 2005)
1200 kPa
800 kPa
400 kPa (Rigo, 2005)
300 kPa (Rigo, 2005)
200 kPa (Rigo, 2005)
100 kPa (Rigo, 2005)
50 kPa (Rigo, 2005)
30 kPa (Rigo, 2005)
(a)
(b)
Figura 5.13: Ensaios CID: (a) curvas tensão desvio x deformação axial, (b) curvas
deformação volumétrica x deformação axial
116
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Figura 5.14: Superfície de ruptura observada no ensaio triaxial CID com tensão
confinante efetiva de 800 kPa
5.3 TRAJETÓRIAS DE TENSÕES E ENVOLTÓRIAS DE RUPTURA
A Figura 4.12, apresentada no capítulo anterior, mostrou as trajetórias de tensões obtidas nos
ensaios de compressão triaxial não drenados CIU. Estas mesmas trajetórias foram plotadas em
um gráfico t x s’, onde t = (σ
1
– σ
3
)/2 e s’ = (σ’
1
+ σ’
3
)/2, através do qual foi possível a
obtenção da equação da envoltória de resistência ao cisalhamento para o solo de Teutônia
reconstituído e seus parâmetros de resistência ao cisalhamento c’ e φ’ (Figura 5.15). É
importante notar que, como as curvas de tensão desvio não apresentaram pico de resistência,
ocorrendo uma certa estabilização das mesmas, a envoltória de resistência ao cisalhamento de
pico para o solo reconstituído será a mesma para grandes deformações. Devido à condição
reconstituída dos corpos de prova, o ajuste da envoltória de resistência ao cisalhamento foi
muito próximo à origem dos eixos t x s’ (ver Tabela 5.2).
117
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
A envoltória de resistência ao cisalhamento e os parâmetros de resistência do solo
indeformado foram obtidos por Rigo (2005), através de ensaios triaxiais drenados CID
realizados com tensões confinantes efetivas de até 400 kPa .
Na Figura 5.16 estão plotadas as trajetórias dos ensaios triaxiais drenados CID realizados
nesta dissertação juntamente com as trajetórias obtidas por Rigo (2005). Neste mesmo
gráfico, também são apresentadas a envoltória de resistência ao cisalhamento de pico e a
superfície de plastificação calculadas por Rigo (2005) e uma nova envoltória de resistência ao
cisalhamento levando em conta todos os ensaios CID. O ajuste desta envoltória através do
conjunto de ensaios completo com tensões confinantes efetivas de 30 a 1200 kPa levou à
obtenção de uma envoltória curva, conforme mostrado na Figura 5.16.
Através deste gráfico é possível descrever melhor o comportamento tensão-deformação do
solo apresentado na seção anterior. No caso dos ensaios com baixas tensões efetivas de
confinamento (30 e 50 kPa), a superfície de plastificação coincide com a envoltória de ruptura
confirmando que o pico, apresentado nas curvas de tensão desvio x deformação axial,
representa a plastificação da estrutura do solo. Para tensões confinantes efetivas de 100 e
200 kPa, a plastificação da estrutura ocorre antes que seja atingida a tensão desvio máxima
quando as trajetórias atravessam a superfície de plastificação do solo. Nas curvas de tensão
desvio x deformação axial, a plastificação é marcada por uma descontinuidade que diminui a
inclinação das curvas, mas estas continuam crescendo até atingirem seu valor máximo. Os
ensaios com 300 e 400 kPa de tensão efetiva de confinamento situam-se sobre a região em
que ocorre a plastificação da estrutura do solo sob compressão isotrópica. Neste caso, as
curvas de tensão desvio x deformação axial apresentam rigidez significativamente menor que
as curvas obtidas com tensões confinantes inferiores. E finalmente, nos ensaios com altas
tensões confinantes efetivas (800 e 1200 kPa), a plastificação da estrutura do solo ocorre
durante a fase de adensamento, estando as trajetórias totalmente afastadas da superfície de
plastificação.
Para fim de cálculo foi obtida no plano t x s’ (Figura 5.17) uma envoltória de resistência bi-
linear, cujos parâmetros variam de acordo com o nível de tensão normal. Na Tabela 5.2 são
apresentados a equação das envoltórias de resistência ao cisalhamento e os parâmetros de
resistência ao cisalhamento obtidos para o solo de Teutônia nas condições reconstituída e
indeformada.
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
0 100 200 300 400 50
0
s' (kPa)
0
100
200
300
400
500
t (kPa)
pontos m ximos ensaios CIU
trajet rias de ensaios CIU
envolt ria de pico
Figura 5.15: Envoltória de resistência ao cisalhamento para o solo de Teutônia
reconstituído
0 200 400 600 800 1000 1200 1400 160
0
p
'
(
k
P
a
)
0
200
400
600
800
1000
1200
1400
1600
q (kPa)
trajetórias ensaios CID (Rigo, 2005)
trajetórias ensaios CID
pontos máximos ensaios CID
pontos de plastificação (Rigo, 2005)
superfície de plastificação (Rigo, 2005)
envoltória de resistência (Rigo, 2005)
envoltória de resistência curva
Figura 5.16: Envoltórias de resistência ao cisalhamento e superfície de
plastificação para o solo de Teutônia indeformado
119
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
0 200 400 600 800 1000 1200 1400 1600 1800 200
0
s' (kPa)
0
200
400
600
800
1000
1200
1400
1600
1800
2000
t (kPa)
trajetórias ensaios CID
pontos máximos ensaios CID
envoltória bi-linear
envoltória curva
Figura 5.17: Envoltória bi-linear de resistência ao cisalhamento para o solo de
Teutônia indeformado
Tabela 5.2: Equação das envoltórias e parâmetros de resistência ao cisalhamento
do solo de Teutônia
Tipo de Ensaio
Equação da Envoltória
φ’ (º) c’ (kPa)
CIU – amostras reconstituídas
τ = 0,663.σ’
n
+ 6,5
33,5 6,5
CID – amostras indeformadas (Rigo, 2005)
τ = 0,409.σ’
n
+ 42,3
22,3 42,3
σ
c
até 700 kPa
τ = 0,409.σ’
n
+ 42,3
22,3 42,3
CID – amostras indeformadas
σ
c
> 700 kPa τ = 0,278.σ’
n
+ 140,0
15,5 140,0
Na Figura 5.18 estão plotadas as trajetórias de tensões efetivas obtidas para o solo
reconstituído e indeformado, juntamente com as respectivas envoltórias de resistência ao
cisalhamento e a superfície de plastificação da estrutura do solo indeformado. Através deste
gráfico pode-se entender o comportamento do solo de Teutônia reconstituído e indeformado,
sob os aspectos discutidos nesta seção e na anterior. O solo de Teutônia na condição
indeformada possui uma estrutura herdada da rocha de origem, típica de solos residuais, que é
120
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
responsável pelo seu comportamento dependente do nível de tensão confinante. O conceito de
plastificação aplicado na interpretação do comportamento do solo está claramente ilustrado
através da superfície de plastificação definida no gráfico. No caso do solo reconstituído, em
que a estrutura do solo foi destruída, não se aplica o conceito de plastificação, mas sim de
estado último. Pode-se dizer que o solo reconstituído atinge o estado crítico, já que ocorre
praticamente a estabilização das poropressões e das tensões desvio nos ensaios não drenados.
Desse modo, ao invés de superfície de plastificação, o solo apresenta uma superfície de estado
limite, que possui caráter cinemático, ou seja, à medida que as tensões confinantes aumentam
esta superfície sofre um alargamento. Quanto à resistência ao cisalhamento, inicialmente o
solo indeformado sofre forte influência da estrutura que é representado por um alto valor da
parcela de coesão na equação de sua envoltória. Entretanto, no solo reconstituído como a
estrutura inicial foi destruída, as trajetórias definem uma envoltória de resistência que
praticamente não apresenta intercepto coesivo. O solo reconstituído possuí ângulo de atrito
interno (φ’) maior que o solo indeformado e as envoltórias de resistência ao cisalhamento do
solo indeformado e reconstituído se cruzam. Isso ocorre porque no solo indeformado quando
as tensões confinantes são baixas a plastificação da estrutura ocorre durante a fase de
cisalhamento do corpo de prova, em alguns casos (σ
c
= 30 e 50 kPa) até mesmo coincidindo
com a sua ruptura. À medida que as tensões confinantes aumentam, a plastificação da
estrutura ocorre durante a fase de adensamento e o solo perde sua rigidez inicial. Além disto,
há uma diminuição na resistência ao cisalhamento do solo que é representada pelo aspecto
curvo de sua envoltória de resistência ao cisalhamento.
121
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
0 200 400 600 800 1000 1200 1400 1600
p
'
(
k
P
a
)
0
200
400
600
800
1000
1200
1400
1600
q (kPa)
trajetórias ensaios CIU
trajetórias ensaios CID
pontos máximos ensaios CIU
pontos máximos ensaios CID
pontos de plastificação
superfície de plastificação
envoltória de resistência - solo reconstituído
envoltória de resistência - solo indeformado
Figura 5.18: Envoltórias de resistência ao cisalhamento para o solo de Teutônia
reconstituído e indeformado
5.4 DISCUSSÃO GERAL DOS RESULTADOS E PROPOSTA DE UMA CSL
O comportamento apresentado pelo solo de Teutônia durante a fase de cisalhamento em
ensaios triaxiais foi explicado na seção anterior, levando-se em conta a variação da tensão
desvio com a tensão média efetiva p’. Nesta seção o comportamento do solo de Teutônia
durante a fase de cisalhamento será avaliado com base na variação do índice de vazios com a
tensão média efetiva.
Para o solo reconstituído foram realizados ensaios de compressão triaxial não drenados. Neste
caso não ocorreu variação de índice de vazios durante a fase de cisalhamento. A Figura 5.19
apresenta as curvas de e x p’ obtidas através dos ensaios de compressão triaxial não drenados
no solo reconstituído, onde se tem a variação do índice de vazios com p’ durante todo o
ensaio, desde a fase de adensamento até a fase final de cisalhamento.
122
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
Devido à diferença nos índices de vazios iniciais dos corpos de prova, conforme descrito na
seção 5.1, em que a determinação da NCL só foi possível através de um ajuste dos índices de
vazios, a proposta de uma linha de estado crítico para o solo reconstituído também foi baseada
no ajuste do índice de vazios inicial dos corpos de prova. Na Figura 5.20 os pontos
experimentais foram ajustados em relação ao índice de vazios inicial obtido da curva de
compressão isotrópica. A variação da tensão média efetiva p’ nos ensaios não drenados foi
relativamente pequena e pode ser percebida através da Figura 5.21 em que os pontos cinzas
sobre as curvas representam o início da fase de cisalhamento e a condição de estado última
dos ensaios (final do ensaio). Através da observação da forma das trajetórias de tensões dos
ensaios não drenados apresentada na Figura 4.12, a variação de p’ fica clara, mostrando que,
mesmo que as amostras tenham sido reconstituídas, estas ainda não apresentam
comportamento típico de solos normalmente adensados.
No espaço v
ajustado
x p’ foi obtida a linha que representa o estado último do solo reconstituído
(linha de estado crítico CSL), cujos parâmetros Γ e λ, são 3,31 e 0,160, respectivamente. No
espaço q x p’ a CSL obtida para o solo reconstituído possui M = 1,360, que representa um
ângulo de atrito de estado crítico φ’
cv
de 33,66º. Na Figura 5.22 (espaço e
ajustado
x p’) pode-se
observar que a linha de estado crítico e a curva de compressão normal do solo reconstituído
são paralelas e muito próximas, estando a linha de estado crítico abaixo da linha de
compressão normal.
A variação do índice de vazios com a tensão média efetiva durante a fase de cisalhamento dos
corpos de prova indeformados é apresentada na Figura 5.23. Conforme já descrito
anteriormente, para eliminar a diferença no índice de vazios inicial do corpo de prova
utilizado em cada ensaio, as curvas são apresentadas na Figura 5.24 com o índice de vazios
ajustado. É importante notar que foram considerados somente os resultados dos ensaios até a
formação de pico nas curvas tensão–deformação, visto que, após formado o plano de ruptura
do corpo de prova, os erros na variação volumétrica medida são consideráveis.
Através destes resultados percebe-se que nos ensaios com tensões confinantes efetivas baixas
(30 e 50 kPa) o índice de vazios praticamente não sofre variação, tanto na fase de
adensamento como na fase de cisalhamento.
Para tensões confinantes efetivas entre 100 e 400 kPa a diminuição do índice de vazios
durante as fases de adensamento e cisalhamento sofre um aumento gradativo com o aumento
123
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
da tensão confinante efetiva. Entretanto, a diminuição no índice de vazios durante a fase de
cisalhamento é maior que durante a fase de adensamento, tornando-se máxima no ensaio de
400 kPa de tensão efetiva.
Embora não se tenha dados suficientes para reproduzir a forma real da curva de variação
volumétrica do solo durante a fase de adensamento do solo indeformado, nos ensaios em que
foram utilizadas tensões confinantes efetivas de 800 e 1200 kPa, sabe-se que o índice de
vazios sofreu uma grande diminuição durante a fase de adensamento. Durante a fase de
cisalhamento, a diminuição do índice de vazios é menor que durante a fase de adensamento,
tendendo a diminuir com o aumento da tensão confinante. Desse modo, a diminuição do
índice de vazios, durante a fase de cisalhamento nestes ensaios, é menor que nos ensaios com
tensões efetivas de 300 e 400 kPa.
A observação destas curvas confirma o comportamento de compressão apresentado pelo solo
de Teutônia, descrito na seção 5.2. Nas curvas de deformação volumétrica versus deformação
axial que representam a fase de cisalhamento do solo, este apresentou comportamento de
compressão (até atingir o pico) para todos os níveis de tensão, o qual é indicado pela
diminuição do índice de vazios. Nos ensaios com tensões confinantes efetivas de 300 e
400 kPa, o solo comprimiu mais que nos ensaios com 800 e 1200 kPa, confirmando a menor
diminuição do índice de vazios, durante a fase de cisalhamento, nos ensaios com altas tensões
confinantes.
A Figura 5.25 apresenta o conjunto completo de curvas de variação do índice de vazios com a
tensão média efetiva para o solo de Teutônia. Neste gráfico são mostradas as curvas que
representam o solo indeformado e reconstituído durante os ensaios de compressão triaxial
drenados e não drenados, respectivamente. Na Figura 5.26 estas curvas estão plotadas com os
índices de vazios ajustados, juntamente com as linhas de compressão normal e de estado
crítico do solo reconstituído. Os dados dos ensaios CID com o solo indeformado nas tensões
confinantes efetivas de 800 e 1200 kPa estão apresentados até o final do ensaio. Observa-se
uma notável coincidência entre a CSL definida pelos ensaios CIU em solo reconstituído com
a tendência de estabilização dos ensaios CID realizados com o solo indeformado. Neste caso,
pode-se dizer que existe uma linha única CSL para os dois tipos de amostras. A Figura 5.26
também enfatiza a modificação gradual da estrutura do solo indeformado, quando ensaiado de
forma drenada com tensões entre 400 e 1200 kPa.
124
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
10 100 100
0
p' (kPa)
1.0
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
Índice de vazios
30 kPa
50 kPa
100 kPa
200 kPa
300 kPa
400 kPa
Figura 5.19: Variação de índice de vazios com p’ em ensaios triaxiais CIU no solo
de Teutônia reconstituído
10 100 100
0
p' (kPa)
1.0
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
Índice de vazios ajustado
30 kPa
50 kPa
100 kPa
200 kPa
300 kPa
400 kPa
Figura 5.20: Variação de índice de vazios ajustado com p’ em ensaios triaxiais
CIU no solo de Teutônia reconstituído
125
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Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
10 100 100
0
p
'
(
k
P
a
)
1.0
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
Índice de vazios ajustado
30 kPa
50 kPa
100 kPa
200 kPa
300 kPa
400 kPa
início cisalhamento
estado crítico
Figura 5.21: Variação de e
ajustado
com p’ em ensaios triaxiais CIU no solo de Teutônia
reconstituído, com os pontos de início da fase de cisalhamento e de estado crítico
10 100 100
0
p
'
(
k
P
a
)
1.0
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
Índice de vazios ajustado
30 kPa
50 kPa
100 kPa
200 kPa
300 kPa
400 kPa
compressão isotrópica
estado crítico
linha de compressão normal
linha de estado crítico
Figura 5.22: Variação de e
ajustado
com p’ em ensaios triaxiais CIU no solo de
Teutônia reconstituído, com as linhas de compressão isotrópica e de estado crítico
126
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
10 100 1000 1000
0
p
'
(
k
P
a
)
1.0
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
Índice de vazios
30 kPa (Rigo, 2005)
50 kPa (Rigo, 2005)
100 kPa (Rigo, 2005)
200 kPa (Rigo, 2005)
300 kPa (Rigo, 2005)
400 kPa (Rigo, 2005)
800 kPa
1200 kPa
Figura 5.23: Variação de índice de vazios com p’ em ensaios triaxiais CID no solo
de Teutônia indeformado
10 100 1000 1000
0
p
'
(
k
P
a
)
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
Índice de vazios ajustado
30 kPa (Rigo, 2005)
50 kPa (Rigo, 2005)
100 kPa (Rigo, 2005)
200 kPa (Rigo, 2005)
300 kPa (Rigo, 2005)
400 kPa (Rigo, 2005)
800 kPa
1200 kPa
Figura 5.24: Variação de índice de vazios ajustado com p’ em ensaios triaxiais
CID no solo de Teutônia indeformado
127
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS
10 100 1000 1000
0
p' (kPa)
1.0
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
Índice de vazios
30 kPa reconst.
50 kPa reconst.
100 kPa reconst.
200 kPa reconst.
300 kPa reconst.
400 kPa reconst.
30 kPa indef. (Rigo, 2005)
50 kPa indef. (Rigo, 2005)
100 kPa indef. (Rigo, 2005)
200 kPa indef. (Rigo, 2005)
300 kPa indef. (Rigo, 2005)
400 kPa indef. (Rigo, 2005)
800 kPa indef.
1200 kPa indef.
estado crítico
Figura 5.25: Variação de índice de vazios com p’ em ensaios triaxiais CIU e CID
no solo de Teutônia reconstituído e indeformado
128
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
10 100 1000 1000
0
p
'
(
k
P
a
)
1.1
1.2
1.3
1.4
1.5
1.6
1.7
1.8
1.9
2.0
Índice de vazios ajustado
30 kPa reconst.
50 kPa reconst.
100 kPa reconst.
200 kPa reconst.
300 kPa reconst.
400 kPa reconst.
30 kPa indef. (Rigo, 2005)
50 kPa indef. (Rigo, 2005)
100 kPa indef. (Rigo, 2005)
200 kPa indef. (Rigo, 2005)
300 kPa indef. (Rigo, 2005)
400 kPa indef. (Rigo, 2005)
800 kPa indef.
1200 kPa indef.
estado crítico
linha de estado crítico
comp. isotrópica
linha de compressão normal
Curve 115
Curve 116
Curve 117
Curve 118
Curve 119
Curve 120
Figura 5.26: Variação de e
ajustado
com p’ em ensaios triaxiais CIU e CID no solo
de Teutônia reconstituído e indeformado, com as linhas de compressão isotrópica
e de estado crítico
129
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
6. CONCLUSÕES E SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS
Nesta dissertação foi realizado um estudo experimental do comportamento mecânico do solo
saprolítico de basalto da Região de Teutônia, RS. Visando analisar a presença de estrutura
neste solo, foi realizado um programa experimental envolvendo ensaios edométricos, ensaios
de compressão isotrópica e ensaios de compressão triaxial. As principais conclusões extraídas
desta dissertação e algumas sugestões para futuros trabalhos são descritas a seguir.
6.1 CONCLUSÕES
1. As curvas de compressão obtidas para o solo saprolitico de basalto de Teutônia
reconstituído e indeformado nos ensaios edométricos e de compressão isotrópica mostraram a
presença de estrutura e sua influência no comportamento do mesmo.
2. Sob compressão confinada e isotrópica o solo indeformado apresentou comportamento bem
mais rígido que o solo reconstituído, que teve uma compressibilidade maior e constante
durante todo o ensaio. Para um mesmo valor de tensão, o solo indeformado apresentou índices
de vazios bem maiores que o mesmo solo reconstituído.
3. Com o aumento das tensões (σ’
v
ou p’) houve modificação no comportamento do solo
indeformado causado pela plastificação de sua estrutura para uma tensão efetiva em torno de
350 kPa. A partir daí sua compressibilidade aumentou significativamente e sua curva de
compressão convergiu para a curva de compressão do solo reconstituído.
4. O mesmo comportamento foi observado através da variação do índice de vazios com p’
durante a fase de adensamento isotrópico dos ensaios de compressão triaxial em diversos
níveis de tensão confinante (Figura 5.12).
5. Os resultados dos ensaios de compressão isotrópica e de compressão triaxial, durante a fase
de adensamento, com o solo reconstituído plotados no espaço volume específico ajustado
versus logaritmo de p’ permitiram a definição de uma linha de compressão normal (NCL)
para o solo reconstituído (Figura 5.9), cujos parâmetros são: N = 3,33 e λ = 0,156.
130
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Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
6. As curvas tensão-deformação obtidas nos ensaios de compressão triaxial não drenados CIU
com o solo reconstituído apresentaram um padrão similar de comportamento. Em todos os
ensaios a tensão desvio cresceu rapidamente até próximo ao seu valor máximo, permanecendo
praticamente constante até o final do ensaio, não apresentando um pico de resistência
definido. Em todos os ensaios foi observado um acréscimo de poropressões positivas. A
rigidez do solo e a poropressão máxima aumentaram com o aumento da tensão confinante
efetiva.
7. Nos ensaios de compressão triaxial drenados CID com o solo indeformado realizados por
Rigo (2005), as curvas tensão-deformação obtidas apresentaram comportamento dependente
do nível da tensão confinante efetiva. Para baixos níveis de tensão (σ’
c
de 30 e 50 kPa) as
curvas tensão desvio x deformação axial apresentaram uma rigidez inicial e pico de
resistência bem definidos, seguido de queda da tensão desvio com o aumento das
deformações axiais. Ocorreram pequenas deformações volumétricas de compressão com
surgimento de deformações de expansão após a formação do pico.
8. Para tensões confinantes intermediárias (σ’
c
de 100 e 200 kPa) as curvas tensão desvio x
deformação axial apresentaram uma considerável rigidez inicial, porém esta diminuiu
significativamente antes que a tensão desvio atingisse seu valor máximo. As deformações
volumétricas foram de compressão em todo o ensaio.
9. Os ensaios com tensões confinantes de 300 e 400 kPa mostraram uma elevada redução da
rigidez inicial nas curvas tensão desvio x deformação axial. A tensão desvio continuou
aumentando até níveis de deformação bastante elevados, sendo que no ensaio com σ’
c
de 400
kPa, a tensão desvio máxima foi atingida com uma deformação em torno de 21%, seguida
pela formação de plano de ruptura no corpo de prova com uma significativa queda de
resistência.
10. Nos ensaios com tensões confinantes de 800 e 1200 kPa, as curvas tensão desvio x
deformação axial apresentaram uma maior rigidez inicial seguida por uma diminuição brusca
para uma tensão desvio entre 250 e 300 kPa. A partir daí, a tensão desvio continuou
aumentando até a ruptura, onde se desenvolveu um plano de ruptura no corpo de prova.
11. O comportamento tensão-deformação apresentado pelo solo indeformado para tensões
confinantes de até 400 kPa está relacionado à plastificação da sua estrutura. Nos ensaios com
131
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
tensões de confinamento de 30 e 50 kPa a plastificação da estrutura do solo coincidiu com a
sua ruptura (pico da curva σ
d
x ε
a
), enquanto que para tensões de 100 e 200 kPa a
plastificação ocorreu antes que a tensão desvio máxima fosse atingida, causando
descontinuidade na inclinação das curvas. Já os ensaios com tensões confinantes de 300 e 400
kPa situaram-se na região em que a plastificação da estrutura já ocorreu (pelo menos
parcialmente) durante a fase de adensamento, e portanto, as curvas σ
d
x ε
a
apresentaram
rigidez bem inferior aos demais ensaios.
12. Nos ensaios com tensões confinantes de 800 e 1200 kPa, embora a plastificação da
estrutura do solo tenha ocorrido durante a fase de adensamento isotrópico, a rigidez inicial
apresentada nas curvas σ
d
x ε
a
indica ter havido um rearranjo de partículas causado pelo
aumento de sua densidade, devido aos altos valores de tensão confinante aplicados no solo.
13. Foi observada uma queda brusca de resistência ao cisalhamento do solo após deformações
axiais significativas nos ensaios de 400, 800 e 1200 kPa. Nestes ensaios houve a formação de
um plano de ruptura bem definido no corpo de prova, que foi seguido pela queda de
resistência. Este comportamento está relacionado com a orientação de partículas de argila no
plano de ruptura, a qual gerou uma superfície de cisalhamento lisa e polida levando a
resistência residual.
14. O solo saprolítico de basalto de Teutônia indeformado apresenta uma estrutura herdada da
rocha mãe, a qual é responsável pelo seu comportamento dependente do nível de tensão
confinante. No entanto, este mesmo solo reconstituído tem sua estrutura inicial destruída e o
conceito de plastificação não se aplica ao seu comportamento, obedecendo aos critérios de
estado último, já que as curvas tensão-deformação mostraram tendência de estabilização.
15. Para tensões confinantes menores que 200 kPa a resistência ao cisalhamento do solo
indeformado sofre forte influência da estrutura, apresentando um alto valor na parcela de
coesão (c’ = 42,3 kPa) na equação de sua envoltória. Porém, à medida que as tensões
confinantes aumentam, o solo apresenta uma queda na rigidez inicial e modificação das
curvas tensão-deformação. Este comportamento foi representado por uma envoltória de
resistência ao cisalhamento curva ou bi-linear.
16. No solo reconstituído a envoltória de resistência ao cisalhamento praticamente não
apresentou intercepto coesivo e sua resistência ao cisalhamento foi inicialmente menor que a
132
__________________________________________________________________________________________
Aline Pereira Denardin. Porto Alegre: PPGEC / UFRGS, 2005.
do solo indeformado. No entanto, o solo reconstituído apresentou uma envoltória de
resistência reta cujo ângulo de atrito interno (φ’) foi maior que o do solo indeformado, sendo
que para um valor de p’ em torno de 150 kPa as envoltórias se interceptam.
17. A análise da variação do índice de vazios ajustado do solo com a tensão média efetiva (p’)
dos ensaios triaxiais possibilitou o estabelecimento de uma linha de estado crítico (CSL) para
o solo reconstituído. No espaço volume específico ajustado versus logaritmo de p’ foram
obtidos os parâmetros (Γ = 3,31 e λ = 0,160) da CSL, sendo esta paralela e muito próxima à
NCL definida para o solo reconstituído. No solo indeformado, esta análise enfatizou a
modificação gradual da estrutura do solo nos ensaios drenados comσ’
c
de 400 a 1200 kPa e
uma tendência de convergência da estabilização destes ensaios com a CSL definida para o
solo reconstituído.
6.2 SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS
1. Realização de ensaios triaxiais CIU e CID em solo reconstituído com níveis de tensões
efetivas confinantes acima de 400 kPa.
2. Estudo do efeito da reconstituição do solo utilizando várias técnicas de remoldagem, com o
propósito de verificar sua influência no comportamento de compressão (NCL).
3. Análise do arranjo dos grãos e de uma possível modificação na textura devido à quebra de
grãos dos corpos de prova reconstituídos e indeformados, através de microscopia eletrônica.
133
__________________________________________________________________________________________
Estudo do comportamento mecânico de um solo saprolítico de basalto de Teutônia, RS.
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