MINISTÉRIO DA DEFESA EXÉRCITO BRASILEIRO …transportes.ime.eb.br/DISSERTAÇÕES/2016 LÍGIA...

MINISTÉRIO DA DEFESA

EXÉRCITO BRASILEIRO

DEPARTAMENTO DE CIÊNCIA E TECNOLOGIA

INSTITUTO MILITAR DE ENGENHARIA

CURSO DE MESTRADO EM ENGENHARIA DE TRANSPORTES

LÍGIA AZEVEDO BERBERT

AVALIAÇÃO DOS COEFICIENTES DE ADENSAMENTO VERTICAL E

HORIZONTAL DE UM DEPÓSITO DE SOLO MOLE PARA A PREVISÃO DE

RECALQUES EM OBRAS DE INFRAESTRUTURA

Rio de Janeiro

2016


LÍGIA AZEVEDO BERBERT

AVALIAÇÃO DOS COEFICIENTES DE ADENSAMENTO VERTICAL E

HORIZONTAL DE UM DEPÓSITO DE SOLO MOLE PARA A

PREVISÃO DE RECALQUES EM OBRAS DE INFRAESTRUTURA

Dissertação de Mestrado apresentada ao Curso de

Mestrado em Engenharia de Transportes do Instituto

Militar de Engenharia, como requisito parcial para a

obtenção do título de Mestre em Ciências em Engenharia

de Transportes.

Orientadora: Profa. Maria Esther Soares Marques – D.Sc.

Rio de Janeiro

2016

2

c 2016


Praça General Tibúrcio, 80 – Praia Vermelha

Rio de Janeiro – RJ CEP: 22.290-270

Este exemplar é de propriedade do Instituto Militar de Engenharia, que poderá incluí-lo em

base de dados, armazenar em computador, microfilmar ou adotar qualquer forma de

arquivamento.

É permitida a menção, reprodução parcial ou integral e a transmissão entre bibliotecas

deste trabalho, sem modificação de seu texto, em qualquer meio que esteja ou venha a ser

fixado, para pesquisa acadêmica, comentários e citações, desde que sem finalidade comercial e

que seja feita a referência bibliográfica completa.

Os conceitos expressos neste trabalho são de responsabilidade do(s) autor(es) e do(s)

orientador(es).

629.04 Berbert, Lígia Azevedo

B484a Avaliação dos Coeficientes de Adensamento Vertical e Horizontal de um Depósito de Solo Mole

para a Previsão de Recalques em Obras de Infraestrutura / Lígia Azevedo Berbert; orientada por

Maria Esther Soares Marques – Rio de Janeiro: Instituto Militar de Engenharia, 2016.

182p.: il.

Dissertação (mestrado) – Instituto Militar de Engenharia – Rio de Janeiro, 2016.

1. Curso de Engenharia de Transportes – teses e dissertações. 2. Solos moles. 3. Engenharia civil. 4.

Mecânica dos solos. I. Marques, Maria Esther Soares. II. Título. III. Instituto Militar de Engenharia.

4

Dedico este trabalho às minhas avós Ignezita e Elcy (in

memoriam).

5

AGRADECIMENTOS

A Deus e à espiritualidade amiga, por me guiarem em todos os instantes, permitindo

transpor os mais difíceis obstáculos com alegria e paz.

Aos meus pais Sandra e Durval, pelo amor e por estarem sempre presentes. Agradeço

também pela educação e o incentivo aos estudos.

Ao Euler, meu grande amor, pelo carinho e apoio imprescindível que me deu em todos os

momentos durante o mestrado. Obrigada pela paciência e pelas palavras de injeção de ânimo.

À professora Esther, pela dedicação e carinho com que sempre me orientou. Obrigada

pelos ensinamentos e pelo entusiasmo com o que os faz.

A todos meus familiares e amigos, pelos momentos de descontração e pelas mensagens de

apoio, tornando o caminho mais fácil de trilhar. Em especial, Tia Léia, Danyelle Grillo, Camila

Oliveira, Jussara Angelo, Thiago Araújo e Cida Gomes.

Aos colegas e amigos da Prodec, em especial Márcio Gomes, Alvaro Falcão, Fabrício

Cassaro e Mônica Vital, pelo companheirismo e por compreenderem minha ausência, que por

vezes se fez necessária.

Ao engenheiro Hugo Guida, quem eu muito admiro pelo exemplo de profissional e caráter.

Agradeço pelo apoio na realização do mestrado e pelos ensinamentos diários.

Ao amigo e geólogo Francisco Danciger, que soube, sabiamente, transmitir palavras de

conforto nos momentos difíceis, como se adivinhasse minhas aflições. Agradeço também pelas

valiosas referências e dicas.

Aos colegas do IME, especialmente Cassia e Rômulo, pelos adoráveis momentos ao longo

do curso e pelas dúvidas compartilhadas.

Aos colegas da Planave, em especial Leandro Vaz, pelo incentivo a iniciar o mestrado.

À CRO/1, pelo apoio prestado, essencial para realização desta dissertação.

À empresa IQS e aos colaboradores William Braga, Lorena, Wilson, Nilo e Francisco, pela

atenção com que me receberam no campo e no laboratório e pela experiência compartilhada.

À banca examinadora, pelos comentários e contribuição a este trabalho.

À Prodec Consultoria, hoje minha segunda casa, por me permitir realizar o mestrado e por

incentivar o aprendizado contínuo.

Ao Instituto Militar de Engenharia e a todos os professores que contribuíram para meu

aprendizado.

6

“O correr da vida embrulha tudo. A vida é assim:

esquenta e esfria, aperta e daí afrouxa, sossega e depois

desinquieta. O que ela quer da gente é coragem...”

GUIMARÃES ROSA

7

SUMÁRIO

LISTA DE ILUSTRAÇÕES .................................................................................................... 10

LISTA DE TABELAS ............................................................................................................. 13

LISTA DE SÍMBOLOS ........................................................................................................... 14

LISTA DE SIGLAS ................................................................................................................. 16

1 INTRODUÇÃO ................................................................................................... 19

1.1 Considerações Iniciais ........................................................................................... 19

1.2 Objetivos ............................................................................................................... 20

1.3 Justificativa e Motivação ....................................................................................... 21

1.4 Organização da Dissertação .................................................................................. 22

2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA ........................................................................... 24

2.1 Aceleração de Recalques com Drenos Verticais ................................................... 24

2.1.1. Adensamento Unidimensional com Fluxo Tridimensional ................................... 25

2.1.2 Adensamento com Drenagem Puramente Radial .................................................. 27

2.1.3 Considerações Sobre o Amolgamento no Desempenho dos Drenos .................... 30

2.1.4 Efeito da Resistência Hidráulica dos Drenos Verticais ......................................... 32

2.2 Métodos de Obtenção do Coeficiente de Adensamento Horizontal ...................... 33

2.2.1 Ensaios de Campo ................................................................................................. 34

2.2.2 Ensaios de Laboratório .......................................................................................... 36

2.2.3 Análises de Monitoramento de Campo ................................................................. 40

2.3 Considerações Parciais .......................................................................................... 41

3 DESCRIÇÃO DA ÁREA DE ESTUDO ............................................................ 42

3.1 Área de Estudo ...................................................................................................... 42

3.2 Descrição do Meio Físico ...................................................................................... 44

3.2.1 Origem e Formação dos Sedimentos Quaternários ............................................... 46

3.3 Investigações Geotécnicas ..................................................................................... 47

8

4 ENSAIOS DE CAMPO E COLETA DE AMOSTRAS INDEFORMADAS . 49

4.1 Sondagens à Percussão .......................................................................................... 49

4.2 Ensaios de Palheta ................................................................................................. 52

4.2.1 Descrição dos Ensaios ........................................................................................... 55

4.2.2 Resultados dos Ensaios de Palheta ........................................................................ 57

4.3 Coleta de Amostras Indeformadas ........................................................................ 59

4.3.1 Coletas Realizadas ................................................................................................. 61

4.3.2 Tubos Amostradores Utilizados ............................................................................ 62

5 ENSAIOS DE LABORATÓRIO ....................................................................... 65

5.1 Ensaios de Caracterização ..................................................................................... 65

5.1.1 Análise Granulométrica ......................................................................................... 65

5.1.2 Limites de Atterberg .............................................................................................. 67

5.1.3 Massa Específica dos Grãos .................................................................................. 67

5.1.4 Teor de Matéria Orgânica...................................................................................... 68

5.1.5 Resultados dos Ensaios de Caracterização ............................................................ 68

5.2 Ensaios de Adensamento ....................................................................................... 73

5.2.1 Determinação dos Parâmetros de Compressibilidade ........................................... 74

5.2.2 Determinação dos Coeficientes de Adensamento ................................................. 78

5.2.3 Qualidade das Amostras ........................................................................................ 80

5.2.4 Descrição dos Ensaios ........................................................................................... 83

5.2.5 Resultados ............................................................................................................. 88

6 ANÁLISE DOS RESULTADOS ........................................................................ 93

6.1 Resistência ao Cisalhamento Não Drenada ........................................................... 94

6.2 Qualidade das Amostras Indeformadas ................................................................. 95

6.3 Parâmetros de Compressibilidade ......................................................................... 98

6.4 História de Tensões do Depósito ......................................................................... 100

6.5 Coeficientes de Adensamento ............................................................................. 102

6.6 Permeabilidade .................................................................................................... 120

6.7 Análise da Evolução de Recalques a Partir de Diferentes Relações Entre os

Coeficientes de Adensamento Horizontal e Vertical .......................................... 123

9

7 CONCLUSÕES E SUGESTÕES PARA PESQUISAS FUTURAS .............. 125

8 REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ............................................................ 129

9 ANEXOS ............................................................................................................ 137

9.1 Anexo 1: Gráficos de Torque x Rrotação Obtidos dos Ensaios de Palheta ........ 138

9.2 Anexo 2: Curvas de Compressibilidade dos Ensaios Oedométricos ................... 138

9.3 Anexo 3: Curvas de Adensamento ...................................................................... 163

10

LISTA DE ILUSTRAÇÕES

FIG. 2.1 Representação da região intacta e amolgada ao redor de um dreno e dos parâmetros

geométricos de, ds e dw .......................................................................................... 31

FIG. 2.2 Esquema da célula unitária do adensamento radial e da variação do coeficiente de

permeabilidade ao redor do dreno: à esquerda a célula unitária equivalente e à

direita a célula unitária idealizada (modificado de ABUEL-NAGA et al., 2012) 32

FIG. 2.3 Ensaio de adensamento com drenagem radial interna na célula de SHIELDS E

ROWE (1965) (Adapatado de COÊLHO, 1997) ................................................... 37

FIG. 3.1 Localização da área em estudo .............................................................................. 42

FIG. 3.2 Delimitação da área de estudo: Zona 1 e Zona 2 .................................................. 43

FIG. 3.3 Mapa Geoambiental do Rio de Janeiro e marcação das Zonas 1 e 2 (Fonte: CPRM,

2000) ...................................................................................................................... 45

FIG. 3.4 Sub-bacia do Rio Piracão (6) e demarcação da área em estudo (Fonte: IPP, 2004) 46

FIG. 3.5 Ilhas de investigação e exemplo de arranjo de uma ilha ....................................... 48

FIG. 4.1 Execução da sondagem à percussão Z1-SP-62. .................................................... 50

FIG. 4.2 Mapa de isoespessuras das Zonas 1 e 2 ................................................................. 51

FIG. 4.3 Perfil geológico-geotécnico de uma seção da Zona 1 ........................................... 51

FIG. 4.4 Perfis de umidade natural: à esquerda dados da Zona 1 e à direita dados da Zona 2

............................................................................................................................... 52

FIG. 4.5 Execução do ensaio de palheta: colocação do conjunto haste- palheta no furo (a) e

aplicação manual do torque (b). ............................................................................ 56

FIG. 4.6 Dificuldade na mobilização entre furos: veículo atolado ...................................... 56

FIG. 4.7 Perfil de Su natural: (a) resultados da Zona 1 e (b) resultados da Zona 2 ............. 58

FIG. 4.8 Curvas torque x rotação: Z2-EP-14-2,0m ............................................................. 58

FIG. 4.9 Curvas torque x rotação: Z1-EP-27-3,0m ............................................................. 59

FIG. 4.10 Tubo de PVC utilizado nas retiradas de amostras: a) detalhe do bisel na

extremidade externa e b) tubo com amostras, lacrados e identificados ................ 63

FIG. 5.1 Curva granulométrica da amostra Z1-AI-27-7,0m. ............................................... 66

FIG. 5.2 Perfil dos parâmetros de caracterização do solo ................................................... 71

FIG. 5.3 Gráfico de Plasticidade de Casagrande ................................................................. 72

FIG. 5.4 Gráfico e x log σ`v: curva de compressibilidade e identificação dos parâmetros . 75

11

FIG. 5.5 Linha de fim do secundário para OCR=2 e variação do índice de vazios

correspondente ao adensamento secundário (Δesec). ............................................. 77

FIG. 5.6 Interpretação da curva de adensamento pelo método de Casagrande (a) e pelo

método de Taylor (b). ............................................................................................ 79

FIG. 5.7 Efeito do amolgamento nas curvas de compressibilidade e de adensamento

(FERREIRA e COUTINHO, 1988; COUTINHO et al. 1998; adaptado por

ALMEIDA e MARQUES, 2003) .......................................................................... 81

FIG. 5.8 Esquema de moldagem dos corpos de prova na direção horizontal e vertical ...... 84

FIG. 5.9 Armazenamento das amostras. .............................................................................. 85

FIG. 5.10 Marcação dos segmentos de um tubo a serem cortados. ....................................... 85

FIG. 5.11 Procedimentos de moldagem dos corpos de prova: a) redução do atrito entre a

amostra e a parede do tubo; b) retirada da amostra com auxílio de um peso; c)

cravação do anel com a amostra na posição natural; d) retirada do excesso de

material ao redor do anel; e e) acerto final da base e do topo do corpo de prova. 86

FIG. 5.12 Moldagem de um CP vertical: a) corte em meia cana da amostra e b) cravação do

anel na amostra rotacionada 90º de sua posição original ...................................... 87

FIG. 5.13 Acessórios da célula de adensamento (a) e célula montada (b) ............................ 87

FIG. 5.14 Prensa utilizada nos ensaios de adensamento oedométrico. .................................. 88

FIG. 5.15 Comparação dos resultados de cv (ou ch) obtidos pelos métodos de Taylor e de

Casagrande ............................................................................................................ 92

FIG. 6.1 Resultados dos ensaios de palheta: Su da argila indeformada e amolgada da Zona 1

(a) e da Zona 2 (b) e sensibilidade das Zonas 1 e 2 (c) ......................................... 94

FIG. 6.2 Curva de compressibilidade (e x log σ`v) de uma amostra amolgada (Z1-AI-04). 97

FIG. 6.3 Correlação estatística entre o índice de compressão (Cc) e a umidade natural (wn):

argilas da área de estudo (Zonas 1 e 2); argilas do BRT; argilas de Santa Cruz

(CAMPOS, 2006); argilas da Barra da Tijuca e do Recreio dos Bandeirantes

(NASCIMENTO, 2009); argilas brasileiras (SILVA, 2013). ............................... 98

FIG. 6.4 Comparação entre OCR estimado pelo ensaio de palheta e pelo ensaio oedométrico

............................................................................................................................. 101

FIG. 6.5 Curvas de compressibilidade, de deformação específica e de variação dos

coeficientes de adensamento dos CPs da amostra Z1-AI-18-1,5m. .................... 106



12

















FIG. 6.15 Variação com a profundidade dos coeficientes de adensamento horizontal e

vertical, a partir dos ensaios oedométricos .......................................................... 117

FIG. 6.16 Razão ch /cv versus índices de vazios dos solos. .................................................. 119

FIG. 6.17 Relações entre o índice de vazios e o logaritmo da permeabilidade vertical ...... 122

FIG. 6.18 Evolução dos recalques com o tempo ................................................................. 124

13

LISTA DE TABELAS

TAB. 4.1 Classificação das argilas quanto à sensibilidade ................................................... 54

TAB. 4.2 Verticais, profundidades e resultados dos ensaios de palheta ............................... 57

TAB. 4.3 Verticais e profundidades de amostragem ............................................................. 62

TAB. 5.1 Resultados dos ensaios de caracterização ............................................................. 69

TAB. 5.2 Critérios para classificação da qualidade da amostra ............................................ 82

TAB. 5.3 Critério de Coutinho (2007) modificado (Andrade, 2009) .................................... 82

TAB. 5.4 Ensaios de adensamento realizados ....................................................................... 84

TAB. 5.5 Resumo dos parâmetros de compressibilidade dos CPs moldados na horizontal . 89

TAB. 5.6 Coeficientes de adensamento dos CPs moldados na horizontal (cv), para o domínio

normalmente adensado (σ`v = 100 kPa) ................................................................ 91

TAB. 6.1 Avaliação da qualidade das amostras, a partir de ensaios oedométricos .............. 96

TAB. 6.2 Coeficientes de adensamento considerando a mesma tensão efetiva vertical ..... 103

TAB. 6.3 Coeficientes de adensamento considerando o mesmo índice de vazios .............. 116

TAB. 6.4 Valores típicos de coeficiente de permeabilidade k, em m/s .............................. 122

14

LISTA DE SÍMBOLOS

av ‒ módulo de compressibilidade vertical

C ‒ coeficiente de forma

Ca ‒ índice de área

Cc ‒ índice de compressão

ch ‒ coeficiente de adensamento horizontal

Ci ‒ relação de folga interna

Cr ‒ índice de recompressão

Cs ‒ índice de expansão

cv ‒ coeficiente de adensamento vertical

D ‒ diâmetro das partículas do solo

de ‒ diâmetro de influência de um dreno

De ‒ diâmetro máximo externo do tubo

Di ‒ diâmetro interno do tubo amostrador

Dib ‒ diâmetro interno do bisel de corte

dm ‒ diâmetro equivalente do mandril de cravação

ds ‒ diâmetro da área afetada pelo amolgamento

dw ‒ diâmetro equivalente do dreno

e ‒ índice de vazios

e0 ‒ índice de vazios inicial do corpo de prova

ev0 ‒ índice de vazios correspondente à tensão vertical efetiva de campo

F(n) ‒ função da densidade de drenos

fs ‒ resistência lateral do cone

G ‒ módulo de cisalhamento do solo

Gs ‒ densidade relativa

Hd ‒ distância de drenagem

IP ‒ índice de plasticidade

Ir ‒ índice de rigidez do solo

k ‒ coeficiente de permeabilidade

k`h ‒ coeficiente de permeabilidade na região amolgada

kh ‒ coeficiente de permeabilidade horizontal

15

kv ‒ coeficiente de permeabilidade vertical

L ‒ comprimento característico do dreno

𝑙 ‒ distância entre drenos

mv ‒ coeficiente de variação volumétrica

qc ‒ resistência de ponta medida no ensaio de cone

qw ‒ capacidade de descarga do dreno submetido a um gradiente unitário

r ‒ coordenada de posição radial de um ponto genérico, representando sua distância

ao centro de drenagem.

R ‒ raio do piezocone

St ‒ sensibilidade da argila

Su ‒ resistência ao cisalhamento não drenada

Sua ‒ resistência do solo amolgado

t ‒ tempo

T ‒ fator tempo correspondente à porcentagem de adensamento

U ‒ porcentagem de dissipação da poropressão, grau de adensamento

u ‒ poropressão

Uh ‒ grau de adensamento devido à drenagem radial

wL ‒ limite de liquidez

wn ‒ teor de umidade natural do solo

wP ‒ limite de plasticidade

z ‒ profundidade do ponto considerado

α ‒ fator que relaciona OCR, resistência não drenada e tensão efetiva vertical in situ

γw ‒ peso específico da água

Δesec ‒ variação do índice de vazios correspondente ao adensamento secundário

εsec ‒ deformação secundária

εv ‒ deformação vertical específica

σ`h ‒ tensão horizontal efetiva

σ`v ‒ tensão vertical efetiva

σ`vm ‒ tensão efetiva de sobreadensamento

σ`vo ‒ tensão vertical efetiva in situ

σh ‒ tensão horizontal

σv ‒ tensão vertical

µ ‒ viscosidade do fluido

16

LISTA DE SIGLAS

ABNT Associação Brasileira de Normas Técnicas

AP antes do presente

BRT Bus Rapid Transit

CP corpo de prova

CPRM Companhia de Pesquisa de Recursos Minerais

CPTu ensaio de piezocone

CR razão de compressão

CRS ensaio de adensamento com velocidade de deformação constante

EMBRAPA Empresa Brasileira de Pesquisa Agropecuária

EP ensaio de palheta

GIS unidade gleissolo salino indiscriminado

IA índice de atividade

JMJ Jornada Mundial da Juventude

LC limite de contração

MO matéria orgânica

NA nível d`água

NBR norma da Associação Brasileira de Normas Técnicas

OCR razão de sobreadensamento

PUC Rio Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro

PVC Polyvinyl chloride

RR índice de recompressão

RSA razão de sobreadensamento

SPT Standard Penetration Test

SUCS Sistema Unificado de Classificação dos Solos

UFRJ Universidade Federal do Rio de Janeiro

UTM Universal Transversa de Mercator

17

RESUMO

Conhecer bem os parâmetros que regem o processo do adensamento é de fundamental

importância para o dimensionamento de drenos verticais e para a previsão de como os recalques

dos aterros construídos sobre solos moles ocorrerão com o tempo. Nesta dissertação foi

utilizada uma técnica alternativa para medição do coeficiente de adensamento horizontal por

meio dos ensaios oedométricos. Em sequência, buscou-se verificar a razão entre os coeficientes

de adensamento horizontal e vertical (ch/cv) para um depósito de solo mole localizado na região

de Guaratiba, Rio de Janeiro. Visando a caracterização geomecânica do depósito e a

comparação e verificação da coerência dos parâmetros obtidos por diferentes ensaios, foram

programadas 15 ilhas de investigação, incluindo sondagens à percussão, 60 ensaios de palheta e

30 coletas de amostras indeformadas. No laboratório foram realizados ensaios de

caracterização completa, com determinação do teor de matéria orgânica, e 40 ensaios de

adensamento oedométrico, dos quais 30 procederam conforme o método tradicional e 10

seguiram o procedimento proposto para avaliar o coeficiente de adensamento horizontal. Os

resultados obtidos foram confrontados com aqueles existentes de áreas próximas, como a

Avenida Dom João VI, onde foi executado o corredor de ônibus BRT, outras áreas de

Guaratiba, Santa Cruz, Recreio dos Bandeirantes e Barra da Tijuca. No geral, as características

e propriedades do solo analisado se mostraram coerentes entre si e com os registros na literatura

para as argilas moles da Baixada de Sepetiba, localizada na Zona Oeste da cidade do Rio de

Janeiro.

18

ABSTRACT

The parameters that govern the process of consolidation are very important for the design

of vertical drains and to predict how the settlements of embankments built on soft soils will

occur with the time, thus the studies to obtain reliable parameters are very important. In this

dissertation it was used an alternative technique for measuring horizontal coefficient of

consolidation from oedometer tests. In sequence, it was evaluated the ratio of the horizontal and

vertical coefficient of consolidation (ch/cv) for a soft soil deposit located in the region of

Guaratiba, Rio de Janeiro. For proper geotechnical site characterization, field and laboratory

tests were carried out in 15 clusters, in order to obtain the integrated visualization and analysis

of all results. The program of investigation included standard penetration tests, 60 vane tests

and 30 collet of undisturbed soil samples. In the laboratory, complete characterization tests

were carried out with determination of organic matter content, and 40 oedometer consolidation

tests, 30 of which by the traditional method and 10 followed the proposed procedure to obtain

the horizontal coefficient of consolidation. The results were compared against existing

geotechnical data from nearby areas, like Avenida Dom João VI, where the bus system BRT

lane was implemented, other areas of Guaratiba, Santa Cruz, Recreio and Barra da Tijuca.

Overall, the soil characteristics and properties analyzed proved to be consistent with each other

and with the literature about the soft clays of Baixada de Sepetiba, located at West of Rio de

Janeiro city.

19

1 INTRODUÇÃO

1.1 CONSIDERAÇÕES INICIAIS

No Brasil, a construção de aterros sobre solos moles torna-se muitas vezes inevitável, seja

pela sua extensa faixa litorânea, seja pela ampla rede hidrográfica distribuída em todo o seu

território. O litoral, que possui relação direta com o processo histórico de ocupação do país e

possibilita, por exemplo, a implantação de portos, frequentemente apresenta depósitos de

argilas flúvio-marinhas de elevadas espessuras e de consistência muito mole a mole. Da mesma

forma, o interior do continente, caracterizado pela expansão urbana e pela necessidade de obras

de infraestrutura, é marcado pela ocorrência de planícies aluviais onde também existem

depósitos de sedimentos compressíveis e de grandes espessuras.

Os depósitos de solos moles são indesejáveis para implantação de obras civis por

apresentarem baixa resistência ao cisalhamento e baixa capacidade de suporte, e por serem

altamente compressíveis. As obras executadas sobre estes depósitos, se não tomados os devidos

cuidados, podem apresentar problemas de recalques excessivos ou a ruptura de aterros,

gerando, além de prejuízos financeiros, atrasos na entrega da obra.

Para enfrentar a necessidade de transpor as áreas de depósitos de solos moles, existem hoje

diversas alternativas de projeto. Os métodos mais usuais na construção de aterros rodoviários

são a remoção e substituição do solo mole, utilização de drenos verticais associados a

sobrecargas, aterros leves, constituídos por isopor ou outro material, e aterros estruturados

sobre estacas com plataforma flexível ou rígida. A escolha da solução dependerá de diversos

fatores e para auxiliar nesta tomada de decisão é imprescindível ter o conhecimento da

estratigrafia e das características e propriedades geotécnicas do solo compressível de fundação.

Dentre as técnicas acima citadas, destaca-se o emprego de drenos verticais, os quais

propiciam um aumento na velocidade de adensamento primário através da criação de uma

drenagem radial em adição à drenagem vertical existente, diminuindo o caminho de percolação,

além de aproveitar o fato de a permeabilidade horizontal do solo ser geralmente maior do que a

vertical.

Quanto mais rápido ocorre a dissipação de poropressão, mais rapidamente se tem o ganho

20

de resistência do solo de fundação e o aumento da estabilidade do aterro, diminuindo,

consequentemente, o tempo de construção.

Os primeiros estudos de drenos verticais datam dos anos de 1920. Apesar da teoria e

emprego abrangerem muitas décadas, há ainda grande dificuldade na determinação do

coeficiente de adensamento horizontal e do efeito da cravação dos drenos neste parâmetro.

As argilas de Sarapuí e da Barra da Tijuca, no Rio de Janeiro, foram extensivamente

estudadas por pesquisadores, incluindo numerosos ensaios de campo e de laboratório, e análises

do comportamento dos drenos verticais, contribuindo para uma boa base de dados geotécnicos

referentes a estas regiões. COUTINHO (1976), ao estudar as características de adensamento

com drenagem radial de Sarapuí, obteve valores para a razão entre o coeficiente de

adensamento horizontal e o coeficiente de adensamento vertical na faixa de 1,5 a 2,5 (ch/cv).

Esta correlação, associada a outros parâmetros do solo, é fundamental para o dimensionamento

dos drenos verticais.

Neste contexto, a falta de valores da razão entre os coeficientes de adensamento horizontal

e vertical obtidos em laboratório, ou razão de permeabilidade, para a região oeste da cidade do

Rio de Janeiro, faz com que os projetistas adotem valores obtidos em outros depósitos

argilosos, como o de Sarapuí.

A expansão crescente de Guaratiba, região de estudo da presente dissertação,

principalmente após a construção do túnel da Grota Funda, implica na execução de novas vias e

terminais, a exemplo dos corredores expressos BRTs. Sendo assim, é inevitável a construção de

aterros sobre solos moles, de ocorrência generalizada nesta área. Visando a aplicação de drenos

verticais em fundações deste tipo, a adoção de parâmetros de outros depósitos, como a razão de

permeabilidade, pode acarretar em previsões equivocadas da evolução dos recalques na obra.

Isto porque depósitos diferentes provavelmente diferem na estratigrafia, na mineralogia e na

história de tensões, e, consequentemente, as características e propriedades geomecânicas não

são iguais.

1.2 OBJETIVOS

O principal objetivo do trabalho é avaliar a relação entre os coeficientes de adensamento

horizontal e vertical de um depósito de argila mole, utilizada no dimensionamento de drenos

21

verticais e na previsão da evolução de recalques de aterros sobre solos moles no país.

Neste trabalho de pesquisa foi utilizada uma metodologia de ensaio não usual para

medição do coeficiente de adensamento horizontal em laboratório por meio de carregamento

oedométrico.

Buscou-se verificar também a influência das características e propriedades geotécnicas nos

valores dos coeficientes de adensamento obtidos, como a granulometria, o índice de vazios e o

nível de tensões.

Como objetivo secundário, foi realizada uma pesquisa sobre a história geológica dos solos

da região em estudo, obtendo-se conhecimento sobre a formação dos mesmos e,

consequentemente, os comportamentos geotécnicos esperados. Além disto, foi feito um

levantamento de dados das características dos solos moles de regiões próximas, apresentados

em outros trabalhos, contribuindo para a formação de uma base de dados e para as comparações

com os resultados dos ensaios do depósito em estudo.

Ainda como parte do objetivo secundário, foi realizada a caracterização do depósito

quanto à resistência ao cisalhamento não drenada, estudo sobre a qualidade das amostras,

avaliação da relação entre o índice de compressão e o teor de umidade natural, verificação da

razão de sobreadensamento e ajuste na equação que correlaciona a história de tensões com a

resistência obtida no ensaio de palheta.

Para o cumprimento desses objetivos foram desenvolvidas análises baseadas nos

resultados dos ensaios de campo e de laboratório realizados. As investigações de campo

consistiram na realização de sondagens à percussão, ensaios de palheta e coleta de amostras

indeformadas de solo. A partir das amostras indeformadas foram executados os ensaios

oedométricos e de caracterização completa, incluindo determinação do teor de matéria

orgânica.

1.3 JUSTIFICATIVA E MOTIVAÇÃO

A necessidade de se construir sobre depósitos de argilas moles é um problema recorrente

nos projetos de aeroportos, portos, rodovias e ferrovias. Existem diversas soluções para

enfrentar este problema e a escolha dependerá de fatores como: profundidade da camada de

baixa resistência; finalidade da obra, ou seja, se é possível conviver ou não com o recalque;

22

prazos; custos; materiais disponíveis, entre outros.

Os drenos verticais têm tido grande aplicabilidade nas obras de aterros rodoviários,

portuários, aeroportuários e demais empreendimentos da construção civil. Seu uso tem como

finalidade acelerar o processo de adensamento primário, reduzindo os prazos das obras. A

determinação destes prazos, no entanto, depende do conhecimento das particularidades de cada

solo de fundação, principalmente no que diz respeito à relação entre o coeficiente de

permeabilidade horizontal e vertical do solo. Na falta deste dado, é comum adotar parâmetros

de trabalhos realizados em outros depósitos, que podem não ser representativos do local em

questão, acarretando em comportamentos de recalque diferentes do esperado.

Conhecer como o recalque se desenvolverá com o tempo permite um melhor planejamento

das obras, ao possibilitar a definição do momento adequado para alteamento dos aterros, se este

processo deverá ser em etapas e o quanto de sobrecarga será necessário. A ruptura de aterros e

danos à estrutura do pavimento são exemplos do que ocorre quando não se respeita este

planejamento.

Com a ocupação crescente da região de Guaratiba, onde há ocorrência de depósitos de

solos moles de espessuras da ordem de até 13,5m, é necessário o melhor conhecimento do

comportamento geotécnico destes depósitos, fornecendo subsídios para os futuros projetos de

infraestrutura que se desenvolverão na região.

Como motivação, a realização deste trabalho contribuirá para o aprendizado sobre o tema

solos moles, aplicando-o na prática de projetos de infraestrutura de transportes.

1.4 ORGANIZAÇÃO DA DISSERTAÇÃO

Esta dissertação está dividida em sete capítulos, incluindo o atual.

No segundo capítulo é feita uma revisão da literatura sobre a utilização de drenos verticais

visando a aceleração de recalques, discute-se brevemente sobre os métodos de obtenção dos

coeficientes de adensamento horizontal e por fim são apresentadas as conclusões parciais.

No terceiro capítulo é apresentado o depósito em estudo, incluindo sua localização e

características físicas e geológicas. Fala-se, resumidamente, sobre as ilhas de investigação

programadas.

No quarto capítulo são descritos os ensaios de campo e a coleta de amostras indeformadas.

23

Os resultados dos ensaios também são apresentados neste capítulo.

No quinto capítulo são detalhados os ensaios de laboratório e seus respectivos resultados

são apresentados.

No sexto capítulo são feitas as análises dos resultados e são apresentados, oportunamente,

os dados geotécnicos de outros depósitos de solos moles localizadas em Guaratiba, Santa Cruz,

Recreio dos Bandeirantes e Barra da Tijuca, para fins de comparação.

No sétimo capítulo, que é o último, apresentam-se as conclusões da presente pesquisa e

sugestões para trabalhos futuros.

24

2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

2.1 ACELERAÇÃO DE RECALQUES COM DRENOS VERTICAIS

A proposta de utilização de drenos verticais para aceleração de recalques surgiu nos anos

de 1920 e o seu processo de funcionamento foi patenteado em 1926 por Daniel E. Moran,

quando em busca de um meio de melhorar as características dos solos compressíveis sob aterros

rodoviários (MORAN et al., 1958). Moran sugeriu pela primeira vez a utilização de drenos

verticais, constituídos por areia, na estabilização de um depósito de solo mole sob o acesso de

uma ponte na Califórnia, Estados Unidos. Embora não levada a diante, a sugestão levou a

Califórnia Division of Highways a conduzir uma série de ensaios de campo e de laboratório

entre 1933 e 1934 a fim de verificar o comportamento dos drenos verticais. Constatou-se que as

amostras com drenos adensavam 20 a 25 vezes mais rápido do que as amostras sem drenos. Em

1934 a experiência foi finalmente aplicada na prática e descrita por PORTER (1936).

Desde então vários estudos foram desenvolvidos sobre os drenos verticais, buscando-se o

conhecimento sobre as teorias de adensamento que regem o fenômeno (RENDULIC, 1935;

CARRILLO, 1942; BARRON, 1948), a melhoria nas técnicas de instalação dos drenos, a

consideração do amolgamento do solo ao redor dos dispositivos (efeito smear) e o

aprimoramento dos materiais empregados.

A partir dos anos 1970 começaram a ser utilizados os drenos pré-fabricados (ALMEIDA E

MARQUES, 2010), que foram evoluindo até os modelos atuais, conhecidos como geodrenos

ou drenos fibroquímicos, basicamente formados por um núcleo de PVC ranhurado envolto por

material filtrante feito de geossintético não tecido. Algumas vantagens dos geodrenos em

relação aos drenos de areia são: maior produtividade na instalação, maior capacidade drenante,

maior controle de qualidade e uniformidade na fabricação industrializada e a alta resistência

mecânica aos esforços que são submetidos durante a cravação no terreno e durante o processo

de adensamento do solo mole.

Independente do tipo de dreno vertical, se de areia ou fibroquímico, o princípio de

funcionamento é o mesmo. A instalação dos dispositivos, adequadamente espaçados entre si e

com comprimento de forma a atravessar a camada de argila, propicia um aumento na

25

velocidade de adensamento primário através da criação de uma drenagem radial em adição à

drenagem vertical existente, o que diminui drasticamente o caminho de percolação. Soma-se

ainda o fato de a drenagem radial ser usualmente mais rápida do que a vertical devido à

anisotropia da permeabilidade inerente ao solo (JAMIOLKOWSKI et al., 1983).

Consequentemente, a dissipação de poropressão ocorre em tempo muito menor e mais

rapidamente se tem um ganho na resistência do solo de fundação e na estabilidade do aterro.

Ressalta-se, no entanto, que os drenos verticais promovem apenas a aceleração dos recalques,

não interferindo na sua magnitude total.

Os drenos verticais pré-fabricados são instalados no terreno com o auxílio de um mandril

(tubo de aço) e possuem uma sapata de cravação que permite sua ancoragem quando da

remoção do mandril. Na parte superior do terreno executa-se um colchão drenante, de forma a

conduzir a água captada pelos geodrenos para a atmosfera. Detalhes sobre a captação da água,

de forma a garantir a eficiência do sistema de drenos, são descritos por SANDRONI (2006b).

Exemplos de utilização de drenos verticais em obras são relatados em HANSBO et al.

(1981), ALMEIDA et al. (2005), BEDESCHI (2004), INDRARATNA et al. (2005) e

CASCONE e BIONDI (2013).

A utilização da técnica de drenos verticais geralmente é associada à execução de

sobrecarga temporária, permitindo uma maior eficiência no aceleramento dos recalques. No

entanto, o enfoque é dado apenas aos drenos, por estarem associados ao objeto de interesse

desta dissertação.

O item a seguir aborda as teorias de adensamento que levam em consideração a drenagem

radial propiciada pelos drenos verticais. Mostra-se a importância do conhecimento dos

coeficientes de adensamento vertical e horizontal, este último principalmente, para a boa

estimativa da evolução dos recalques com o tempo.

2.1.1. Adensamento unidimensional com fluxo tridimensional

O processo de adensamento unidimensional onde o fluxo ocorre segundo uma direção com

componentes horizontais e verticais (x, y e z) pode ser representado pela Equação 2.1 a seguir

(TERZAGHI, 1943):

𝜕𝑢

𝜕𝑡= 𝑐𝑣 (

𝜕2𝑢

𝜕𝑥2+

𝜕2𝑢

𝜕𝑦2+

𝜕2𝑢

𝜕𝑧2) 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟏

26

Admitindo-se o efeito de anisotropia e que, consequentemente, as permeabilidades

horizontal e vertical são diferentes, tem-se a Equação 2.2:

𝜕𝑢

𝜕𝑡= 𝑐ℎ (

𝜕2𝑢

𝜕𝑥2+

𝜕2𝑢

𝜕𝑦2) + 𝑐𝑣 (

𝜕2𝑢

𝜕𝑧2) 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟐

onde ch e cv são, respectivamente, os coeficientes de adensamento horizontal e vertical, x e y

são as duas direções horizontais e z a direção vertical.

Considerando que nas direções x e y a permeabilidade é a mesma, o valor do coeficiente de

adensamento horizontal é dado pela Equação 2.3:

𝑐ℎ =𝑘ℎ(1 + 𝑒)

𝑎𝑣𝛾𝑤=

𝑘ℎ

𝑚𝑣𝛾𝑤 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟑

onde:

kh – coeficiente de permeabilidade horizontal;

e – índice de vazios;

av – módulo de compressibilidade vertical;

γw – peso específico da água; e

mv – coeficiente de variação volumétrica.

O valor do coeficiente de adensamento vertical é dado pela Equação 2.4, semelhante à

equação utilizada para obtenção do coeficiente de adensamento horizontal:

𝑐𝑣 =𝑘𝑣(1 + 𝑒)

𝑎𝑣𝛾𝑤=

𝑘𝑣

𝑚𝑣𝛾𝑤 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟒

onde kv é o coeficiente de permeabilidade vertical.

Sendo o processo de adensamento simétrico em relação a um eixo, torna-se mais

conveniente representar a Equação 2.2 em termos de coordenadas cilíndricas, obtendo-se a

Equação 2.5:

𝜕𝑢

𝜕𝑡= 𝑐ℎ (

𝜕2𝑢

𝜕𝑟2+

1

𝑟

𝜕𝑢

𝜕𝑟) + 𝑐𝑣

𝜕2𝑢

𝜕𝑟2 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟓

onde r é a coordenada de posição radial de um ponto genérico, representando sua distância ao

27

centro de drenagem.

A Equação 2.5 considera, portanto, um fluxo combinado vertical e horizontal, o que

ocorre, por exemplo, nas bordas de um aterro sem drenos ou quando da utilização de drenos em

camadas argilosas de espessuras relativamente pequenas, menores do que 10,0m (ALMEIDA e

MARQUES, 2010).

CARRILLO (1942) demonstrou que o processo de adensamento com fluxo tridimensional

pode ser decomposto em um fluxo radial plano e um fluxo linear vertical, possibilitando

solucionar vários tipos de problemas de fluxo bidimensional ou tridimensional. Se Uh é o grau

de adensamento médio de uma camada de argila devido a uma drenagem radial em um dado

instante t e Uv é o grau de adensamento médio decorrente da drenagem vertical no mesmo

instante, o grau de adensamento médio Uv,h devido a uma drenagem combinada é dado pela

Equação 2.6, apresentada por CARRILLO (1942):

(1 − 𝑈𝑣,ℎ) = (1 − 𝑈𝑣) 𝑥 (1 − 𝑈ℎ ) 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟔

O cálculo de Uv é feito por meio da expressão da teoria de adensamento de TERZAGHI e

FRÖLICH (1936), representada por TAYLOR (1948) pelas seguintes equações simplificadas:

𝑇𝑣 = 𝜋

4𝑥 𝑈𝑣

2, para Uv < 60% 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟕

𝑇𝑣 = 0,9332𝑥 log(1 − 𝑈𝑣) − 0,0851, para Uv > 60% 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟖

onde Tv é o fator tempo e depende do coeficiente de adensamento vertical (cv) e da distância de

drenagem (Hd), para um tempo t, conforme a expressão a seguir:

𝑇𝑣 = 𝑐𝑣 . 𝑡

𝐻𝑑2 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟗

Para a obtenção de Uh pode-se utilizar as equações descritas a seguir.

2.1.2 Adensamento com drenagem puramente radial

Segundo COÊLHO (1997), foi no período entre 1940 e 1942 que Barron, baseado na teoria

28

de adensamento de TERZAGHI e FRÖLICH (1936), começou a desenvolver procedimentos de

projeto que culminaram no seu trabalho clássico de uma teoria de adensamento com drenos

verticais de areia (BARRON, 1948). Até então, os projetos e as instalações dos drenos eram

feitos em bases empíricas.

No desenvolvimento de sua teoria, BARRON (1948) considerou duas condições extremas

que podem ocorrer em uma camada de solo: deformações verticais livres (free vertical strains),

resultantes de uma distribuição uniforme de carregamento na superfície, e deformações

verticais iguais (equal vertical strains), resultantes da imposição de mesma deformação vertical

em todos os pontos da superfície.

Retornando a Equação 2.5, caso seja desprezada a drenagem vertical, tem-se a Equação

2.10 a seguir, que representa o adensamento considerando apenas a drenagem radial.

𝜕𝑢

𝜕𝑡= 𝑐ℎ (

𝜕2𝑢

𝜕𝑟2+

1

𝑟

𝜕𝑢

𝜕𝑟) 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟏𝟎

A partir da Equação 2.10, assumindo a condição de deformações verticais iguais,

BARRON (1948) obteve a expressão para o cálculo do grau de adensamento médio da camada

Uh, conforme segue (Equação 2.11):

𝑈ℎ = 1 − 𝑒−[8𝑇ℎ/𝐹(𝑛)] 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟏𝟏

sendo definido:

𝑇ℎ = 𝑐ℎ. 𝑡

𝑑𝑒2

𝐄𝐐. 𝟐. 𝟏𝟐

𝐹(𝑛) = 𝑛2

𝑛 − 1ln(𝑛) −

3𝑛2 − 1

4𝑛2 ≅ ln(𝑛) − 0,75 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟏𝟑

𝑛 = 𝑑𝑒

𝑑𝑤 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟏𝟒

onde:

Uh – grau de adensamento médio devido ao fluxo radial;

Th – fator tempo horizontal;

29

F(n) - função da densidade de drenos;

de – diâmetro de influência de um dreno; e

dw – diâmetro equivalente.

O diâmetro de influência dos drenos, de, está relacionado ao espaçamento entre eles e a sua

distribuição, se em malha quadrada ou triangular.

Se os drenos forem dispostos em malha quadrada de lado 𝑙, a área do quadrado formado é

igual à área do círculo equivalente, conforme segue:

𝑙2 = 𝜋𝑑𝑒

2

4 ∴ 𝑑𝑒 = 1,13𝑙 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟏𝟓

Caso a disposição seja em malha triangular, iguala-se a área do hexágono formado à área

do círculo equivalente, obtendo-se:

𝑙2√3

2=

𝜋𝑑𝑒2

4 ∴ 𝑑𝑒 = 1,05𝑙 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟏𝟔

Para determinação do diâmetro equivalente, dw, HANSBO (1979) propõe que o perímetro

do dreno equivalente (seção circular) seja o mesmo do dreno real. Como os drenos

pré-fabricados em geral possuem formato retangular, de dimensões a e b, tem-se:

𝜋𝑑𝑤 = 2(𝑎 + 𝑏) ∴ 𝑑𝑤 =2(𝑎 + 𝑏)

𝜋 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟏𝟕

Para a condição de deformações verticais livres, o grau de adensamento médio é expresso

em termos de funções de Bessel. A solução analítica para este caso pode ser visualizada em

BARRON (1948) e RICHART (1959). De acordo com RICHART (1959), a diferença entre as

duas soluções, considerando deformações livres ou iguais, torna-se pouco relevante para

valores de n maiores do que 10. No caso dos geodrenos, cujo valor de n é maior do que 5, a

diferença é maior apenas no início do adensamento, sendo praticamente inexistente para

U>50%. ALMEIDA e MARQUES (2010) também comentam que as duas soluções são muito

próximas, tornando-se mais conveniente utilizar a equação de deformações verticais iguais,

devido a sua simplicidade.

30

2.1.3 Considerações sobre o amolgamento no desempenho dos drenos

O trabalho de BARRON (1948) foi um dos primeiros a apresentar soluções para o

adensamento considerando ainda o amolgamento (efeito de smear) do solo na periferia dos

drenos e a resistência do próprio dreno ao fluxo.

Durante o processo de cravação dos drenos são causadas perturbações no solo nas

adjacências da região trabalhada. Os efeitos podem ser mais ou menos intensos a depender da

sensibilidade da argila, do método e do tipo de mandril utilizados na instalação dos drenos

(SCHMIDT, 1992). Como consequência do amolgamento, a permeabilidade do solo é

reduzida, diminuindo a velocidade de adensamento, além de a magnitude do recalque poder ser

maior (SAYE, 2001).

Ao se especificar o espaçamento entre os drenos deve ser considerado, então, que se os

mesmos forem locados muito próximos, há uma perda significativa de sua eficiência. Desta

forma, SAYE (2001) indicou uma maneira de se limitar o espaçamento entre os drenos baseada

na razão entre os coeficientes de adensamento horizontal e vertical do depósito, ch/cv.

Definindo a razão de espaçamento modificada, n`, como a razão entre o diâmetro de influência

do geodreno e o diâmetro equivalente do conjunto sapata-mandril, o autor sugeriu que para

ch/cv = 1,0, o espaçamento entre drenos fosse associado ao valor de n`=7 e que, para ch/cv da

ordem de 4, ao valor de n`=10.

O amolgamento da argila ao redor do dreno ocasiona uma condição de fronteira entre a

região não perturbada e a amolgada, não considerada na Equação 2.13, conforme

esquematizado na Figura 2.1. Tendo em vista a redução do coeficiente de permeabilidade na

região onde ocorre o rearranjo do solo, HANSBO (1981) propõe que se deve somar ao valor de

F(n) daquela equação o valor de F(s):

𝐹𝑠 = (𝑘ℎ

𝑘`ℎ− 1) . ln (

𝑑𝑠

𝑑𝑤) 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟏𝟖

onde:

kh – coeficiente de permeabilidade na região intacta;

k`h – coeficiente de permeabilidade na região amolgada;

ds – diâmetro da área afetada pelo amolgamento e igual a 2dm, sendo dm o diâmetro equivalente

do mandril de cravação retangular de dimensões w e l, dado por:

31

𝑑𝑚 = √4

𝜋𝑤. 𝑙 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟏𝟗

FIG. 2.1 – Representação da região intacta e amolgada ao redor de um dreno e dos parâmetros

geométricos de, ds e dw

Os valores de k`h raramente são obtidos por ensaios e a razão kh/k`h pode ser estimada por

meio da seguinte relação com a anisotropia da permeabilidade (HANSBO, 1981):

𝑘ℎ

𝑘`ℎ=

𝑘ℎ

𝑘𝑣 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟐𝟎

Ou seja, a anisotropia de permeabilidade kh/kv é uma relação importante a ser definida no

projeto de drenos e será discutida ao longo desta dissertação. Como referência, COUTINHO

(1976) encontrou valores de kh/kv variando entre 1,5 e 2,5 para a argila do depósito de Sarapuí,

enquanto INDRARATNA et al. (2005) indicam valores entre 1 e 6, com média de 2,5,

considerando diferentes depósitos pesquisados por outros autores.

Alguns estudos mais recentes (BASU et al. (2006) e ABUEL-NAGA et al. (2012))

recomendam uma alteração na teoria proposta por HANSBO (1981) por julgarem necessária a

consideração de uma zona de transição entre a região amolgada e a intacta, onde o coeficiente

de permeabilidade aumenta gradualmente à medida que se afasta do dreno, como indicado na

Figura 2.2. As equações que consideram este aspecto podem ser consultadas em

ABUEL-NAGA et al.(2012). Modelos mais complexos, no entanto, por vezes não se

32

justificam, haja vista que as incertezas de certos valores, como os de ch adotados no

dimensionamento dos drenos, podem ser muito mais significativas do que a influência das

variações da permeabilidade ao redor do dreno (RIXNER et al., 1986).

FIG. 2.2 – Esquema da célula unitária do adensamento radial e da variação do coeficiente de

permeabilidade ao redor do dreno: à esquerda a célula unitária equivalente e à direita a célula

unitária idealizada (modificado de ABUEL-NAGA et al., 2012)

2.1.4 Efeito da resistência hidráulica dos drenos verticais

Na dedução da Equação 2.11, BARRON (1948) considerou a condição ideal de

permeabilidade infinita dos drenos. No entanto, durante o adensamento da camada de argila

mole, podem ocorrer dobramentos e colmatação dos drenos, contribuindo para a redução de sua

capacidade de descarga.

Para avaliar a resistência hidráulica dos drenos, ORLEACH (1983) propôs, a partir das

equações de HANSBO (1981), a seguinte equação:

𝑊𝑞 = 2𝜋𝑘ℎ

𝑞𝑤 𝐿2 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟐𝟏

onde qw é a capacidade de descarga do dreno submetido a um gradiente unitário e L é o

comprimento característico do dreno. Quando a drenagem ocorre somente por uma

extremidade do dreno, o comprimento característico é igual ao próprio comprimento do dreno

33

e, quando a drenagem ocorre nas duas extremidades, o comprimento característico é igual à

metade do dreno.

Para valores de Wq menores do que 0,1, a resistência hidráulica pode ser desprezada. Caso

contrário, deve-se acrescentar ao valor de F(n), na Equação 2.13, o valor de Fq a seguir

(HANSBO, 1981):

𝐹𝑞 = 𝜋𝑧(𝐿 − 𝑧)𝑘ℎ

𝑞𝑤 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟐𝟐

onde z é a profundidade do ponto considerado.

Como Fq é função de z, tem-se que Uh = f(z). De acordo com ALMEIDA (1992), adota-se,

então, um valor médio de Uh.

2.2 MÉTODOS DE OBTENÇÃO DO COEFICIENTE DE ADENSAMENTO

HORIZONTAL

O coeficiente de adensamento é o parâmetro do solo que controla a evolução dos recalques

ao longo do tempo. Como visto no item anterior, a determinação do coeficiente de adensamento

horizontal (ou radial) e a relação entre a permeabilidade horizontal e vertical são de suma

importância para o dimensionamento dos drenos verticais. O coeficiente de adensamento, tanto

horizontal quanto vertical, está diretamente relacionado ao coeficiente de permeabilidade k do

solo e é inversamente proporcional ao coeficiente de variação volumétrica mv (Equações 2.3 e

2.4).

Em relação à permeabilidade do solo, TAYLOR (1948) propôs a seguinte equação:

𝑘 = 𝐷2 𝛾𝑤

𝜇

𝑒3

1 + 𝑒 𝐶 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟐𝟑

A Equação 2.23 indica que a permeabilidade é influenciada pelo diâmetro das partículas do

solo (D), pelo peso específico do fluido que percola o solo (γw), pela viscosidade do fluido (µ),

pelo índice de vazios (e) e pelo coeficiente de forma (C).

34

Dentre os fatores que influenciam a permeabilidade dos solos, mostrando que, a rigor, este

parâmetro não é propriamente uma característica do mesmo, destaca-se a viscosidade do fluido

a ser drenado. Quanto menor a viscosidade, maior será a condutividade hidráulica do solo,

sendo que a viscosidade varia inversamente com a temperatura do meio. Os efeitos da

temperatura na viscosidade e consequentemente, nas características de adensamento do solo,

são abordados por MARQUES (1996).

Outros fatores que influenciam a permeabilidade do solo, destacados por PINTO (2006)

são: o grau de saturação do solo, uma vez que as bolhas de ar de um solo não saturado

constituem obstáculos ao fluxo d`água; e a estrutura e anisotropia do solo, sendo que as

partículas de solos sedimentares tendem a ter as maiores dimensões orientadas na posição

horizontal, o que contribui para a permeabilidade horizontal ser maior do que a vertical.

A avaliação do coeficiente de adensamento é uma das tarefas mais difíceis da engenharia

geotécnica, dada a grande variabilidade que este parâmetro costuma apresentar e as diversas

considerações que devem ser feitas na interpretação dos resultados conforme o ensaio utilizado

para sua obtenção.

São consideradas três maneiras básicas de se obter o coeficiente de adensamento

horizontal: por meio de ensaios de campo, como a medida de dissipação de poropressão ou

ensaio de permeabilidade in situ; por meio de ensaios de laboratório, como ensaio oedométrico

ou ensaio triaxial; e por meio de retroanálises ao instrumentar os recalques em campo quando

da construção dos aterros. A seguir é feita uma breve abordagem sobre cada método e, em

seguida, discute-se as vantagens e desvantagens de cada um. Cabe ressaltar que o objetivo

principal do presente trabalho será cumprido através de ensaios de laboratório.

2.2.1 Ensaios de campo

Uma das maneiras de se obter o coeficiente de adensamento horizontal é a partir de ensaios

de dissipação de poropressão durante a cravação do piezocone (CPTu). Nas profundidades

especificadas, a cravação do piezocone é interrompida e monitora-se a dissipação do excesso de

poropressão gerada no entorno do transdutor de pressão. O tempo de ensaio é variável e

depende das características do solo, sendo que, em geral, especifica-se a duração equivalente a,

pelo menos, 50% da dissipação do excesso de poropressão.

Através do desenvolvimento matemático baseado na teoria de expansão da cavidade

cilíndrica e calibrações em campo, é possível relacionar o tempo (t) e a forma da curva de

35

dissipação com o coeficiente de adensamento horizontal do solo. O procedimento para se

determinar o tempo (t) correspondente à dissipação desejada, a partir da curva de dissipação, é

discutido por SCHNAID et al. (1997) e o método mais utilizado atualmente para a

determinação do ch é o proposto por HOULSBY e TEH (1988).

Os valores de ch obtidos dessa forma, no entanto, correspondem a propriedades de solo na

faixa pré-adensada, uma vez que durante a penetração do cone o solo ao seu redor é submetido

a elevados níveis de deformação e comporta-se como um solo em recompressão (BALIGH e

LEVADOUX, 1986). Uma maneira de se estimar o valor de ch no domínio de comportamento

normalmente adensado (NA) é apresentada por JAMIOLKOWSKI et al. (1985), a saber:

𝑐ℎ (𝑁𝐴) =𝑅𝑅

𝐶𝑅 𝑐ℎ (𝑝𝑖𝑒𝑧𝑜𝑐𝑜𝑛𝑒) 𝐄𝐐. 𝟐. 𝟐𝟒

onde RR/CR é a relação entre o índice de recompressão e compressão virgem. A título de

exemplo, LACERDA e ALMEIDA (1995) apresentaram o valor de 0,10 para a relação RR/CR,

e BALDEZ (2013) encontrou valores variando entre 0,07 e 0,14, ambos considerando ensaios

realizados nas argilas da Barra da Tijuca, na cidade do Rio de Janeiro.

Além da variação de RR/CR, uma das limitações do método acima para se obter o ch é a

dificuldade na definição das condições de contorno e do nível de tensões a que o solo está

submetido, sendo que o coeficiente de adensamento pode variar significativamente com o nível

de tensões.

ATKINSON e ELDRED (1981) sugeriram que a melhor maneira de calcular ch e cv seria

combinar os resultados de compressibilidade (mv) do ensaio de adensamento convencional com

os de permeabilidade (kh e kv) determinada in situ.

Determinações diretas da permeabilidade in situ em solos de baixa permeabilidade (k <

10-6

m/s) podem ser feitas com piezômetros do tipo Casagrande, que também são uma

alternativa para acompanhar as variações do coeficiente de permeabilidade dos solos durante o

período de construção. Este piezômetro consiste basicamente em um tubo vertical, de

extremidade perfurada, que permite o fluxo de água entre o solo e o tubo até a equalização da

pressão hidrostática. O tempo necessário para essa equalização é chamado tempo de retardo

(time lag) e é inversamente proporcional à permeabilidade do solo e varia com as características

geométricas do tubo (TEIXEIRA, 2012). A partir dos registros da velocidade com que ocorre a

equalização do nível d`água, o coeficiente de permeabilidade pode ser obtido pelas equações

36

diferenciais de HVORSLEV (1949), que são apresentadas por TEIXEIRA (2012).

TEIXEIRA (2012) ressalta que uma das possíveis fontes de erros a ser considerada na

interpretação dos ensaios é o amolgamento do solo adjacente ao piezômetro durante a sua

instalação.

2.2.2 Ensaios de laboratório

Vários autores realizaram ensaios de laboratório visando simular o adensamento com a

presença de drenos verticais ou simplesmente a obtenção do coeficiente de adensamento

horizontal, citando-se como exemplo o trabalho de SILVEIRA (1950), BARROS (1951),

MCKINLAY (1961), SHIELDS e ROWE (1965), COUTINHO (1976), COÊLHO (1997) e

TEIXEIRA (2012).

SILVEIRA (1950) apud COÊLHO (1997) realizou ensaios de adensamento com

drenagem radial interna em amostras de argila mole da Baixada Fluminense, Estado do Rio de

Janeiro, utilizando-se de equipamentos convencionais. No centro dos corpos de prova era

inserido um dreno constituído de alteração de rocha areno-micácea. O problema deste ensaio

era a eventual diferença entre as compressibilidades do corpo de prova e do dreno.

Segundo CÔELHO (1997), na tentativa de eliminar este problema, BARROS (1951) foi

um dos primeiros a realizar ensaios com drenagem radial externa, executando um dreno de

areia externo ao corpo de prova. No entanto, surgia outro problema a ser considerado, o atrito

entre o corpo de prova e o dreno.

MCKINLAY (1961) realizou ensaios com drenagem radial externa usando um anel de aço

poroso, de permeabilidade relativamente alta. Porém, no decorrer dos ensaios, a

permeabilidade do anel diminuía, prejudicando os resultados. O autor também executou alguns

ensaios no oedômetro convencional com corpos de prova obtidos a partir de uma rotação de 90º

da sua posição natural. Os valores do coeficiente de adensamento obtidos nesses últimos

ensaios foram intermediários entre aqueles obtidos nos ensaios convencionais e os ensaios com

drenagem radial, sendo mais próximos destes.

ESCARIO e URIEL (1961) executaram ensaios de adensamento no equipamento triaxial,

permitindo apenas a drenagem radial. O procedimento consistiu em deixar uma camada de

5mm de areia micácea ao redor da amostra e discos plásticos entre a amostra e as pedras porosas

de topo e base, de forma a impedir a drenagem vertical. Nestes ensaios houve a preocupação em

usar um material drenante que apresentasse uma compressibilidade um pouco maior que a da

37

argila. Para tanto, foi feita uma mistura adequada entre areia e mica. Os autores também

desenvolveram uma solução do problema do adensamento com fluxo radial externo para a

condição de deformações verticais iguais (equal strain) e um procedimento para obtenção do

coeficiente de adensamento horizontal.

Segundo SHIELDS e ROWE (1965) o ensaio no equipamento triaxial apresentava maiores

dificuldades de manuseio. SHIELDS e ROWE (1965) desenvolveram então uma sofisticada

célula de adensamento, hoje conhecida como célula de Rowe, para realizar ensaios com

drenagem radial (Figura 2.3). Um disco rígido era apoiado no topo da amostra, sobre o qual

existia um diafragma de borracha onde se aplicava a tensão vertical por meio de pressão

hidráulica. O disco rígido permitia simular a condição de equal strain e, caso fosse removido,

simulava-se a condição de free strain. A drenagem radial ocorria internamente com a instalação

de um dreno de areia no centro da amostra. O equipamento possibilitava o controle da

drenagem e a medida de poropressão, porém o problema da influência da compressibilidade do

dreno persistia. Para o cálculo do coeficiente de adensamento horizontal, os autores usaram um

método de ajuste similar ao de Taylor (1948).

FIG. 2.3 – Ensaio de adensamento com drenagem radial interna na célula de SHIELDS e

ROWE (1965) (Adapatado de COÊLHO, 1997)

COUTINHO (1976) realizou ensaios permitindo apenas drenagem radial, interna e

externa, e também fez ensaios com apenas drenagem vertical, o que permitiu obter relações

entre as permeabilidades horizontal e vertical (kh/kv). Nos ensaios de drenagem interna, foram

utilizados os equipamentos triaxial e edométrico, enquanto que nos de drenagem externa,

38

apenas o edométrico foi utilizado. A argila estudada foi a do depósito de Sarapuí, na Baixada

Fluminense.

Para a drenagem radial interna foi instalado um dreno central na amostra constituído pela

mistura de areia e mica em uma proporção tal que sua compressibilidade fosse

aproximadamente igual a da argila estudada. Os drenos foram instalados por três métodos

distintos com o objetivo de se analisar a influência do método de instalação no valor de ch. Nos

ensaios de drenagem radial externa, foi feita uma adaptação do equipamento edométrico e

deixou-se uma pedra porosa circundando externamente o corpo de prova. Porém, o próprio

autor cita que a adaptação da célula neste caso pode acarretar em erros grosseiros nos

coeficientes determinados. Ao avaliar os dois tipos de ensaio, COUTINHO (1976) notou que os

valores de ch diferiam entre si e supôs que a diferença seria devido ao atrito lateral existente

entre o anel de pedra porosa e o corpo de prova de solo e por causa de uma drenagem

indesejada, chamada parasita, que ocorre nos ensaios com drenagem radial interna. A

interpretação dos ensaios com drenagem interna foi baseada nas equações de BARRON (1948)

e a dos ensaios com drenagem externa, nas equações propostas por ESCARIO e URIEL (1961).

Os valores do coeficiente de adensamento horizontal foram obtidos pelos métodos de

Casagrande (logaritmo do tempo) e de Taylor (raiz quadrada do tempo).

DAVIES e HUMPHESON (1981), em busca de determinar as propriedades geotécnicas de

um depósito de solo mole para subsidiar o projeto de uma rodovia de ligação em Belfast,

Irlanda do Norte, realizaram aterros experimentais com dois tipos de drenos verticais e

monitoraram a dissipação de poropressão. Também foram realizados ensaios de adensamento

com corpos de prova moldados na posição perpendicular ao eixo do tubo amostrador. O

coeficiente de adensamento horizontal foi determinado por meio da retroanálise das curvas de

dissipação de poropressão, pelos ensaios de adensamento e pela combinação da permeabilidade

horizontal kh de campo com o mv de laboratório. Nos três casos foi observada uma variação não

linear semelhante de ch com a tensão efetiva. Os resultados mostraram uma boa concordância

entre os dados de laboratório e de campo.

COÊLHO (1997) realizou ensaios de adensamento com drenagem radial interna em

equipamento oedométrico. A drenagem era promovida por uma malha hexagonal de drenos de

areia no corpo de prova, sendo os furos originados pela cravação de canudos plásticos, do tipo

de refrigerante, no solo. A drenagem vertical era impedida. Foram ensaiados corpos de prova

com 7, 19 e 37 drenos, possibilitando diferentes valores da razão n. Ensaios de adensamento

convencionais também foram conduzidos para que se pudesse comparar as curvas de

39

compressão (εv x σ`v) obtidas com as dos ensaios em que foram usados drenos, visando avaliar

a influência da rigidez relativa entre os drenos e o solo. COÊLHO (1997) também realizou

ensaios com toda a drenagem, radial e vertical, impedida, no intuito de verificar a existência de

uma drenagem parasita nos ensaios de drenagem radial. A autora concluiu que, ao se utilizar

uma malha de 37 drenos de 6,3mm de diâmetro, existe o problema da contribuição dos drenos

no suporte do carregamento vertical; que o efeito da drenagem parasita é tão maior quanto

maior for o valor da relação diferença entre os diâmetros da amostra e do dreno / altura da

amostra; e, finalmente, que, devido à influência da drenagem parasita, quando se aumenta o

número de drenos nos ensaios, os valores de ch decrescem.

SANTA MARIA et al. (2002) apresentaram uma solução teórica, empregando a Teoria da

Viscosidade Linear, para quantificar a rigidez relativa dos drenos em ensaios de adensamento

com drenagem radial interna e propuseram uma metodologia para o cálculo dos valores de ch

livres do efeito da rigidez dos drenos e também da drenagem parasita. Para tentar reduzir o

efeito da drenagem parasita, alguns experimentos foram feitos com a altura do corpo de prova

aumentada. Todos os ensaios foram conduzidos no equipamento edométrico e utilizaram-se

malhas de 19 e 37 drenos, de diferentes rigidezes (areia, areia+mica, mica, barbante e

papel-filtro). Primeiramente foi calculado o coeficiente de adensamento a partir das curvas

deformação x log t e da solução de Barron, para condição equal strain, denominado chc, e

posteriormente calculou-se o denominado coeficiente de adensamento horizontal verdadeiro do

solo, chv, para o qual são descontados os fatores de influência da rigidez relativa dreno-argila e

da drenagem parasita. Alguns ensaios, no entanto, conduziram à desigualdade chc < chv, o que

não era esperado e foi atribuído a anomalias associadas à variação do diâmetro dos drenos com

a deformação da amostra.

TEIXEIRA (2012) conduziu ensaios nos solos de um depósito compressível, localizado na

Barra da Tijuca, no sentido de avaliar a anisotropia da permeabilidade. Foram realizados

ensaios oedométricos com corpos de provas obtidos pela rotação de 90º da amostra e com

corpos de prova da mesma amostra na sua posição original, pretendendo-se obter,

respectivamente, o coeficiente de adensamento horizontal e vertical do solo. Contudo, um

aspecto que deve ser considerado na análise desses resultados é o fato de que no campo os

carregamentos ocorrem principalmente na direção vertical e, portanto, ortogonais ao provável

alinhamento das partículas do solo. No laboratório, o corpo de prova rotacionado está sujeito a

carregamentos paralelos ao suposto alinhamento das partículas e, assim sendo, a compressão

pode alterar a estrutura do solo, influenciando os resultados obtidos. Apesar dessas

40

considerações, os ensaios assim realizados permitiram, com as devidas ponderações, avaliar a

anisotropia da permeabilidade resultante da orientação preferencial das partículas. A vantagem

desde procedimento é que o mesmo não exige equipamentos especiais, podendo ser facilmente

incorporado aos ensaios corriqueiros.

Definido o tipo de ensaio para obtenção da curva recalque versus tempo, segue-se o

cálculo propriamente dito do coeficiente de adensamento horizontal.

2.2.3 Análises de monitoramento de campo

Os coeficientes de adensamento horizontal e vertical do solo também podem ser obtidos

por meio da retroanálise do comportamento real do aterro construído.

Devido às incertezas inerentes a obtenção dos parâmetros pelos ensaios de campo e de

laboratório, torna-se necessário confirmar as premissas de projeto durante a obra,

verificando-se a necessidade ou não de alteração no cronograma. A programação do alteamento

dos aterros, da remoção de sobrecargas e da execução da estrutura de um pavimento, por

exemplo, devem estar de acordo com a evolução real dos recalques com o tempo.

Um método simples de retroanálise foi proposto por ASAOKA (1978), permitindo

determinar os coeficientes de adensamento e o recalque final do aterro com base nas medidas de

recalques com o tempo. Para medir os deslocamentos verticais, os aterros podem ser

instrumentados durante a sua construção com placas de recalque, por exemplo.

No entanto, nos casos em que o adensamento secundário é significativo e ocorre em

paralelo ao adensamento primário, os coeficientes de adensamento obtidos pelo método de

ASAOKA (1978) tendem a ser maiores do que os obtidos por outros métodos e por vezes, não

são satisfatórios (SCHMIDT, 1992). Esta diferença é mais significativa no caso dos

coeficientes de adensamento vertical, pois nos casos de drenagem preferencialmente radial,

como em geral ocorre com a utilização dos drenos verticais, o adensamento secundário paralelo

ao primário é relativamente pequeno durante o período de aceleração dos recalques, resultando

em valores de ch mais consistentes (ALMEIDA e MARQUES, 2010).

Aplicações e limitações do método de ASAOKA (1978) podem ser encontradas

detalhadamente em SCHMIDT (1992), BEDESCHI (2004) e TEIXEIRA (2012).

A desvantagem da obtenção dos coeficientes de adensamento por meio de retroanálise, em

relação aos obtidos pelos ensaios de campo e de laboratório é que, a não ser que se construam

aterros experimentais, só é possível, obviamente, obter os valores no transcorrer da obra ou

41

após sua finalização.

2.3 CONSIDERAÇÕES PARCIAIS

A determinação dos coeficientes de adensamento vertical e horizontal é de suma

importância para o dimensionamento de drenos verticais e para a previsão da evolução dos

recalques com tempo.

Conforme visto, não existe ainda um método ideal estabelecido para a obtenção dos

coeficientes de adensamento horizontal. Cada método possui suas vantagens e desvantagens,

podendo ser complementares.

Não raro, os valores apresentados pelos diferentes métodos possuem ordens de grandeza

diferentes. COUTINHO e BELLO (2014), por exemplo, registraram valores médios de ch

obtidos dos ensaios oedométricos (usando a relação ch=1,5.cv) igual a 4,94 x 10-8

m²/s e, para os

valores obtidos nos ensaios de piezocone, 4,03 x 10-7

m²/s.

As diferenças nos valores dos coeficientes de adensamento entre os diversos métodos

podem ser decorrentes dos seguintes fatores (ALMEIDA e MARQUES, 2010):

i) Em laboratório a análise é unidimensional e em campo as condições de contorno são

diferentes. Nos aterros de menor largura, como os rodoviários, onde as deformações

laterais são maiores, esta condição se afasta mais da realidade;

ii) Ocorrência de lentes de areia no campo, reduzindo os tempos de recalque, não

reproduzidas nos ensaios de laboratório;

iii) O adensamento secundário em campo, não considerado nas análises.

Nesta pesquisa, para estimativa dos coeficientes de adensamento, e, consequentemente, a

relação ch/cv, foram realizados ensaios oedométricos, de forma a se obter a curva recalque

versus tempo, e o ajuste das curvas obtidas procedeu conforme os métodos de Taylor e de

Casagrande. Em seguida, prosseguiu-se o cálculo do coeficiente de adensamento através da

equação que o relaciona com o tempo necessário para ocorrer um certo recalque e o fator tempo

correspondente à respectiva porcentagem de recalque. Os procedimentos adotados estão

detalhados no Capítulo 5.

42

3 DESCRIÇÃO DA ÁREA DE ESTUDO

3.1 ÁREA DE ESTUDO

A área objeto do presente estudo está localizada na região de Guaratiba, próxima à

extremidade leste da Baía de Sepetiba, no município do Rio de Janeiro, e compreende as

denominadas Zonas 1 e 2, as quais são divididas pela Avenida Dom João VI, conforme

apresentado nas Figuras 3.1 e 3.2. A Zona 1 inclui uma área de cerca de 1,48km² e a Zona 2,

0,3km². A localização central aproximada das duas áreas, em coordenadas UTM, é

E=646.110 m e N=7.455.694 m, fuso 23K.

FIG. 3.1 – Localização da área em estudo

O bairro de Guaratiba se encontra em crescimento urbano, principalmente após a

construção do túnel da Grota Funda ligando-o aos bairros Recreio dos Bandeirantes e Barra da

43

Tijuca. O acesso facilitado, onde se destaca, além do túnel, a implantação do corredor exclusivo

para os ônibus do sistema BRT (Bus Rapid Transit), contribui para a expansão da região, o que

significa novos empreendimentos e obras de infraestrutura.

No entanto, a região Oeste da cidade do Rio de Janeiro, que compreende os bairros

mencionados e se estende até Santa Cruz, encontra-se inserida, em boa parte, em área de

deposição de sedimentos argilosos, formando terrenos altamente compressíveis, o que dificulta

sua utilização nas obras de engenharia.

FIG. 3.2 – Delimitação da área de estudo: Zona 1 e Zona 2.

As investigações geotécnicas realizadas na área de estudo identificaram, em linhas gerais,

camadas de solos moles a muito moles de até 13,5m de espessura e o nível d`água próximo ou,

muita vezes, coincidente com a superfície do terreno.

Dois fatos que ocorreram na região de Guaratiba, talvez por consequência da má avaliação

das características e propriedades geotécnicas do solo de fundação, são dignos de menção. O

primeiro se refere aos problemas constatados no pavimento do corredor do BRT logo após a sua

inauguração. Destacam-se os afundamentos excessivos do pavimento, provavelmente

associados à acomodação do subleito, e a falta de um sistema de drenagem condizente com a

condição de lençol freático próximo à superfície. O segundo fato diz respeito aos problemas

apresentados no Campo da Fé, próximo da área de estudo, onde aconteceria a missa do Papa

Francisco I durante a Jornada Mundial da Juventude (JMJ) do ano 2013. O local, porém, foi

interditado devido aos alagamentos após um período de chuva, ocasionados pela drenagem

44

deficiente da obra e do solo de fundação, que possui baixa permeabilidade. Nesses casos o

aterro deve atingir no mínimo a cota de inundação e a cota necessária para o projeto de

drenagem da área.

3.2 DESCRIÇÃO DO MEIO FÍSICO

A área em estudo está inserida na planície de Guaratiba, que é caracterizada pela transição

entre os ambientes marinho e terrestre. Do local em estudo até o Oceano Atlântico,

RONCARATI e BARROCAS (1978) dividiram a planície em três subambientes segundo

critérios morfológicos e fitológicos: zona alga, zona caranguejo e zona mangue, no sentido

continente - oceano. DIAS-BRITO et al. (1982), baseados nessa classificação, denominaram

planície de maré superior aquela formada pelas fácies alga e caranguejo, que é onde se encontra

a região de interesse e, planície de maré inferior, a que engloba a fácies mangue. A planície de

maré superior não recebe mais regularmente as águas das marés normais, sendo alcançada

apenas pelas marés de sizígia (altas). Consequentemente, as exposições frequentes dos terrenos

à alta incidência de raios solares contribuem para a formação de finas crostas de sal

(DIAS-BRITO et al.,1982).

Na Figura 3.3 é apresentado o mapa geoambiental obtido no site da Companhia de

Pesquisa de Recursos Minerais (CPRM). De acordo com esse levantamento, a maior parte da

área em estudo encontra-se na unidade de planície flúvio-marinha (1) e o restante na planície

flúvio-lagunar (2b1). Ambas as unidades são constituídas por sedimentos quaternários, e suas

descrições indicam predominância de solos argilosos, ricos em matéria orgânica e com

elevados teores de sais e enxofres. Os terrenos são inundáveis, com lençol freático subaflorante

e possuem baixa capacidade de carga (CPRM, 2000).

A leste e ao norte da área de estudo destaca-se a formação do maciço costeiro granito

gnáissico da Pedra Branca (15a2), do período Pré-Cambriano, de gradiente elevado e altitude

superior a 300m. Esta unidade apresenta, em geral, solos pouco espessos e alta suscetibilidade a

processos de erosão e de movimentos de massa (CPRM, 2000). Estas características, somadas

aos processos de denudação dos morros, contribuem para a distribuição errática dos sedimentos

na baixada de Guaratiba.

45

FIG. 3.3 – Mapa Geoambiental do Rio de Janeiro e marcação das Zonas 1 e 2 (Fonte: CPRM,

2000)

Segundo SANTOS (2004) a posição geográfica da baixada, que de um lado é limitada por

maciços litorâneos e de outro, pelo oceano, proporciona uma certa fragibilidade ambiental

devido às alterações relativamente rápidas dos complexos sistemas oceânicos, climáticos e

continentais que aí se interagem.

Com relação à ocupação humana, PELLEGRINI (2000) destaca a atuação dos jesuítas, no

século XVII, que procuraram retificar os canais de maré para evitar as enchentes nas lavouras e

nas regiões de criação de gado. Consequentemente, as áreas atingidas pelas marés e irrigadas

pelas águas doces diminuíram consideravelmente, contribuindo para o acúmulo de sais e a

formação das planícies hipersalinas (apicuns) de Guaratiba (Figura 3.2).

A hidrografia da região pode ser observada na Figura 3.4, onde foi marcada a área em

estudo, que está inserida na sub-bacia do Rio Piracão, a qual, por sua vez, faz parte da

macrobacia Baía de Sepetiba. O Rio Piracão, principal curso d`água da sub-bacia, é responsável

pela drenagem de aproximadamente 22 km², possui cerca de 8,3 km e, por vezes, é considerado

canal de maré devido à sua gênese (PELLEGRINI, 2000).

Com relação à pedologia, SANTOS (2004) aborda os solos da região como gleissolos,

baseado no levantamento feito pela Empresa Brasileira de Pesquisa Agropecuária

(EMBRAPA). Trata-se de solos minerais hidromórficos, os quais são desenvolvidos em

condições de excessos de umidade, favoráveis à transformação do ferro férrico em ferroso

(redução). Os compostos reduzidos são os responsáveis pelo aspecto acinzentado, esverdeado

ou azulado dos solos.

46

FIG. 3.4 – Sub-bacia do Rio Piracão (6) e demarcação da área em estudo (Fonte: IPP, 2004)

Dentre as diferentes unidades de gleissolos mapeadas, a área de estudo está inserida na

unidade gleissolo salino indiscriminado (GIS). Os solos desta unidade apresentam textura

argilosa e muito argilosa, são mal a muito mal drenados e estão sujeitos à influência das marés,

sendo comum a concentração de conchas a partir de 50 cm de profundidade (EMBRAPA, 1980

apud Santos 2004). Apesar de o levantamento geoambiental citar a alta concentração de

enxofre no local de estudo, a presença de conchas marinhas eleva o valor do carbonato de cálcio

(CaCO3), reduzindo a porcentagem de compostos de enxofre, a qual é considerada baixa em

relação a outros depósitos (<0,75%). Ainda segundo a descrição da EMBRAPA, a unidade em

análise possui altos teores de condutividade elétrica ao longo do perfil estratigráfico, altos

valores de sais solúveis e pH até 8,2.

3.2.1 Origem e formação dos sedimentos quaternários

O conhecimento da formação geológica dos depósitos sedimentares contribui para o

entendimento das ocorrências e dos comportamentos do subsolo.

A formação dos depósitos muito moles a moles na região de Guaratiba, assim como na

maior parte do litoral brasileiro, ocorreu no período Quaternário e está intimamente relacionada

às variações relativas do nível do mar.

SUGUIO et al.(1985) descreveram como a dinâmica da sedimentação e a geomorfologia

são influenciadas pelas flutuações de níveis marinhos pretéritos. Segundo os autores, as curvas

47

de flutuações do nível relativo do mar são locais ou regionais, pois resultam das variações do

nível do continente, devido ao tectonismo e à isostasia, e das variações do nível marítimo,

ocasionadas pela tectono-eustasia, glacioeustasia e pelas deformações da superfície do geoide.

No trabalho desses autores, por meio de processos de datações, os períodos mais recentes de

regressão (recuo) e transgressão (avanço) do mar no estado do Rio de Janeiro foram

identificados. Existem indicações de que o nível do mar teria alcançado cerca de 4,8m acima

do atual ao redor de 5200 anos antes do presente (AP). Vários ciclos regressivos e

transgressivos se sucederam até os dias atuais, explicando a progradação dos sedimentos em

direção à baía de Sepetiba e a formação da restinga de Marambaia. Registros mostram que após

2500 anos (AP) o mar entrou no último grande ciclo regressivo e sofreu um abaixamento

relativo até atingir a posição atual.

Para MASSAD (2009), estes eventos, que favorecem a erosão e consequente remoção de

cargas, explicam a condição de leve sobreadensamento das argilas das baixadas litorâneas

brasileiras.

3.3 INVESTIGAÇÕES GEOTÉCNICAS

A necessidade de uma extensa campanha de investigações geotécnicas de qualidade na

região de Guaratiba adveio de um projeto do Exército Brasileiro que será materializado, em

parte, nas áreas das Zonas 1 e 2, o que possibilitou o desenvolvimento desta dissertação. O

projeto em questão se refere ao Polo de Ciência e Tecnologia do Exército em Guaratiba

(PCTEG), o qual será um complexo de base científica-tecnológica que agregará empresas cuja

produção se baseia em pesquisas científicas e tecnológicas, centros de pesquisas científicas e

empresas incubadas.

Uma investigação preliminar foi realizada através de 80 sondagens à percussão na Zona 1 e

18 sondagens na Zona 2. Na segunda fase, com base na estratigrafia e no perfil das umidades,

foram programadas 15 ilhas de investigação, cada uma incluindo, além da sondagem à

percussão, ensaios de palheta (Vane Test), piezocone (CPTu) com medida de dissipação de

poropressão e coletas de amostras indeformadas tipo Shelby. As verticais dos ensaios e da

coleta de uma mesma ilha foram espaçadas entre si de 2,0 a 4,0m. Sempre que possível,

programou-se a medida de dissipação de poropressões, o ensaio de palheta e a coleta alinhados

48

na mesma profundidade. Este procedimento possibilita a complementação dos resultados dos

diferentes ensaios, atestar a coerência dos mesmos e estabelecer correlações entre os

parâmetros geotécnicos do depósito em estudo. Na Figura 3.5 é possível visualizar as ilhas de

investigação nas Zonas 1 e 2.

Os ensaios de piezocone, no entanto, não serão apresentados, pois os mesmos tiveram que

ser refeitos e os resultados não ficaram prontos a tempo de serem aproveitados nesta

dissertação.

FIG. 3.5 – Ilhas de investigação e exemplo de arranjo de uma ilha

De posse das amostras indeformadas, foram realizados os ensaios de adensamento

edométrico, de caracterização completa e de teor de matéria orgânica.

49

4 ENSAIOS DE CAMPO E COLETA DE AMOSTRAS INDEFORMADAS

Este capítulo tem como objetivo apresentar a campanha de ensaios de campo e de retirada

de amostras indeformadas programada para as Zonas 1 e 2. É feita uma breve abordagem sobre

cada ensaio e sua importância, seguida da descrição dos procedimentos realizados e da

apresentação dos resultados obtidos. As análises interpretativas dos resultados serão feitas no

capítulo 6.

Os ensaios de campo e a coleta de amostras indeformadas foram executados pela empresa

IQS Engenharia Ltda e acompanhados pela autora da presente dissertação. As investigações de

campo consistiram na realização de sondagens à percussão, ensaios de piezocone (CPTu) com

medida de dissipação de poropressão e ensaios de palheta. No entanto, os ensaios de piezocone

indicaram falhas, provavelmente, na calibração do equipamento e foram refeitos, porém não

ficaram prontos a tempo de serem apresentados nesta dissertação.

4.1 SONDAGENS À PERCUSSÃO

A sondagem de simples reconhecimento com medida de número de golpes (ensaio SPT) é

uma das ferramentas de investigação geotécnica mais antigas e populares na maioria dos países.

Suas finalidades, em linhas gerais, são: permitir a identificação táctil-visual das diferentes

camadas do subsolo a partir do material recolhido no amostrador-padrão; identificar a posição

do nível d`água; medir os índices de resistência à penetração (NSPT); e inferir o perfil

estratigráfico.

O SPT – Standard Penetration Test – é normalizado pela ABNT NBR 6484. O

procedimento de ensaio consiste na cravação do amostrador no fundo de uma escavação, por

meio da queda de peso de 65kg de uma altura de 75cm. O valor de NSPT é o número de golpes

necessários para fazer o amostrador penetrar 30cm, após uma cravação de 15cm. O ensaio é

realizado a cada metro, depois do primeiro metro.

Valores de NSPT entre 0 e 5, que é o caso de solos moles, não têm significado de uso

prático, mas são importantes justamente por identificar esses materiais, uma vez que valores

50

muito baixos de NSPT são indicativos de solos compressíveis e pouco resistentes à compressão.

As sondagens à percussão foram realizadas na área de estudo em duas campanhas distintas,

totalizando 210 verticais. Apenas a primeira campanha será abordada nesta dissertação, pois foi

a que norteou a programação das investigações posteriores (ensaios de palheta, de piezocone e

de laboratório).

A primeira campanha consistiu de 80 sondagens na Zona 1 e 18 sondagens na Zona 2. A

realização de uma das sondagens está ilustrada na Figura 4.1. Para maior clareza, os ensaios

referidos como Z1 indicam que foram executados na Zona 1, enquanto Z2 indica que foram

executados na Zona 2.

FIG. 4.1 – Execução da sondagem à percussão Z1-SP-62.

Devido às suas limitações, as sondagens à percussão se prestaram apenas para

identificação preliminar da estratigrafia do subsolo e para a medida da umidade a cada metro de

profundidade em algumas verticais. Estes dados foram essenciais para a escolha do local das

ilhas de investigação e para a determinação das profundidades dos ensaios de dissipação de

poropressão, de palheta e da coleta de amostra indeformada.

A partir dos valores de SPT foram identificadas camadas de solos muito moles (NSPT < 2)

de até 13,5m de espessura. As maiores espessuras ocorrem nas proximidades da Av. Dom João

VI, conforme observado no mapa de isoespessuras (Figura 4.2). Um perfil

geológico-geotécnico foi elaborado com base nas sondagens da linha de frente da Zona 1, ou

seja, próximas à avenida, e pode ser observado na Figura 4.3.

51

FIG. 4.2 – Mapa de isoespessuras das Zonas 1 e 2

FIG. 4.3 – Perfil geológico-geotécnico de uma seção da Zona 1

O teor de umidade natural wn, ainda que medido a partir das amostras das sondagens à

percussão, permitiram uma estimativa de alguns parâmetros do solo, como a compressibilidade

e o teor de matéria orgânica. Na Figura 4.4 são apresentados os perfis de umidade das Zonas 1 e

2, obtidos a partir das sondagens das ilhas de investigação.

Observa-se que os valores de umidade das camadas de solo mole estão praticamente entre

50% e 150%, com média de 91%. Este intervalo é semelhante ao dos ensaios realizados para a

implantação do BRT (55%-139%), cuja média foi de 99% (BRT, 2011). CAMPOS (2006)

estudou um depósito de Santa Cruz em que a média de wn foi de 102% e ARAGÃO (1975)

52

obteve valores médios de 112% e 130% também no mesmo bairro. Nas argilas da Barra da

Tijuca e do Recreio dos Bandeirantes, os valores médios e máximos de wn costumam ser bem

maiores, sendo que há registros de umidade natural acima de 400% (CRESPO NETO, 2004;

BARONI, 2010; TASSI, 2015). Os valores mais altos de wn estão associados a camadas

turfosas, com alto teor de matéria orgânica. Além disso, maiores umidades naturais indicam

índice de compressão maior. Em uma análise preliminar, pode-se dizer que é esperado que as

argilas de Guaratiba apresentem uma compressibilidade menor do que as da baixada de

Jacarepaguá.

FIG. 4.4 – Perfis de umidade natural: à esquerda dados da Zona 1 e à direita dados da Zona 2

4.2 ENSAIOS DE PALHETA

O ensaio de palheta (Vane Test) é o mais utilizado para a determinação da resistência não

drenada, Su, de depósitos de argila mole. Este parâmetro é fundamental para as análises de

estabilidade de aterros construídos sobre solos moles, onde, sob condições críticas e análise por

tensões totais, o ângulo de atrito ϕ é considerado igual a zero, resultando na expressão de

0

2

4

6

8

10

12

14

0 50 100 150 200

Pro

fun

did

ad

e (m

)

wn (%)

Z1-SP-04

Z1-SP-14

Z1-SP-29

Z1-SP-33

Z1-SP-18

Z1-SP-27

Z1-SP-36

Z1-SP-20

Z1-SP-60

Z1-SP-50

Z1-SP-66

Z1-SP-76

ZONA 1

0

2

4

6

8

10

12

14

0 50 100 150

Pro

fun

did

ad

e (m

)

wn (%)

Z2-SP-06

Z2-SP-09

Z2-SP-14

ZONA 2

53

resistência ao cisalhamento τ = Su.

De acordo com COLLET (1978), as primeiras experiências no sentido de se obter a

resistência não drenada in situ datam do final dos anos 1920, experiências estas efetuadas na

Suécia e Alemanha. No Brasil, o ensaio foi introduzido em 1949 pelo Instituto de Pesquisa

Tecnológica de São Paulo (IPT) e pela Geotécnica S.A., do Rio de Janeiro, porém os primeiros

estudos sistemáticos sobre o assunto foram desenvolvidos nas décadas de 1970 e 1980

(SCHNAID E ODEBRECHT, 2012). Atualmente o ensaio é normalizado pela ABNT NBR

10905/89.

O ensaio consiste, basicamente, na cravação vertical no terreno de uma haste com palheta

cruciforme na extremidade e na sua rotação a velocidade constante de 6º por minuto, em

profundidades predefinidas. O torque T aplicado é calculado e a resistência não drenada é

obtida a partir do torque máximo, Tmáx. Além de se medir a resistência não drenada Su do solo

natural (“indeformado”), mede-se a resistência do solo amolgado, Sua, visando definir a

sensibilidade da argila. Para tanto, imediatamente após a aplicação do torque máximo,

aplicam-se dez revoluções completas à palheta e refaz-se o ensaio até se obter a máxima

resistência amolgada.

A norma prevê dois tipos básicos de equipamentos: tipo A, sem perfuração prévia no

terreno, cujos ensaios apresentam resultados de melhor qualidade; e tipo B, realizados no

interior de uma perfuração prévia. Os equipamentos com células de carga acopladas ao sistema

de aquisição de dados e que permitem a medida de torque próximo à palheta são preferidos aos

de sistema com medida em mesa de torque na superfície do terreno. Esta última configuração

pode contabilizar o efeito dos atritos, da torção elástica do conjunto de hastes, principalmente

em profundidades maiores, e da eventual rotação nas conexões entre as hastes durante a

aplicação do torque.

O atrito mecânico, a característica da palheta, a velocidade de rotação da palheta, a

plasticidade da argila, o amolgamento, a heterogeneidade e anisotropia da argila e a hipótese de

ruptura adotada no cálculo de Su, são fatores que irão influenciar no resultado de ensaio

(CHANDLER, 1988). A influência dos fatores de relevância comprovada pode ser consultada

em SOUZA (2014), o qual descreve os principais estudos no sentido de analisar o efeito de cada

fator no valor final de Su.

A resistência não drenada Su pode ser relacionada ao diâmetro da palheta (D) e ao torque

máximo aplicado (M) pela Equação 4.1:

54

𝑆𝑢 = 6

7

𝑀

𝜋 𝐷3 𝐄𝐐. 𝟒. 𝟏

Cumpre observar que a expressão 4.1 é deduzida assumindo as seguintes hipóteses:

i) A superfície de ruptura em torno da palheta é cilíndrica e a altura da palheta é igual

ao dobro do diâmetro;

ii) A distribuição de tensões ao longo das superfícies de ruptura horizontal e vertical é

uniforme;

iii) O solo é isotrópico com relação à resistência não drenada.

Expressões que consideram relações entre a altura e o diâmetro da palheta diferente de dois

e outras formas de distribuição de tensões em torno do cilindro cisalhado pela palheta podem

ser consultadas em SCHNAID e ODEBRECHT (2012).

Para o cálculo da resistência amolgada da argila, Sua, também é utilizada a Equação 4.1.

Procede-se, então, ao cálculo da sensibilidade da argila St, conforme a Equação 4.2:

𝑆𝑡 = 𝑆𝑢

𝑆𝑢𝑎 𝐄𝐐. 𝟒. 𝟐

Critérios de classificação das argilas quanto à sua sensibilidade foram propostos por

SKEMPTON e NORTHEY (1952) e por ROSENQVIST (1953), citado por MITCHELL

(1976). Na Tabela 4.1 são mostrados os critérios de SKEMPTON e NORTHEY (1952), que são

os mais adotados na prática geotécnica.

TAB. 4.1– Classificação das argilas quanto à sensibilidade

Fonte: Adaptado de Skempton e Northey (1952).

Sensibilidade (St) Classificação

1 argilas insensíveis

1 a 2 argilas de baixa sensibilidade

2 a 4 argilas de média sensibilidade

4 a 8 argilas sensíveis

> 8 argilas com extra sensibilidade

> 16 argilas com excepcional sensibilidade (quick-clays )

55

Os ensaios de palheta também se prestam para estimar valores da razão de

sobreadensamento (OCR) com a profundidade, embora o grau de confiabilidade seja menor do

que o parâmetro obtido pelo ensaio de adensamento. MAYNE e MITCHELL (1988)

propuseram a seguinte equação:

𝑂𝐶𝑅 = 𝛼 𝑆𝑢

𝜎`𝑣𝑜 𝐄𝐐. 𝟒. 𝟑

onde σ`vo é a tensão vertical efetiva in situ e α é determinado pela seguinte correlação com o

índice de plasticidade (IP):

𝛼 = 22 . (𝐼𝑃)−0,48 𝐄𝐐. 𝟒. 𝟒

4.2.1 Descrição dos ensaios

Foram executados 60 ensaios de palheta em 12 verticais da Zona 1 e 14 ensaios em 3

verticais da Zona 2, sendo as verticais correspondentes às ilhas de investigação. O número de

ensaios por vertical foi variável e de acordo com a espessura da camada de solo mole. Na

Tabela 4.2 estão reunidos os ensaios executados e as respectivas profundidades e vertical.

Embora houvesse a recomendação de se utilizar o equipamento tipo A, que consiste na

cravação estática da palheta protegida por uma sapata, a partir do nível do terreno, o

equipamento utilizado nos ensaios foi o do tipo B, para o qual é necessária a perfuração prévia

até 0,5m acima da cota de ensaio. Outra recomendação do termo de referência foi com relação à

aplicação do torque, que deveria ser por acionamento elétrico em vez do manual, que foi o

utilizado. Como os serviços contratados não foram específicos para a presente dissertação, não

houve como contornar essas questões. Ainda assim, acredita-se que os resultados gerados são

válidos para complementar a caracterização do depósito em estudo.

Para execução dos ensaios foi utilizado equipamento da marca Solotest Série 410 e as

calibrações foram efetuadas no laboratório também da Solotest. A aparelhagem constituía-se

de:

a) Palheta de aço formada por quatro aletas, com diâmetro de 65 mm, altura de 130 mm e

espessura 2 mm;

56

b) Haste fina de aço com diâmetro de 13 mm;

c) Hastes de extensão com comprimento de 1m, incluindo segmentos acopláveis,

d) Mesa de torque com manivela acoplada para acionamento manual do torque; e

e) Cronômetro e extensômetro marca Mitutoyo – LTQ 859.

Os procedimentos de ensaio seguiram o prescrito na norma NBR 10905 para ensaios tipo

B. Na Figura 4.5 pode ser observado o equipamento utilizado. A título de curiosidade, devido às

características do terreno, era comum o veículo de transporte da aparelhagem ficar atolado,

dificultando a mobilização entre os furos, como mostra a Figura 4.6.

FIG. 4.5 – Execução do ensaio de palheta: colocação do conjunto haste- palheta no furo (a) e

aplicação manual do torque (b).

FIG. 4.6 – Dificuldade na mobilização entre furos: veículo atolado

57

4.2.2 Resultados dos ensaios de palheta

Os resultados dos ensaios estão apresentados na Tabela 4.2. A designação Z1 e Z2,

corresponde aos ensaios da Zona 1 e da Zona 2, respectivamente. A sigla EP significa ensaio de

palheta e o número subsequente representa a ilha de investigação correspondente, cuja

nomeação segue a da sondagem à percussão mais próxima.

TAB. 4.2 – Verticais, profundidades e resultados dos ensaios de palheta

Os valores elevados de sensibilidade (St) verificados na camada superior podem ser devido

à presença de gravetos e fibras e a um ressecamento superficial, aumentando o Su intacto.

Na Figura 4.7 é apresentado o perfil da resistência não drenada para o solo no seu estado

natural. No Capítulo 6, item 6.1, será apresentado também os perfis da resistência do solo

amolgado e da sensibilidade, assim como uma análise da variação dos valores.

Vertical Profundidade

de ensaio (m)

Su (kPa)

natural

Su (kPa)

amolgadaSensibilidade Vertical

Profundidade

de ensaio (m)

Su (kPa)

natural

Su (kPa)

amolgadaSensibilidade

1,0 11,26 6,10 1,8 1,0 24,24 12,46 1,9

2,0 11,31 3,75 3,0 2,0 13,71 11,42 1,2

3,0 11,94 11,42 1,0 3,0 14,49 10,48 1,4

4,0 11,10 3,70 3,0 4,0 15,12 6,83 2,2

5,0 12,51 7,25 1,7 5,0 14,34 9,38 1,5

6,0 13,55 3,75 3,6 6,0 15,17 5,94 2,6

1,0 11,21 1,77 6,3 7,0 12,09 8,86 1,4

2,0 13,82 13,14 1,1 8,0 20,64 4,90 4,2

4,0 11,16 5,00 2,2 1,0 26,64 2,61 10,2

6,0 12,20 12,09 1,0 2,0 13,40 11,73 1,1

8,0 15,07 10,53 1,4 3,0 12,82 8,08 1,6

1,5 27,63 4,80 5,8 1,0 31,38 3,13 10,0

2,5 13,61 9,44 1,4 2,0 13,76 7,92 1,7

3,5 12,25 9,80 1,3 3,0 14,54 10,58 1,4

1,0 23,67 1,82 13,0 4,0 14,13 9,64 1,5

2,0 36,81 2,71 13,6 1,0 49,73 11,00 4,5

3,0 13,82 9,80 1,4 2,0 18,25 2,14 8,5

4,0 13,76 12,46 1,1 3,0 14,34 12,04 1,2

1,0 24,97 3,70 6,7 4,0 13,29 9,91 1,3

3,0 14,86 7,40 2,0 2,0 12,67 10,06 1,3

5,0 14,49 7,87 1,8 3,0 17,46 9,93 1,8

7,0 16,42 3,39 4,8 4,0 14,60 2,03 7,2

1,0 14,60 8,18 1,8 1,0 11,78 6,26 1,9

2,0 13,76 12,62 1,1 3,0 9,49 4,17 2,3

3,0 14,75 13,29 1,1 5,0 11,47 3,70 3,1

4,0 15,12 13,66 1,1 7,0 11,31 6,62 1,7

5,0 18,35 13,09 1,4 9,0 10,95 4,90 2,2

6,0 20,23 9,38 2,2 11,0 12,62 6,05 2,1

7,0 19,50 10,01 1,9 1,0 13,66 2,50 5,5

8,0 16,53 11,52 1,4 3,0 12,82 10,37 1,2

9,0 17,05 12,46 1,4 5,0 11,31 4,38 2,6

10,0 20,38 8,76 2,3 8,0 11,47 7,19 1,6

11,0 22,26 7,19 3,1 1,0 12,25 1,30 9,4

1,0 23,87 1,88 12,7 2,0 11,83 5,06 2,3

2,0 16,06 14,86 1,1 3,0 12,15 3,75 3,2

3,0 13,87 11,31 1,2 4,0 17,00 0,78 21,8

4,0 14,39 8,81 1,6

5,0 26,07 23,56 1,1

Z1-EP-29

Z2-EP-14

Z1-EP-60

Z1-EP-66

Z1-EP-76

Z2-EP-06

Z2-EP-09

Z1-EP-36

Z1-EP-50

Z1-EP-33

Z1-EP-04

Z1-EP-14

Z1-EP-18

Z1-EP-20

Z1-EP-27

58

FIG. 4.7 – Perfil de Su natural: (a) resultados da Zona 1 e (b) resultados da Zona 2

Nas Figuras 4.8 e 4.9 são apresentadas duas curvas típicas de torque versus rotação obtidas

dos ensaios, sem considerar o atrito, onde se observa dois comportamentos distintos. As demais

curvas estão apresentadas no Anexo 1.

FIG. 4.8 – Curvas torque x rotação: Z2-EP-14-2,0m

0

2

4

6

8

10

12

0 10 20 30 40 50P

rofu

nd

ida

de

(m)

Su (kPa) - indeformado

Z1-EP-04

Z1-EP-14

Z1-EP-18

Z1-EP-20

Z1-EP-27

Z1-EP-29

Z1-EP-33

Z1-EP-36

Z1-EP-50

Z1-EP-60

Z1-EP-66

Z1-EP-76

a)

0

2

4

6

8

10

12

0 10 20 30

Pro

fun

did

ad

e (m

)

Su (kPa) - indeformado

Z2-EP-06

Z2-EP-09

Z2-EP-14

b)

0

2

4

6

8

10

12

14

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)

Curvas Torque x Rotação - Z2-EP-14-2,0 m

CONDIÇÃO NATURAL

CONDIÇÃO AMOLGADA

59

FIG. 4.9 – Curvas torque x rotação: Z1-EP-27-3,0m

BARONI (2010) discutiu sobre o ângulo de rotação correspondente ao pico de resistência

do solo e sua relação com a qualidade do ensaio. Para os ensaios em geral, com exceção

daqueles realizados com a presença de conchas ou na camada turfosa, o autor encontrou

ângulos de rotação variando entre 5º e 25º para o valor do torque máximo. O depósito estudado

na ocasião se localiza na Barra da Tijuca. BARONI (2010) concluiu que essa faixa de valores

correspondia então ao dos ensaios de boa qualidade.

Na curva apresentada na Figura 4.8, do ensaio Z2-EP-14-2,0m, tem-se que o valor máximo

do torque ocorre para a rotação de 12º, valor este dentro da faixa de valores encontrada por

BARONI (2010) para os ensaios de boa qualidade. Já o ensaio Z1-EP-27-3,0m (Figura 4.9)

alcançou o torque máximo com a rotação de 38º da palheta. Além disso, a curva apresentada

mostra uma descontinuidade na variação da relação entre o torque e a rotação. Este

comportamento foi apresentado em vários outros ensaios. Uma possível causa para essas

anomalias é a interferência de conchas. Durante a lavagem dos furos era comum a observação

de conchas em todas as profundidades. SCHNAID e ODEBRECHT (2012) observam ainda que

solos com maior resistência e ensaios realizados a profundidades maiores podem apresentar

rotações maiores para o pico de resistência, sem comprometer a qualidade do ensaio. De fato, as

argilas de Guaratiba apresentam, em geral, uma resistência maior do que as da Barra da Tijuca.

4.3 COLETA DE AMOSTRAS INDEFORMADAS

A coleta de amostras indeformadas de boa qualidade se faz necessária para a execução dos

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)


CONDIÇÃO NATURAL

CONDIÇÃO AMOLGADA

60

ensaios de laboratório. A norma brasileira que prescreve as condições exigíveis para a retirada

de amostras indeformadas em solos moles é a ABNT NBR 9820/1997.

O procedimento de coleta deve ser realizado com o maior cuidado possível, de forma a

minimizar o amolgamento, que já é inevitável quando da extração do material de sua posição

natural. A partir do momento que é feito o furo para coleta da amostra, há uma consequente

redução da tensão vertical e a sua retirada ocasiona a transformação do estado anisotrópico de

tensões (σ`v diferente de σ`h) no campo para o estado isotrópico (LADD e DEGROOT, 2003).

Há de se considerar ainda outras fontes mais significativas para o amolgamento da amostra:

perturbações mecânicas por ocasião da penetração do tubo amostrador; o transporte e o

armazenamento do tubo; e a extração da amostra do tubo. O amolgamento nestas etapas

somado aquele ocasionado pela moldagem do corpo de prova, influenciarão diretamente na

qualidade dos resultados de laboratório, conforme será discutido no Capítulo 6.

Algumas recomendações para reduzir o amolgamento durante a fase de coleta são

apresentadas por LADD e DEGROOT (2003), destacando-se o uso de lama para preencher o

interior do furo de sondagem, de maneira a compensar o alívio de tensão. Esta técnica tem sido

bastante utilizada nos trabalhos recentes. SANDRONI (2006a) comenta ser um procedimento

simples de ser adotado na prática geotécnica e que tem contribuído para os bons resultados, no

que se refere à qualidade, dos ensaios.

Outras práticas a serem adotadas durante a perfuração, visando garantir a qualidade das

amostras, são (DEGROOT e LADD, 2012):

a) Manutenção da lama no topo do furo;

b) Utilização de tubos de revestimento com o maior diâmetro possível para reduzir a

variação do nível da lama quando da retirada das hastes de perfuração para a introdução das

hastes com o amostrador; e

c) Redução da velocidade de perfuração ao se aproximar da profundidade de

amostragem.

Com relação à cravação do amostrador, este procedimento provoca tensões cisalhantes

entre a amostra e a parede do tubo, causando uma distorção no solo. A área atingida pela

distorção é influenciada pela espessura da parede e o ângulo do bisel formado na extremidade

do tubo. Dessa forma, as regiões mais próximas ao centro do tubo são as menos afetadas e por

isso, o amostrador com dimensões maiores favorece a obtenção de corpos de prova não

61

afetados pela cravação (SILVA E MARTINS, 2014). A influência do diâmetro do amostrador

na qualidade do corpo de prova foi discutida em LEROUEIL (1994), o qual observou as

consequências nos parâmetros de compressibilidade do solo.

4.3.1 Coletas realizadas

Foram programadas 12 verticais de coletas indeformadas na Zona 1, e 3 verticais na Zona

2. A escolha das profundidades nas quais seriam coletadas as amostras em uma vertical foi

baseada no perfil de umidade obtido da sondagem à percussão da mesma ilha de investigação

da vertical de coleta. De acordo com o valor das umidades naturais apresentadas, a camada de

argila mole foi dividida em subcamadas, sendo a coleta programada no centro destas

subcamadas. Na Tabela 4.3 estão apresentados os pontos de coleta de amostra indeformada. Na

vertical Z1-AI-20 foi programada coleta a 4,5m, mas o material era muito arenoso e a coleta

não foi realizada.

A sequência das atividades na retirada das amostras indeformadas de solo foi:

a) Montagem da torre com roldana, para auxílio nas manobras com as hastes e o trépano

de lavagem;

b) Abertura inicial com trado e colocação no terreno do tubo de PVC auxiliar, com

diâmetro de 150 mm e saída lateral;

c) Lavagem do furo com trépano até 30cm antes da profundidade programada de coleta;

d) Retirada do trépano e descida da composição tubo amostrador e hastes até o fundo do

furo. O tipo de amostrador utilizado foi o aberto, feito com tubo de PVC e adaptado do

Shelby convencional;

e) Cravação estática do tubo e pausa entre 15 e 30 minutos, de forma que o solo aderisse à

parede interna do amostrador;

f) Rotação da composição para destacar a amostra do terreno e alçamento cuidadoso do

conjunto;

g) Lacragem das extremidades do tubo com parafina e papel filme de PVC;

h) Identificação das amostras com etiquetas;

i) Transporte para o laboratório em caixas térmicas, com serragem úmida, mantendo-se

as amostras sempre na vertical.

62

TAB. 4.3 – Verticais e profundidades de amostragem

Cabe relatar que nas primeiras coletas houve dificuldades na obtenção das amostras, mas a

cada ensaio a equipe foi ganhando prática e adequando a técnica de recuperação. Algumas

amostras, por exemplo, se desprendiam do amostrador durante a sua retirada do furo e o

processo de obtenção era refeito. Passou-se a lavar com mais rigor o furo, até que a água saísse

limpa, indicando não ter mais material solto; a revestir o furo; e aguardar um intervalo de tempo

maior entre a cravação do tubo e a sua alçada.

As coletas iniciaram no mês de junho de 2015 e as amostras foram todas utilizadas até o

final de novembro do mesmo ano.

4.3.2 Tubos amostradores utilizados

Uma das preocupações com relação à qualidade das amostras era a utilização de tubos tipo

Shelby de PVC, material este não previsto em norma. Os tubos utilizados possuem diâmetro

interno de 101,4 mm, comprimento de 600 mm e parede com espessura de 2,5 mm, propostos

pela empresa de coleta (Figura 4.10). Apesar de o PVC não ser previsto em norma, o material

foi aceito pela fiscalização, desde que as amostras tivessem boa qualidade, ou pelo menos a

maioria.

Cumpre salientar que a dificuldade em se obter amostras de qualidade nas argilas moles da

Vertical Profundidades das coletas (m)

Z1-AI-04 3,0 - 5,0

Z1-AI-14 2,0 - 6,0 - 10,0

Z1-AI-29 2,0 - 6,0 - 10,0

Z1-AI-33 2,0 - 5,0

Z1-AI-18 1,5 - 3,5

Z1-AI-27 3,0 - 5,0 - 7,0

Z1-AI-36 3,0 - 7,0

Z1-AI-20 3,0

Z1-AI-60 4,0

Z1-AI-50 2,0

Z1-AI-66 3,0

Z1-AI-76 3,0 - 5,0

Z2-AI-06 4,0 - 7,0 - 10,0

Z2-AI-09 5,0 - 7,0

Z2-AI-14 2,0 - 4,0

63

região oeste da cidade do Rio de Janeiro é reconhecida. Como exemplo, apesar de serem

tomados todos os cuidados indicados na norma e por LADD e DEGROOT (2003) na

amostragem e na moldagem dos corpos de prova, BARONI (2010) obteve, para um depósito

localizado na Barra da Tijuca, em torno de apenas 60% das amostras com qualidade boa a

regular segundo o critério de LUNNE et al. (1997). MARQUES et al. (2010) avaliaram a

qualidade de 33 amostras coletadas em 12 locais distintos da Barra da Tijuca e Recreio dos

Bandeirantes. Destas amostras, apenas 24% apresentaram qualidade boa a excelente segundo o

critério de LUNNE et al. (1997). Portanto, embora os solos da região de Guaratiba se

apresentem menos compressíveis e com menor umidade natural em relação aos solos da Barra e

do Recreio, as dificuldades na retirada de amostras e na obtenção da maioria com qualidade

satisfatória são esperadas.

FIG. 4.10 – Tubo de PVC utilizado nas retiradas de amostras: a) detalhe do bisel na

extremidade externa e b) tubo com amostras, lacrados e identificados

Com relação às medidas do tubo prescritas em norma, têm-se os seguintes critérios:

a) Índice de área, Ca, inferior a 10%, determinado pela seguinte fórmula:

𝐶𝑎 =𝐷𝑒

2 − 𝐷𝑖𝑏2

𝐷𝑖𝑏2 𝐄𝐐. 𝟒. 𝟓

onde De é o diâmetro máximo externo do tubo e Dib é o diâmetro interno do bisel de corte.

64

b) Relação de folga interna, Ci, entre 0,5% e 1%, obtida pela seguinte fórmula:

𝐶𝑖 =𝐷𝑖 − 𝐷𝑖𝑏

𝐷𝑖𝑏 𝐄𝐐. 𝟒. 𝟔

onde Di é o diâmetro interno do tubo amostrador.

O tubo utilizado não foi biselado internamente, ou seja Di=Dib, resultando na folga interna

igual a zero. O bisel foi feito apenas na extremidade externa do tubo e manualmente com

auxílio de um torno de furadeira, não existindo, portanto, um padrão nas medidas do ângulo do

bisel. O fato da parte interna do tubo ser reta pode ter contribuído para as dificuldades na

recuperação da amostra. Por outro lado, a folga interna causa a expansão do solo no interior do

tubo, sendo uma das causas do amolgamento.

O índice de área calculado, considerando-se o diâmetro interno na ausência de um

diâmetro biselado, é igual a 5%, inferior ao limite máximo estabelecido pela norma.

Quanto à espessura da parede do tubo igual a 2,5 mm, este valor é recomendado, de acordo

com a norma, apenas para tubos com diâmetro externo igual ou superior a 120 mm e folga

interna de 0,5%. Diâmetros menores devem ter espessura de parede menor. Considerando o

diâmetro externo do tubo utilizado, que é igual a 103,9 mm, a espessura da parede deveria ser

de, aproximadamente, no máximo 2,17 mm, mas para folga interna de 0,5%. Como não existe

folga interna, apesar de a norma não prever esta situação, a espessura igual a 2,5 mm se torna

razoável.

Como o fator “tipo de tubo” é apenas uma das variáveis responsáveis pelo amolgamento

do solo, não se pode concluir que, caso uma amostra não atenda os critérios de qualidade, a

causa determinante seja este fator, a não ser que a maioria das amostras apresente o mesmo

comportamento. Isto posto e considerando ainda o fato de que, por mais que sejam seguidos

todos os procedimentos para minimizar o amolgamento, dificilmente uma campanha resulta em

100% de amostras de qualidade satisfatória, prosseguiu-se com os ensaios de laboratório,

embora os tubos utilizados não fossem prescritos em norma. Para atingir o objetivo principal da

dissertação, no entanto, trabalhou-se apenas com os dados das amostras (mais precisamente,

corpos de prova) que apresentaram qualidade boa a excelente, conforme os critérios que serão

discutidos no Capítulo 5, item 5.2.3.

65

5 ENSAIOS DE LABORATÓRIO

Os ensaios de laboratório foram de responsabilidade da empresa IQS Engenharia Ltda.,

sendo acompanhados pela autora da presente dissertação.

A fase de laboratório incluiu os ensaios de caracterização completa, com determinação do

teor de matéria orgânica, e os ensaios de adensamento oedométrico.

5.1 ENSAIOS DE CARACTERIZAÇÃO

Os ensaios de caracterização permitem o conhecimento das propriedades índices do solo e

a sua classificação, possibilitando prever o seu comportamento com relação à

compressibilidade, ainda que qualitativamente, os argilominerais presentes, com base na

atividade, e obter fatores de correlação e correção para estimativa de parâmetros do solo a partir

de ensaios de campo (ex.: OCR e Su em função, além de outras variáveis, do índice de

plasticidade, IP).

Os ensaios foram realizados a partir do material das amostras indeformadas, englobando:

granulometria por peneiramento e por sedimentação, limites de Atterberg, massa específica dos

grãos, peso específico natural, umidade natural e teor de matéria orgânica.

A determinação do peso específico natural (γnat) e da umidade natural (wn) foi feita durante

a preparação dos corpos de prova para o ensaio de adensamento oedométrico. Já os outros

ensaios foram realizados com o material da parte inferior dos tubos Shelby, igual a 20 cm,

separada exclusivamente com esta finalidade, uma vez que corresponde ao segmento de solo

mais amolgado e, portanto, inadequado para os ensaios de adensamento.

As amostras utilizadas nos ensaios de caracterização foram preparadas de acordo com a

norma NBR 6457/1986.

5.1.1 Análise Granulométrica

A análise granulométrica possibilita determinar os tamanhos dos grãos do solo e sua

66

distribuição percentual entre limites determinados. Com base na curva granulométrica obtida,

podem ser identificadas as características de uniformidade e graduação do solo.

Os ensaios de granulometria seguiram os procedimentos da norma NBR 7181/1984 e

consistiram no peneiramento da amostra preparada e na sedimentação das frações silte e argila.

Em cada ensaio, após passar o material por uma série de peneiras, anotando-se a

porcentagem retida em cada uma, separava-se a parcela passante na peneira #200, equivalente

aos grãos de diâmetros inferiores a 0,075 mm, para proceder aos ensaios de sedimentação. A

técnica da sedimentação se baseia na Lei de Stokes, em que a velocidade de queda dos grãos é

proporcional ao quadrado do diâmetro equivalente dos grãos, não cabendo aqui ser detalhada.

Dessa forma, é possível identificar as partículas de dimensões menores e separar a porção silte

da porção argila. A interpretação dos resultados é feita mediante a comparação com escalas

granulométricas padrões e as denominações específicas para cada faixa de tamanho de grãos

podem seguir as estabelecidas na norma ABNT NBR 6502/1995.

Na Figura 5.1 é apresentada a curva granulométrica da amostra Z1-AI-27-7,0m, a qual

apresentou, aproximadamente, 42% de argila, 49% de silte e 9% de areia. Os resultados das

demais amostras estão reunidos na Tabela 5.1, no item Resultados dos Ensaios.

FIG. 5.1 – Curva granulométrica da amostra Z1-AI-27-7,0m.

Observa-se que os termos utilizados para designar as frações em certa faixa de tamanhos

(argila, silte, areia e pedregulho) são os mesmos empregados para nomear os solos. Porém a

67

designação de um solo é baseada no seu comportamento predominante devido à atuação das

partículas. As argilas, por exemplo, em geral exercem maior influência, proporcionalmente, no

comportamento do solo e por isso é comum um solo que contenha mais silte e areia ser

classificado como argila. Para melhor caracterização do solo, portanto, há necessidade de se

conduzir os ensaios de limites físicos.

5.1.2 Limites de Atterberg

Os limites de consistência do solo, definidos pelos teores de umidade correspondente às

mudanças de estado físico, são: limite de liquidez (wL), limite de plasticidade (wP) e limite de

contração (LC). Apenas os dois primeiros, cuja conceituação é atribuída ao cientista Atterberg,

foram determinados.

Como dito anteriormente, apenas a análise granulométrica não é suficiente para a

caracterização do comportamento do solo. A determinação dos limites de Atterberg auxilia a

identificar o grau de influência das partículas finas no seu comportamento, que também

depende dos argilominerais constituintes dessas partículas.

Os ensaios de wL e de wP realizados, seguiram, respectivamente, o preconizado nas normas

ABNT NBR 6459/1984 e ABNT NBR 7180/1984 e estão apresentados na Tabela 5.1.

A partir dos valores de wL e wP obtidos, determinou-se o índice de plasticidade (IP), que é

dado pela diferença wL - wL. O IP assume um significado mais representativo do solo do que o

wP e é utilizado na determinação da atividade da argila, na construção do gráfico de Casagrande

e consequente classificação SUCS (Sistema Unificado de Classificação dos Solos) do material,

conforme apresentado no item referente aos resultados.

A atividade é um parâmetro que permite medir a influência do tipo e da quantidade do

argilomineral nas características do solo. SKEMPTON (1953) definiu este índice (IA) como a

razão entre o índice de plasticidade (IP) e a porcentagem da fração argila. Segundo a

classificação proposta por SKEMPTON (1953), para valores de IA abaixo de 0,75 o solo é

considerado inativo, entre 0,75 e 1,25, o solo é normal e, acima de 1,25 o solo é considerado

ativo.

5.1.3 Massa específica dos grãos

A massa específica dos grãos é definida como a razão entre a massa e o volume dos

68

sólidos, expressa geralmente em g/cm³. Sua determinação permite obter, juntamente com

outras características do solo, o índice de vazios do mesmo. É usual, no entanto, para fins

práticos, apresentar esta grandeza em termos de densidade relativa Gs, relacionando-a com a

massa específica da água a 4 ºC. O valor de Gs, portanto, é adimensional.

Os ensaios realizados para determinação da massa específica seguiram os procedimentos

da norma ABNT NBR 6508/1984 e os resultados, em termos de Gs, constam na Tabela 5.1.

5.1.4 Teor de matéria orgânica

Determinar a porcentagem de matéria orgânica no solo permite compreender certos

comportamentos do solo, tanto nos aspectos mecânicos como nos aspectos físicos, químicos e

biológicos.

Os ensaios para determinação do teor de matéria orgânica foram realizados conforme a

norma ABNT NBR 13600/1996, a qual prescreve a queima do material em mufla à temperatura

de (440 ± 5) ºC até apresentar constância de massa, o que leva cerca de 12 horas.

As amostras da Zona 2 foram ensaiadas no Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ e as

amostras da Zona 1 foram ensaiadas no Laboratório de Geotecnia e Meio Ambiente da

PUC-Rio.

Os resultados obtidos encontram-se na Tabela 5.1.

5.1.5 Resultados dos ensaios de caracterização

Na Tabela 5.1 estão reunidos os resultados dos ensaios de caracterização. O índice de

vazios inicial (e0) e o grau de saturação (S) foram obtidos a partir de relações existentes entre os

índices físicos e que constam na literatura da Mecânica dos Solos.

Os valores do teor de umidade, obtidos a partir das amostras indeformadas, variaram de

40% a 147%, com média de 110%. O valor mais baixo é referente à amostra Z1-AI-04-5,0m, a

qual, embora a princípio não esperado, apresenta uma porcentagem relativamente alta de finos

e distribuição granulométrica semelhante à das outras amostras. Em contrapartida, esta amostra

também apresenta o menor teor de matéria orgânica (MO) obtido no depósito, fato este mais

condizente com o esperado, haja vista o baixo teor de umidade. É comum existir uma relação,

mesmo que apenas indicativa, entre o teor de matéria orgânica e a umidade natural. Camadas

turfosas, ricas em matéria orgânica, em geral são as responsáveis pelos altíssimos valores de

69

teor de umidade recorrentes em alguns depósitos. Como exemplo, ao ensaiar amostras de um

depósito localizado na Barra da Tijuca, TASSI (2015) obteve wn entre 229% e 277% e teores de

matéria orgânica entre 30% e 39% para a camada de turfa, que prosseguiu até 4,20m de

profundidade. Nas profundidades inferiores, correspondentes à argila mole, o autor obteve

valores de wn entre 113% e 132%, ou seja, bem menores, assim como o teor de matéria

orgânica, que variou entre 6,3 e 6,8%. No depósito em estudo não foi constatada camadas de

turfa, o que é corroborado pelos valores relativamente baixos de wn e de teor de matéria

orgânica. Os valores de MO variaram de 1,74% a 13,3%.

Os valores de wL e wP tiveram pouca variação, estando compreendidos, respectivamente,

entre 78 e 95% e entre 41 e 55%. O índice de plasticidade variou entre 29 e 48% e teve o valor

médio de 40%. Na grande maioria das amostras o valor de wn encontra-se acima do wL, o que

caracterizaria o material no estado líquido, conforme definição proposta por Atterberg.

Em relação à distribuição granulométrica, houve predominância da fração silte na maioria

das amostras, com porcentagem média de 49,8%, seguida de 35,9% de argila e 14,3% de areia.

A atividade variou de 0,9 a 1,6, com média de 1,2. Valores acima de 1,25 indicam a

provável existência de argilominerais mais ativos, como a esmectita. Observa-se que não houve

nenhum valor abaixo de 0,75, designado a uma argila inativa e, tomando-se como base a média,

o depósito pode ser classificado como normal em termos de atividade. Como referência,

SANTOS (2004), ao realizar a identificação mineralógica através da análise de difração de

raios-X da argila de uma área localizada nas proximidades do depósito em estudo, obteve 41%

de caulinita, 23% de ilita e 36% de esmectita. Esta mesma argila apresentou atividade de 1,23.

O peso específico natural do solo (γnat) variou entre 13 e 17,6 kN/m³, com média de

13,9 kN/m³. Ressalta-se que o valor de 17,6 kN/m³ é bastante disperso dos demais e

corresponde ao ensaio da amostra Z1-AI-04-5,0m, citada no parágrafo que versa sobre o teor de

umidade. O valor alto do peso específico está associado ao baixo índice de vazios, o qual

também está relacionado à baixa umidade natural.

O valor médio da densidade relativa foi igual a 2,596. Não foi observado algum tipo de

relação entre os valores de Gs e outras características do solo apresentadas.

A fim de se verificar a variação dos parâmetros de caracterização do solo com a

profundidade, foram montados os perfis que se encontram na Figura 5.2. Os pontos em

destaque são referentes à amostra Z1-AI-04-5,0m, cujas características se distanciaram das

demais amostras. Apesar de esperada, não foi constatada nenhuma tendência bem definida dos

parâmetros apresentados na Figura 5.2 com a profundidade.

70

T

AB

. 5.1

– R

esult

ados

dos

ensa

ios

de

cara

cter

izaç

ão

%

Are

ia%

Sil

te%

Arg

ila

wL (

%)

wP (

%)

I P (

%)

Z1-A

I-04-3

m108,6

13,7

5,9

57,3

36,8

93

49

44

1,2

02,6

08

4,6

97,9

2,8

9

Z1-A

I-04-5

m40,1

17,6

6,9

60,0

33,1

90

45

45

1,3

62,6

17

1,7

100,0

1,0

4

Z1-A

I-14-2

m111,6

13,6

3,0

60,2

36,8

93

52

41

1,1

12,6

24

13,3

97,0

3,0

2

Z1-A

I-14-6

m130,0

13,6

11,7

56,5

31,9

91

43

48

1,5

02,6

22

6,8

100,0

3,3

4

Z1-A

I-14-8

m130,5

13,4

4,9

60,9

34,3

92

51

41

1,2

02,6

28

8,6

99,7

3,4

4

Z1-A

I-18-1

,5m

75,2

15,3

18,1

56,5

25,4

89

49

40

1,5

72,6

01

4,6

100,0

1,9

2

Z1-A

I-18-3

,5m

118,7

13,6

12,4

57,6

30,0

92

47

45

1,5

02,6

69

5,3

99,0

3,2

0

Z1-A

I-20-3

m115,9

13,7

6,7

44,9

48,4

94

52

42

0,8

72,6

19

3,4

99,5

3,0

5

Z1-A

I-27-3

m113,2

13,8

9,0

44,9

46,1

95

52

43

0,9

32,6

34

3,8

99,9

2,9

8

Z1-A

I-27-5

m125,3

13,4

12,9

42,4

44,7

90

51

39

0,8

72,6

17

6,5

99,2

3,3

0

Z1-A

I-27-7

m129,4

13,1

9,3

49,2

41,6

92

50

42

1,0

12,6

03

7,9

97,0

3,4

6

Z1-A

I-29-2

m71,7

15,5

4,7

50,3

44,7

94

51

43

0,9

62,6

14

3,7

100,0

1,8

3

Z1-A

I-29-6

m147,3

13,0

14,5

44,9

40,5

89

49

40

0,9

92,6

21

4,8

99,7

3,8

7

Z1-A

I-29-1

0m

139,1

13,0

14,5

48,0

37,5

87

48

39

1,0

42,6

29

3,7

97,7

3,7

4

Z1-A

I-33-2

m73,0

15,2

7,2

42,5

50,3

90

51

39

0,7

82,6

11

2,6

99,4

1,9

2

Z1-A

I-33-5

m122,0

13,4

4,7

54,7

40,6

78

46

32

0,7

92,6

03

8,5

98,4

3,2

3

Z1-A

I-36-3

m132,8

13,3

9,0

50,4

40,6

90

49

41

1,0

12,6

23

7,9

99,4

3,5

0

Z1-A

I-36-7

m132,0

13,3

9,9

49,7

40,4

92

48

44

1,0

92,6

20

5,0

99,6

3,4

7

Z1-A

I-50-2

m78,4

14,6

24,7

47,4

27,9

82

44

38

1,3

62,6

16

2,9

96,3

2,1

3

Z1-A

I-60-4

m118,1

13,5

17,1

52,9

30,1

85

46

39

1,3

02,5

95

4,0

98,8

3,1

0

Z1-A

I-66-3

m68,3

14,7

17,7

52,3

30,0

88

49

39

1,3

02,6

63

3,2

91,4

1,9

9

Z1-A

I-76-3

m122,4

13,5

13,7

51,9

34,4

91

49

42

1,2

22,6

28

6,8

99,3

3,2

3

Z1-A

I-76-5

m74,7

15,0

17,5

43,7

38,9

85

47

38

0,9

82,6

13

9,9

98,6

1,9

8

Z2-A

I-06-4

m144,8

13,1

0,0

75,4

24,6

81

52

29

1,1

82,5

66

4,3

100,0

3,7

1

Z2-A

I-06-7

m119,2

13,4

37,4

30,6

32,0

86

52

34

1,0

62,4

85

6,5

99,0

2,9

8

Z2-A

I-06-1

0m

110,5

13,4

33,9

35,8

30,4

88

50

38

1,2

52,4

51

6,8

97,0

2,7

9

Z2-A

I-09-5

m113,3

13,7

19,9

46,0

34,1

93

52

41

1,2

02,5

37

6,2

100,0

2,8

7

Z2-A

I-09-7

m110,4

13,7

19,7

45,5

34,7

95

55

40

1,1

52,4

37

7,5

100,0

2,6

9

Z2-A

I-14-2

m111,3

13,2

32,4

39,8

27,8

83

41

42

1,5

12,5

91

4,9

93,0

3,0

9

Z2-A

I-14-4

m112,4

13,8

30,8

42,6

26,6

80

41

39

1,4

72,5

36

5,4

100,0

2,8

4

wn (

%)

γn

at

(kN

/m³)

Gs

A

mo

str

aIA

M

O (

%)

Se

0

Gra

nu

lom

etr

iaL

imit

es d

e A

tte

rbe

rg

71

0 2 4 6 8 10

12

12

13

14

15

16

17

18

Pes

o e

spec

ífic

o n

atu

ral, γ

nat

(kN

/m³)

γ n

at

Z1

-AI-

04

5,0

m

0 2 4 6 8

10

12

05

01

00

15

02

00

Profundidade (m)

wL, w

Pe

wn

(%)

wn

wL

wP

0 2 4 6 8

10

12

01

23

4

Índ

ice

de

vaz

ios

inic

ial, e

0

e0

0 2 4 6 8 10

12

05

10

15

Teo

r d

e m

atér

ia o

rgân

ica,

MO

(%

)

MO

FIG

. 5.2

– P

erfi

l dos

par

âmet

ros

de

cara

cter

izaç

ão d

o s

olo

0 2 4 6 8 10

12

2,0

2,2

2,4

2,6

2,8

3,0

Den

sid

ade

rela

tiv

a d

os

grã

os,

G

s

Gs

72

A partir dos limites de Atterberg foi construído o gráfico de plasticidade de Casagrande,

conforme apresentado na Figura 5.3. A linha A é formada pela função IP = 0,73.(wL-20) e a

linha B é traçada na vertical wL=50%. Acima da linha A situam-se as argilas inorgânicas (C) e

abaixo estão as argilas orgânicas (O) e os siltes (M). À esquerda da linha B estão os solos de

baixa compressibilidade (L) e à direita, os de compressibilidade alta (H).

Todas as amostras ensaiadas ficaram próximas e abaixo da linha A e à direita da linha B,

podendo ser classificadas como argila orgânica de alta compressibilidade (OH). A

diferenciação entre OH e MH decorre do aspecto visual do solo, sendo que os orgânicos

apresentam coloração escura típica, como cinza escuro, que foi a cor característica das

amostras.

Para fins de comparação, os resultados dos ensaios do BRT, que se localiza próximo à área

de estudo, também foram incluídos na Figura 5.3. Neste caso, os solos foram classificados

como argila de alta compressibilidade (CH), porém inorgânica. O índice de plasticidade mais

elevado dessas amostras (IP médio de 85%) contribuiu para que os pontos fossem plotados

acima da linha A. Esta diferença entre os valores dos limites físicos do BRT e os do solo em

estudo pode ser atribuída à falta de repetibilidade inerente aos ensaios e a influência de quem o

executa. Por outro lado, o valor de IP igual a 40% é inferior ao usual para as argilas da região.

FIG. 5.3 – Gráfico de Plasticidade de Casagrande

0

20

40

60

80

100

120

0 20 40 60 80 100 120 140 160

I P (

%)

wL (%)

Gráfico de Plasticidade de Casagrande

Dados ensaios Z1 e Z2Dados BRT

Lin

ha

B

CL

CH

MH ou OH

ML ou OL

73

5.2 ENSAIOS DE ADENSAMENTO

O recalque de um aterro construído sobre um depósito de solo mole, no que concerne a sua

velocidade e magnitude, é estimado comumente por meio de parâmetros obtidos em

laboratório, no ensaio de adensamento oedométrico, também conhecido como ensaio de

compressão oedométrica.

No ensaio de adensamento, à exceção de ensaios especiais, o corpo de prova é confinado

lateralmente por um anel metálico rígido, restringindo as deformações e o fluxo d`água à

direção vertical enquanto a amostra é submetida a carregamentos verticais crescentes. Durante

o ensaio são efetuadas leituras dos deslocamentos verticais do solo versus o tempo transcorrido

e a tensão atuante. Os principais parâmetros do solo assim quantificados são: tensão de

sobreadensamento, índices de compressão e de recompressão, compressão secundária e

coeficiente de adensamento.

O ensaio de adensamento tradicionalmente realizado é o de incremento de tensões a cada

24 horas, denominado ensaio convencional (IL24

). Neste ensaio, para avaliar a compressão

secundária, também é usual a inclusão de ciclos de descarregamento. Apesar do inconveniente

de o ensaio incremental durar cerca de duas semanas, o mesmo é considerado relativamente

simples e, na maioria das situações, gera resultados satisfatórios. Ainda assim, cumpre

mencionar outras desvantagens deste tipo de ensaio, conforme observado por LEROUEIL et al.

(1983): no gráfico índice de vazios versus tensão efetiva vertical, os pontos obtidos são muito

espaçados entre si, dificultando o traçado da curva de compressibilidade e a estimativa da

tensão de sobreadensamento; e a deformação devido ao adensamento secundário varia para

cada incremento de carga e amostra de solo.

Visando contornar estes problemas, é comum a adoção de diferentes técnicas no ensaio

convencional ou mesmo o emprego de outros tipos de ensaio de adensamento oedométrico.

Dentre os ensaios alternativos ao convencional, destaca-se o de adensamento com velocidade

de deformação constante (CRS), proposto por HAMILTON e CRAWFORD (1959). As

medições das tensões aplicadas e das deformações são contínuas, assim como das poropressões

na base do corpo de prova. Neste ensaio, o prazo para obtenção dos parâmetros é bem menor do

que no ensaio incremental, com duração média de dois dias. Contudo, no ensaio CRS, o efeito

da velocidade de deformação na compressibilidade da argila tem importantes implicações nos

resultados obtidos, principalmente na tensão de sobreadensamento. LEROUEIL (1996),

74

baseado em ensaios realizados em diferentes depósitos, incluindo trabalhos de outros autores,

mostra que a tensão de sobreadensamento obtida no ensaio CRS, para velocidades de

deformação de 1 a 4x10-6

s-1

, é cerca de 25% maior do que a deduzida do ensaio convencional e

sugere, portanto, a correção dos resultados daquele ensaio, uma vez que a prática geotécnica é

baseada nos resultados deste último.

De acordo com ALMEIDA e MARQUES (2010) o ensaio CRS ainda é pouco utilizado na

prática brasileira. A realização deste tipo de ensaio é mais frequente nos trabalhos acadêmicos,

sendo comum, em uma mesma pesquisa, a execução de mais de um tipo (e.g.,

SPANNENBERG (2003), TEIXEIRA (2012) e BARAN (2014)).

Nesta pesquisa, no entanto, os ensaios conduzidos foram apenas os convencionais (IL24

),

os quais cumprem satisfatoriamente os principais objetivos do trabalho.

5.2.1 Determinação dos parâmetros de compressibilidade

Uma das maneiras de se representar os resultados do ensaio de adensamento oedométrico é

através do gráfico de índice de vazios versus o logaritmo da tensão vertical efetiva. Na Figura

5.4 é apresentado um gráfico típico, onde são identificados a curva de compressão e os

parâmetros de compressibilidade.

A tensão de sobreadensamento, σ`vm, é definida, conceitualmente, como a máxima tensão

já experimentada pelo solo em campo. Na curva de compressibilidade obtida no ensaio de

adensamento, σ`vm corresponde ao valor que separa os trechos de recompressão e compressão

virgem, identificados pela mudança acentuada no gradiente da curva, conforme apresentado na

Figura 5.4. Isto significa que para tensões atuantes acima da tensão de sobreadensamento, as

deformações do solo serão bem maiores se comparadas às deformações devido às tensões

inferiores a σ`vm. Quando submetido a tensões superiores a σ`vm, outra alteração significativa no

comportamento do solo diz respeito ao coeficiente de adensamento, que é reduzido

consideravelmente.

Para o trecho anterior à σ`vm, diz-se também que a amostra se encontra sobreadensada e,

para o trecho posterior à σ`vm, o solo se encontra na condição normalmente adensada.

A comparação entre a tensão de sobreadensamento e a tensão vertical efetiva atual sobre o

solo no ponto onde a amostra foi extraída (σ`v0) permite avaliar a evolução desse solo e a

condição em que o mesmo se encontra, se normalmente adensado ou sobreadensado. Diante

dessa necessidade de conhecer a história de tensões do depósito, CASAGRANDE (1936)

75

definiu o parâmetro razão de sobreadensamento, cujo valor é igual à razão entre σ`vm e σ`v0.

Alguns autores o denotam como RSA, mas a nomenclatura conhecida internacionalmente e

adotada neste trabalho é OCR (do inglês, overconsolidation ratio).

Existem vários métodos empíricos para a obtenção de σ`vm a partir da curva de

compressibilidade e os mais empregados no Brasil são o método de Casagrande (1936) e o

método de Pacheco Silva (1970) (PINTO, 2006).

FIG. 5.4 – Gráfico e x log σ`v: curva de compressibilidade e identificação dos parâmetros

O índice de compressão (Cc) representa a variação do índice de vazios com o aumento da

tensão vertical efetiva no trecho normalmente adensado e é expresso pela inclinação da reta

ajustada aos pontos plotados na curva “virgem”, conforme visualizado na Figura 5.4. Caso este

trecho se apresente retilíneo, há grandes indícios de a amostra estar amolgada, conforme

demonstrado por COUTINHO (1976), VILELA (1976) e FERREIRA (1982). No item 5.2.3, o

qual versa sobre qualidade das amostras, esta questão é melhor discutida.

Os valores de Cc obtidos no ensaio de adensamento são, empiricamente, relacionados ao

teor de umidade natural do solo (wn). SILVA (2013), por exemplo, com base em uma série de

1,40

1,90

2,40

2,90

3,40

3,90

1 10 100 1000

Índic

e de

Vaz

ios,

e

Tensão Vertical Efetiva, σ`v (kPa)

1 Cr

1

Cc

1 Cs

Trecho "virgem", normalmente adensado

Trecho sobreadensado

σ`vm

σ`vm

76

resultados de estudos de diferentes argilas brasileiras, propôs a seguinte correlação (expressão

5.1):

𝐶𝑐 = 0,0115 . 𝑤𝑛 + 0,800 𝐄𝐐. 𝟓. 𝟏

Mais adiante, no Capítulo 6, será apresentada a relação entre Cc e wn encontrada para o

depósito em estudo, comparando-a com a proposição de SILVA (2013) e de outros depósitos

específicos da Zona Oeste da cidade do Rio de Janeiro. A relação entre Cc e wn, no entanto, é

meramente para fins de previsão de magnitude de recalques numa fase de anteprojeto, quando

se não se dispõe de ensaios de laboratório.

A compressibilidade das argilas plásticas é influenciada por fatores físico-químicos, tais

como a composição mineralógica, a capacidade de troca de cátions, a área específica da

superfície das partículas e as características do fluido dos poros (BOLT, 1956; MITCHELL e

SOGA, 2005). Tendo isto em vista, também é comum encontrar na literatura relações entre Cc e

o limite de liquidez (wL) e entre Cc e o índice de plasticidade (IP) (FERREIRA, 1982; TIWARI

e AJMERA, 2012). Contudo, na prática geotécnica a comparação entre Cc e wn é mais

interessante, devido à facilidade de obtenção deste último parâmetro, e permite, por exemplo, o

mapeamento com furos de sondagem.

O índice de recompressão (Cr) corresponde à inclinação da reta ajustada no trecho

sobreadensado da curva de compressibilidade, quando o solo está em processo de

recompressão, como já indica o nome. O índice está representado na Figura 5.4. PINTO (2006)

cita que o valor de Cr costuma ser da ordem de 10 a 20% do valor de Cc, a depender do tipo de

solo.

O índice de expansão (Cs) corresponde à inclinação da reta de descarregamento e também

pode ser observado na Figura 5.4. Na realidade, a não ser que amostra esteja amolgada, os

valores de Cr e Cs são bem próximos, uma vez que estes índices correspondem à faixa em que o

solo apresenta comportamento praticamente elástico.

Em relação à compressão secundária, apesar de sua análise não fazer parte do escopo do

presente trabalho e, como cita SANDRONI (2006a), os ensaios de adensamento convencionais

não serem os mais indicados para estimativa dos recalques por compressão secundária, foi feita

uma avaliação desta grandeza para fins de caracterização do depósito, com razoável

confiabilidade.

A ocorrência do adensamento secundário é notória no monitoramento dos recalques e

77

estudada há várias décadas, mas ainda hoje há divergências na literatura sobre o seu mecanismo

e até mesmo quanto à sua definição. Sem enveredar nestas questões e buscando uma definição

para seu entendimento, pode-se dizer que a compressão secundária corresponde às deformações

lentas que ocorrem após o desenvolvimento dos recalques previstos na teoria do adensamento,

ou seja, quando as poropressões praticamente já se dissiparam. LAMBE e WHITMAN (1969)

atribuem o recalque secundário a uma provável reorientação contínua das partículas,

influenciada pela expulsão da água adsorvida, que é aquela fortemente aderida à partícula por

forças eletroquímicas.

Segundo LAMBE e WHITMAN (1969), a compressão secundária pode ser extremamente

grande, principalmente nos solos altamente plásticos e orgânicos, nos quais sua magnitude pode

exceder a dos recalques primários.

FEIJÓ e MARTINS (1993) indicaram, para a argila do depósito de Sarapuí, que na faixa de

valores de OCR entre 2 e 6 não há compressão ou expansão secundária. MARTINS (2008),

citado por DOMINGOS (2008), faz a observação de que o OCR para a linha de fim de

compressão secundária é de 1,5 a 1,6 em relação à curva obtida em FEIJÓ e MARTINS (1993),

pois neste trabalho a curva apresentada teve influência de uma parcela de compressão

secundária.

Para a estimativa da deformação secundária (εsec), considerou-se a linha de fim do

adensamento secundário obtida no ensaio ao ser promovido um descarregamento equivalente a

OCR igual a 2, conforme esquematizado na Figura 5.5. Nos cálculos da εsec, estimou-se uma

tensão vertical efetiva final de 100 kPa.

FIG. 5.5 – Linha de fim do secundário para OCR=2 e variação do índice de vazios

correspondente ao adensamento secundário (Δesec).

1,40

1,90

2,40

2,90

3,40

3,90

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Vazi

os,

e

Tensão Vertical Efetiva, σ`v (kPa)

linha de fim do

secundário

(OCR 2,0)

Δesec

linha de fim do

primário

σ`vf 2 σ`vf

78

5.2.2 Determinação dos coeficientes de adensamento

Outro parâmetro do solo obtido do ensaio de adensamento oedométrico é o coeficiente de

adensamento vertical, cv. No caso particular desta pesquisa, pretendeu-se obter também o

coeficiente de adensamento horizontal, ch, ao rotacionar a amostra 90º de sua posição original,

conforme apresentado no item 5.2.4. A determinação do coeficiente de adensamento, como

discutido no Capítulo 2, assume fundamental importância nos projetos de aterros sobre solos

moles, pois permite prever a velocidade na qual os recalques ocorrerão.

O controle da variação da altura dos corpos de prova durante o intervalo de tempo entre

dois incrementos de carga consecutivos, nos tempos pré-determinados, permite obter os

gráficos de adensamento. Para a obtenção do coeficiente de adensamento a partir dos gráficos,

no entanto, devem ser feitos ajustes nos dados experimentais. Os dois métodos mais utilizados

para os ajustes são: o proposto por CASAGRANDE e FADUM (1944), conhecido como

método de Casagrande ou logaritmo do tempo, o qual trabalha com os dados do tempo plotados

em logaritmo na abscissa, e o proposto por TAYLOR (1948), conhecido como raiz do tempo,

no qual os dados do tempo são inseridos em raiz quadrada na abscissa.

Os ajustes se devem ao fato de a curva obtida no ensaio não ser exatamente igual à curva

teórica do adensamento. No início do ensaio existe uma pequena deformação imediata devida à

possível compressão de bolhas de ar que a amostra possa ter e à conformação nas interfaces do

corpo de prova com as pedras porosas. Segue o adensamento primário, conforme trata a teoria

e, antes que este tenha terminado, inicia-se a deformação lenta residual, correspondente ao

adensamento secundário (PINTO, 2006). Faz-se necessário, portanto, recorrer aos métodos que

possibilitam identificar o início e o fim do adensamento primário e interpretar a curva recalque

versus tempo em termos do grau de adensamento.

Nesta dissertação, os coeficientes de adensamento foram calculados pelos dois métodos

citados. No método de Casagrande, o cálculo é feito para o grau de adensamento igual a 50%,

enquanto que, no método de Taylor, trabalha-se com o grau de adensamento igual a 90%. Em

ambos os métodos, o cálculo do cv, ou ch, é efetuado a partir da Equação 5.2 a seguir:

cv , ch = T × Hd

2

t 𝐄𝐐. 𝟓. 𝟐

onde:

T - fator tempo correspondente à porcentagem de adensamento. No método de Casagrande,

79

T=0,197 (U=50%) e, no de Taylor, T=0,848 (U=90%);

Hd – distância de drenagem. Como as duas faces do corpo de prova são drenantes, Hd é a metade

da altura média do corpo de prova durante o estágio de carga em análise;

t – tempo necessário para ocorrer 50% do recalque, no método de Casagrande, ou 90% no caso

de se utilizar o método de Taylor.

Na Figura 5.6 são mostrados, graficamente, os procedimentos para obtenção do tempo

para que ocorra a porcentagem de adensamento requerida pelo método utilizado.

FIG. 5.6 – Interpretação da curva de adensamento pelo método de Casagrande (a) e pelo

método de Taylor (b).

1,30

1,35

1,40

1,45

1,50

0,1 1,0 10,0 100,0 1000,0

Alt

ura

do c

orp

o d

e pro

va

(cm

)

Tempo (min)

h100

1,528

d

d

1,335

1,431h50

h0

t 4t

t50

17,0

a)

1,30

1,35

1,40

1,45

1,50

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do c

orp

o d

e pro

va

(cm

)

Raiz de Tempo (√min)

h90

h0

7,7

t90 = 59,3

x 0,15x

b)

80

O valor de cv encontrado pelo método de Taylor é, em geral, maior do que o obtido pelo

método de Casagrande (LAMBE e WITHMAN,1969; LADD, 1971 e TAVENAS et al., 1983).

Nos resultados dos ensaios da argila de Sarapuí, depósito localizado na Baixada Fluminense,

Estado do Rio de Janeiro, SAYÃO (1980) encontrou a relação cv Taylor/cv Casagrande igual a 1,8.

SPANNENBERG (2003), ao caracterizar um depósito argiloso também na Baixada

Fluminense, obteve a relação na ordem de 1,9.

Segundo TAVENAS et al. (1983) esta diferença se deve ao fato de que no método de

Taylor a interpretação é baseada principalmente na primeira parte da curva recalque versus

tempo, quando a permeabilidade, e, consequentemente, o coeficiente de adensamento, são

maiores. Os autores encontraram para a argila de Louiseville a relação cv Taylor/cv Casagrande

aproximada de 1,2.

PINTO (2006) observa que algumas vezes não é possível definir claramente o trecho

retilíneo do processo de Taylor e que, nos solos em que o adensamento secundário é acentuado,

a aplicação do método de Casagrande torna-se difícil.

5.2.3 Qualidade das amostras

Inferir a qualidade das amostras permite avaliar a confiabilidade dos resultados obtidos nos

ensaios de adensamento oedométrico. Amostras de boa qualidade são fundamentais para o

sucesso das análises. Ressalta-se que o termo qualidade das amostras é consagrado na

comunidade geotécnica, mas é evidente que também está incluído neste conceito a qualidade

dos corpos de prova, uma vez que as causas do amolgamento do solo podem ter origem tanto na

obtenção da amostra como na moldagem do corpo de prova.

Os efeitos do amolgamento das amostras sobre a curva de compressibilidade foram

descritos primeiramente por RUTLEDGE (1944), o qual observou que o amolgamento

deslocava a curva e x log σ`v para baixo, reduzia sua inclinação e dificultava a identificação da

tensão de sobreadensamento. COUTINHO (1976), ao estudar a argila do depósito de Sarapuí,

percebeu que a conformação retilínea do trecho virgem era devida à má qualidade das amostras,

sendo que, até então, acreditava-se que o índice de compressão (Cc) era constante, como

proposto por LADD (1973). VILELA (1976) observou o mesmo comportamento relatado por

COUTINHO (1976) nas curvas de compressão da argila da Estação Uruguaiana do Metrô-Rio,

assim como FERREIRA (1982) percebeu nas curvas de uma argila de Recife. Outras

consequências do amolgamento, conforme as observações de laboratório, são: índice de vazios

81

menor para qualquer tensão efetiva, redução da tensão de sobreadensamento, aumento da

compressibilidade no trecho de recompressão e decréscimo da compressibilidade no trecho de

compressão virgem.

COUTINHO (1976) também observou que o amolgamento da amostra decresce o valor do

coeficiente de adensamento. No entanto, a importância relativa deste efeito é geralmente bem

menor quando a tensão aplicada é relativamente grande.

Na Figura 5.7 são apresentadas curvas de compressibilidade e de adensamento referentes a

amostras de boa e má qualidade e amostras amolgadas em laboratório, exemplificando o efeito

do amolgamento nos parâmetros do solo.

FIG. 5.7 – Efeito do amolgamento nas curvas de compressibilidade e de adensamento

(FERREIRA e COUTINHO, 1988; COUTINHO et al. 1998; adaptado por ALMEIDA e

MARQUES, 2003)

Visando classificar as amostras quanto a sua qualidade de maneira objetiva, LUNNE et al.

82

(1997) propuseram um critério baseado na diferença relativa entre o índice de vazios inicial do

corpo de prova (e0) e o índice de vazios correspondente à tensão vertical efetiva de campo (ev0),

conforme a expressão 5.3. O critério considera ainda o valor de OCR, como pode ser observado

na Tabela 5.2.

Δe

e0 =

e0 − ev0

e0 𝐄𝐐. 𝟓. 𝟑

COUTINHO (2007) recomendou um critério semelhante ao de LUNNE et al. (1997),

diferindo apenas nos valores limites das categorias de classificação, os quais são mais

condizentes com as argilas brasileiras. Este critério também pode ser visualizado na Tabela 5.2.

TAB. 5.2 – Critérios para classificação da qualidade da amostra

Observa-se na Tabela 5.2 que a nomenclatura do limite superior de uma categoria não

coincide com a nomenclatura do limite inferior da categoria de melhor qualidade subsequente.

Se um corpo de prova apresentar Δe/e0 = 0,08, por exemplo, pelo critério de COUTINHO

(2007) pode ser classificado como de qualidade ruim, ao mesmo tempo em que está no limite

inferior da categoria boa a regular. Para evitar dúvidas na avaliação, ANDRADE (2009)

sugeriu uma modificação do critério de COUTINHO (2007) criando categorias intermediárias,

como mostra a Tabela 5.3.

TAB. 5.3 – Critério de Coutinho (2007) modificado (Andrade, 2009)

1-2 < 0,04 0,04-0,07 0,07-0,14 > 0,14

2-4 < 0,03 0,03-0,05 0,05-0,10 > 0,10

1-2,5 < 0,05 0,05-0,08 0,08-0,14 > 0,14

OCR

Critério de Lunne et al. (1997)

Critério de Coutinho (2007)

Δe/e0

Muito boa a

excelenteBoa a regular Ruim Muito ruim

1-2,5 < 0,05 0,05-0,065 0,065-0,08 0,08 - 0,11 0,11 - 0,14 > 0,14

Pobre a

muito pobreMuito pobre

Δe/e0

OCR Muito boa a

excelente

Muito boa

a boaBoa a regular

Regular a

pobre

83

5.2.4 Descrição dos ensaios

Os primeiros ensaios, correspondentes aos da Zona 2, foram executados no Laboratório de

Geotecnia Prof. Jacques de Medina da COPPE/UFRJ. Porém, devido aos resultados

apresentados, típicos de amostras amolgadas, condizentes com as dificuldades durante as

primeiras coletas, todos os ensaios da Zona 2 foram refeitos após uma nova coleta, com exceção

da vertical 14, nas profundidades de 2,0 e 4,0 m, que gerou bons resultados. Ainda assim, os

resultados dos ensaios da Zona 2 apresentados nesta dissertação serão aqueles executados na

primeira vez, mostrando-se a influência do amolgamento nos valores de alguns parâmetros

geotécnicos. Os ensaios refeitos não ficaram prontos a tempo de serem analisados nesta

dissertação. Os demais ensaios, correspondentes aos da Zona 1, foram executados no

laboratório da empresa IQS Engenharia Ltda.

Ao todo foram realizados 40 ensaios de adensamento oedométrico, sendo 30 com corpos

de prova moldados à maneira convencional, doravante denominados CP horizontal, e 10

ensaios com corpos de prova obtidos pela rotação de 90º da amostra, conforme esquematizado

na Figura 5.8, doravante mencionados como CP vertical. Dessa forma, a partir do CP

horizontal, estimou-se o valor cv e, a partir do CP vertical, estimou-se o valor de ch. Na Tabela

5.4 estão relacionados os ensaios executados, suas respectivas profundidades e verticais de

coleta.

Primeiramente foram executados os ensaios com os CPs horizontais e verificou-se a

qualidade das amostras pelos critérios de classificação de LUNNE et al. (1997) e COUTINHO

(2007), conforme descrito no item 5.2.3. Selecionaram-se, então, as amostras com qualidade

entre “boa a regular” e “muito boa a excelente” que serviriam para moldagem dos CPs verticais.

A moldagem do corpo de prova na posição vertical tem como objetivo a obtenção da

anistropia da permeabilidade e o coeficiente de adensamento horizontal do solo, uma vez que o

fluxo d`água no ensaio se dará preferencialmente na direção vertical, correspondente ao fluxo

horizontal in situ. A Figura 5.8 ilustra o procedimento adotado e a suposta orientação das

partículas do solo, que é um dos principais fatores que contribuem para a permeabilidade

horizontal ser maior do que a vertical.

84

FIG. 5.8 - Esquema de moldagem dos corpos de prova na direção horizontal e vertical

TAB. 5.4 – Ensaios de adensamento realizados

CP horizontal CP vertical

3,0 x

5,0 x

2,0 x

6,0 x

8,0 x

1,5 x x

3,5 x x

Z1-AI-20 3,0 x

3,0 x x

5,0 x x

7,0 x x

2,0 x x

6,0 x x

10,0 x

2,0 x

5,0 x

3,0 x x

7,0 x x

Z1-AI-50 2,0 x

Z1-AI-60 4,0 x x

Z1-AI-66 3,0 x

3,0 x

5,0 x

4,0 x

7,0 x

10,0 x

5,0 x

7,0 x

2,0 x

4,0 x

30 10

Z1-AI-18

Z1-AI-27

TOTAL DE ENSAIOS

Vertical de

coleta

Profundidade

da amostra (m)

Ensaios de adensamento

Z1-AI-36

Z1-AI-76

Z2-AI-06

Z2-AI-09

Z2-AI-14

Z1-AI-04

Z1-AI-14

Z1-AI-29

Z1-AI-33

85

Antes de iniciar a descrição sobre os procedimentos de ensaio, cabe dizer que as amostras

foram acondicionadas em caixa térmica com serragem até o momento de sua utilização,

verificando-se sempre a umidade, como mostra a Figura 5.9.

FIG. 5.9 – Armazenamento das amostras.

Os tubos amostradores tinham aproximadamente 60 cm e foram cortados em segmentos

cuidadosamente com uma serra fina. A parte inferior dos tubos, cerca de 20 cm, foi utilizada

para os ensaios de caracterização. Segmentos subsequentes de 10 cm foram usados para

moldagem dos corpos de prova na horizontal e na vertical. Na Figura 5.10 é exemplificada a

divisão de um tubo amostrador.

FIG. 5.10 – Marcação dos segmentos de um tubo a serem cortados.

Na Figura 5.11 estão ilustrados os procedimentos adotados na moldagem dos corpos de

prova. Para a extração de cada amostra, foi passado um fio de aço (corda de violão) entre o solo

86

e a parede do tubo diversas vezes, de forma a desprender um do outro e a minimizar o

amolgamento nesta fase, conforme indicação de LADD e DEGROOT (2003). Após a redução

do atrito, a amostra era lentamente empurrada para fora do tubo com o auxílio de um peso

metálico de diâmetro pouco inferior ao do amostrador (Figura 5.11 b). Neste caso foi utilizado o

próprio cabeçote da célula de adensamento.

A moldagem de um corpo de prova consistiu na cravação do anel metálico, de extremidade

cortante, centralizado na amostra já extraída do tubo. À medida que o anel penetrava no solo,

retirava-se cuidadosamente o excesso de material ao redor e na parte superior do anel,

facilitando a sua penetração. O excesso era retirado também com o auxílio de um fio de aço. A

presença de conchas às vezes dificultava a moldagem e seguia-se com o deslocamento do anel

até não se ter mais a interferência das mesmas. Por fim, uma régua metálica era utilizada para o

acerto final das superfícies do topo e da base do corpo de prova. Os corpos de prova foram

moldados com diâmetro de 61,7 mm e altura de 20,0 mm.

FIG. 5.11 – Procedimentos de moldagem dos corpos de prova: a) redução do atrito entre a

amostra e a parede do tubo; b) retirada da amostra com auxílio de um peso; c) cravação do anel

com a amostra na posição natural; d) retirada do excesso de material ao redor do anel; e e)

acerto final da base e do topo do corpo de prova.

A diferença na moldagem do CP horizontal para o vertical é que, para este último,

cortavam-se dois arcos diametralmente opostos da amostra, obtendo-se duas superfícies planas,

87

uma para permitir, ao tombar a amostra, apoiá-la na placa de vidro e a outra para facilitar a

cravação do anel (Figura 5.12).

FIG. 5.12 – Moldagem de um CP vertical: a) corte em meia cana da amostra e b) cravação do

anel na amostra rotacionada 90º de sua posição original

As sobras das amostras eram imediatamente utilizadas para determinação do teor de

umidade inicial, de acordo com a norma ABNT NBR 6457 (MB 27).

Na Figura 5.13 são apresentados os acessórios da célula de adensamento e uma célula

pronta para ser ensaiada.

FIG. 5.13 - Acessórios da célula de adensamento (a) e célula montada (b)

Para execução dos ensaios foram utilizadas prensas de adensamento edométrico tipo

Bishop, de fabricação da Viatest, modelo VS 910, a qual oferece as relações de 20:1 e 24:2

entre a carga aplicada e a carga transmitida para o corpo de prova (Figura 5.14). A relação

utilizada foi a de 24:1.

Os ensaios realizados foram os de carregamento incremental (adensamento convencional),

com tensão vertical inicial de 3,0 kPa e estágios com incrementos de tensão na razão Δσv/σv=1.

Programou-se o descarregamento nas tensões de 200 e 400 kPa. Os estágios de carregamento

88

seguiram, assim, a ordem: 3 - 6 - 12,5 - 25 - 50 - 100 - 200 - 100 - 200 - 400 - 200 -100 kPa.

FIG. 5.14 – Prensa utilizada nos ensaios de adensamento oedométrico.

5.2.5 Resultados

A medida da variação da altura dos corpos de prova para cada estágio de carregamento

permitiu a montagem dos gráficos índice de vazios versus tensão efetiva vertical, obtendo-se a

curva de compressibilidade. As curvas de compressão de todos os ensaios estão apresentadas no

Anexo 2.

A Tabela 5.5 reúne os parâmetros de compressibilidade obtidos para todos os corpos de

prova moldados na direção horizontal, ou seja, seguindo os procedimentos convencionais, os

quais, por ora, são os de interesse para caracterizar o depósito. Algumas características

percebidas nas curvas de compressão dos corpos de prova moldados na vertical serão discutidas

no Capítulo 6, no qual também será feita uma abordagem mais detalhada sobre os parâmetros,

procurando-se verificar a sua variação com a profundidade, a exclusão dos valores de amostras

amolgadas e comparação com dados de outros depósitos.

A tensão de sobreadensamento foi determinada pelo método de Casagrande. A tensão

vertical efetiva in situ (σ`vo) foi calculada considerando-se o nível d`água, determinado durante

as sondagens à percussão, e o peso específico de cada subcamada, conforme os resultados dos

ensaios das amostras em diferentes profundidades de uma mesma vertical.

89

TAB. 5.5 – Resumo dos parâmetros de compressibilidade dos CPs moldados na horizontal

Sem escoimar os valores obtidos de amostras amolgadas, como será discutido no Capítulo

seguinte, os valores de Cc variaram entre 0,23 e 2,19, com média de 1,46, e os valores de Cr

variaram entre 0,07 e 0,33, com média de 0,13. A relação média Cc/Cr , a priori, foi de 0,09. O

índice de vazios variou entre 1,04 e 3,87, apresentando média de 2,88. O valor da razão de

compressão, CR, variou entre 0,11 e 0,51, com valor médio de 0,37.

Os valores da razão de sobreadensamento, OCR, variaram entre 0,31 e 3,34, com média de

1,5. No entanto, os valores abaixo de 1 não são coerentes, como será melhor explicado no

3,00 0,66 17,67 43,0 2,43 2,890 2,800 0,15 1,51 0,39 11,0%

5,00 0,66 28,91 NP NP 1,040 0,930 NP 0,23 0,11 3,2%

2,00 0,58 12,88 32,0 2,48 3,020 2,950 0,12 1,60 0,40 11,0%

6,00 0,58 27,14 50,0 1,84 3,340 3,210 0,15 2,19 0,51 14,3%

8,00 0,58 34,11 48,0 1,41 3,440 3,300 0,11 2,06 0,46 13,0%

1,50 1,00 18,42 50,0 2,72 1,920 1,870 0,08 0,85 0,29 8,1%

3,50 1,00 23,62 45,0 1,91 3,187 3,080 0,09 1,76 0,42 11,8%

Z1-AI-20 3,00 0,94 21,25 6,5 0,31 2,910 2,450 0,33 0,96 0,25 6,8%

3,00 0,80 20,24 42,0 2,08 2,975 2,880 0,14 1,63 0,41 11,4%

5,00 0,80 28,01 30,0 1,07 3,292 3,080 0,17 1,64 0,38 10,6%

7,00 0,80 35,05 43,0 1,23 3,457 3,300 0,10 1,83 0,41 11,5%

2,00 0,51 16,76 38,0 2,27 1,830 1,740 0,13 0,78 0,28 7,8%

6,00 0,51 29,96 31,0 1,03 3,870 3,640 0,17 2,16 0,44 12,4%

10,00 0,51 43,06 33,0 0,77 3,740 3,280 0,14 1,99 0,42 11,8%

2,00 1,00 20,98 23,0 1,10 1,920 1,780 0,10 0,78 0,27 7,5%

5,00 1,00 34,72 30,0 0,86 3,230 2,900 0,16 1,56 0,37 10,1%

3,00 0,00 10,77 36,0 3,34 3,488 3,430 0,11 1,93 0,43 12,0%

7,00 0,00 25,13 35,0 1,39 3,470 3,290 0,11 1,96 0,44 12,3%

Z1-AI-50 2,00 0,73 17,14 34,0 1,98 2,130 2,030 0,12 0,95 0,30 8,5%

Z1-AI-60 4,00 1,00 25,16 45,0 1,79 3,088 2,980 0,07 1,56 0,38 10,5%

Z1-AI-66 3,00 1,20 26,94 40,0 1,48 1,990 1,870 0,09 0,93 0,31 8,7%

3,00 1,10 22,34 NP NP 3,230 2,780 NP 0,89 0,21 5,6%

5,00 1,10 31,45 49,0 1,56 1,980 1,850 0,12 0,90 0,30 8,4%

4,00 0,61 18,38 7,0 0,38 3,711 NP NP NP NP NP

7,00 0,61 28,13 22,0 0,78 2,978 2,530 0,13 1,76 0,44 12,3%

10,00 0,61 38,33 32,0 0,83 2,786 2,420 0,09 1,61 0,43 12,1%

5,00 1,27 31,20 28,0 0,90 2,873 2,460 0,20 1,53 0,40 10,3%

7,00 1,27 38,55 38,0 0,99 2,685 2,430 0,11 1,57 0,43 11,9%

2,00 0,81 14,40 27,0 1,88 3,085 2,960 0,10 1,76 0,43 12,2%

4,00 0,81 21,32 25,0 1,17 2,838 2,650 0,13 1,50 0,39 10,7%

Obs.: NP - não foi possível determinar

Z2-AI-09

Z2-AI-14

Z1-AI-27

Z1-AI-29

Z1-AI-33

Z1-AI-36

Z1-AI-76

Z2-AI-06

Z1-AI-04

Z1-AI-14

Z1-AI-18

CR =

Cc/(1+e0)εsece0 ev0 Cr CcAmostra Prof. (m) N.A. (m)

σ`vo

(kPa)

σ`vm

(kPa)OCR

90

Capítulo seguinte, no item 6.2.

A deformação secundária estimada, εsec, variou na faixa de 3,2 a 14,3%, com média de

10,2%. Salienta-se que estes valores foram obtidos considerando-se a linha fim do secundário

para OCR=2 a partir do fim do primário. Caso fosse gerado um OCR de 1,5, o valor médio de

εsec seria de 6%. Como referência, CAMPOS (2006) considerou OCR de 1,95 para as argilas de

Santa Cruz e obteve εsec de 11%. TASSI (2015) realizou ensaios para identificar a posição da

linha de fim do secundário para um depósito localizado na Barra da Tijuca e chegou a valores

de OCR correspondente acima de 2.

Os valores dos coeficientes de adensamento variam de acordo com o nível de tensões a que

o solo está submetido. Na Tabela 5.6 estão reunidos os resultados obtidos pelos métodos de

TAYLOR (1948) e de CASAGRANDE (1944), sendo que para este último apenas os valores

das amostras ensaiadas com CP na horizontal e na vertical foram calculados. Os valores de cv

apresentados correspondem ao nível de tensão de 100 kPa dos corpos de prova moldados na

horizontal. Este nível de tensão condiz com o esperado caso seja construído um aterro na área

de estudo, uma vez que a cota acabada mínima para o aterro deverá ser da ordem de 3,0 m,

conforme estipulado pela Fundação Rio Águas, e há de se considerar ainda o aterro de

sobrecarga.

Considerando os resultados pelo método de Taylor constantes na Tabela 5.6, inclusive os

das amostras amolgadas, os valores de cv variaram entre 1,2 e 69,4 x 10-8

m²/s, com média de

4,53 x 10-8

m²/s. O valor extremo de 69,4 x 10-8

m²/s corresponde à amostra Z1-AI-04-5,0m,

comentada no item 5.1.5 por apresentar dados não representativos do depósito. Uma discussão

mais detalhada sobre este valor será feita no Capítulo 6.

Os dados dos corpos de prova moldados na vertical serão discutidos no próximo Capítulo.

Por ora, os resultados são apresentados na Figura 5.15, a qual reúne graficamente os valores dos

coeficientes de adensamento apenas dos corpos de prova moldados tanto na horizontal quanto

na vertical, obtidos pelo método de Taylor e de Casagrande, considerando-se as tensões de 100

e 200 kPa. Observa-se que os valores obtidos pelo método de Taylor em geral são maiores. A

relação média encontrada foi cv Taylor/cv Casagrande igual a 1,4.

As curvas de adensamento obtidas nos ensaios estão apresentadas no Anexo 3. No

Capítulo 6 serão analisadas algumas curvas, comparando-se aquelas dos corpos de prova

moldados na vertical com as dos corpos de prova na horizontal, retirados da mesma amostra.

91

TAB. 5.6 – Coeficientes de adensamento dos CPs moldados na horizontal (cv), para o domínio

normalmente adensado (σ`v = 100 kPa)

3,00 2,90 NC

5,00 69,40 NC

2,00 2,85 NC

6,00 1,17 NC

8,00 1,22 NC

1,50 8,39 NP

3,50 2,66 1,38

Z1-AI-20 3,00 2,47 NC

3,00 1,90 1,35

5,00 1,28 1,10

7,00 3,02 1,68

2,00 2,86 2,10

6,00 1,55 1,51

10,00 1,76 NC

2,00 3,11 NC

5,00 1,33 NC

3,00 1,44 1,15

7,00 1,92 1,47

Z1-AI-50 2,00 4,11 NC

Z1-AI-60 4,00 4,72 2,49

Z1-AI-66 3,00 2,14 NC

3,00 1,37 NC

5,00 1,76 NC

4,00 1,32 NC

7,00 1,40 NC

10,00 1,90 NC

5,00 1,40 NC

7,00 1,90 NC

2,00 1,30 NC

4,00 1,40 NC

Obs.: NC - não calculado; NP - não foi possível determinar

Z2-AI-09

Z2-AI-14

Z1-AI-27

Z1-AI-29

Z1-AI-33

Z1-AI-36

Z1-AI-76

Z2-AI-06

cv (Taylor)

(10-8

x m²/s)

cv (Casagrande)

(10-8

x m²/s)

Z1-AI-04

Z1-AI-14

Z1-AI-18

Amostra Prof. (m)

92

FIG. 5.15 – Comparação dos resultados de cv (ou ch) obtidos pelos métodos de Taylor e de

Casagrande

0

1

2

3

4

5

6

7

8

0,00 1,00 2,00 3,00 4,00 5,00 6,00 7,00 8,00

Pro

fund

idad

e (m

)

Coeficiente de adensamento (10-8 x m²/s)

cv Taylor

cv Casagrande

ch Taylor

ch Casagrande

93

6 ANÁLISE DOS RESULTADOS

Uma avaliação mais precisa dos parâmetros constitutivos do solo está intimamente

relacionada à extensão e à qualidade do programa de investigações de campo e dos ensaios de

laboratório.

Para obtenção de cada característica e parâmetro do solo existe, geralmente, um tipo de

ensaio mais adequado. Os ensaios de palheta, por exemplo, são os mais indicados para

determinação da resistência ao cisalhamento não drenada, Su. Porém, muitas vezes correlações

existentes na literatura são úteis para se obter um mesmo parâmetro a partir de diferentes

ensaios, ainda que com precisão de segunda ordem. Neste sentido, tem-se que estimativas de Su,

por exemplo, também podem ser obtidas a partir dos resultados dos ensaios de piezocone, com

sucesso de previsão alto a moderado, conforme indicado por SCHNAID e ODEBRECHT

(2012).

Tendo em vista as dificuldades associadas às investigações dos depósitos de solos moles e

o fato de que equipes diferentes executam os ensaios, e que os caminhos de tensões não são os

mesmos e nem as condições de contorno, há a necessidade de maximizar e complementar os

dados dos ensaios de campo e de laboratório.

As correlações e comparações entre os resultados de campo e de laboratório permitem não

só melhor prever o comportamento geomecânico do solo, como também verificar, de uma

forma qualitativa, a qualidade e a consistência da campanha realizada.

Neste Capítulo busca-se correlacionar e comparar os resultados obtidos de diferentes

ensaios e apresentar dados geotécnicos de outras áreas localizadas em Guaratiba, Santa Cruz,

Recreio dos Bandeirantes e Barra da Tijuca.

O interesse em comparar os dados de Guaratiba com aqueles de Santa Cruz está no fato de

que os dois bairros fazem parte da mesma grande baixada, a Baixada de Sepetiba e, portanto, o

processo de formação dos seus depósitos argilosos é semelhante. Espera-se, então, que os

parâmetros geotécnicos sejam próximos. Por outro lado, dados da Barra da Tijuca e do Recreio

dos Bandeirantes, que fazem parte da Baixada de Jacarepaguá e são separados de Guaratiba

pelo maciço da Pedra Branca, serão comparados com os da região em estudo a fim de se

verificar as diferenças decorrentes de processos de formação provavelmente diferentes.

94

6.1 RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO NÃO DRENADA

No geral, quanto maior a perda da resistência ao cisalhamento após a desestruturação do

solo, maior a sua sensibilidade (SKEMPTON e NORTHEY, 1952; MITCHELL, 1976). A

sensibilidade (St) da argila é dada pela razão entre a resistência ao cisalhamento não drenada

indeformada e a resistência amolgada, conforme apresentado no Capítulo 4, Equação 4.2, aqui

reescrita:

𝑆𝑡 = 𝑆𝑢

𝑆𝑢𝑎 𝐄𝐐. 𝟔. 𝟏

A Figura 6.1 a seguir apresenta os resultados dos ensaios de palheta para resistência

indeformada e deformada e a sensibilidade versus a profundidade. Foram executados 60

ensaios em 12 verticais da Zona 1 e 14 ensaios em 3 verticais da Zona 2.

FIG. 6.1 – Resultados dos ensaios de palheta: Su da argila indeformada e amolgada da Zona 1

(a) e da Zona 2 (b) e sensibilidade das Zonas 1 e 2 (c)

Os valores de Su da argila indeformada variou entre 9,5 e 49,7 kPa, com valor médio de

16,2 kPa. O valor médio da sensibilidade foi de 3,3, o que caracteriza argila de média

sensibilidade, de acordo com a classificação de SKEMPTON e NORTHEY (1952). Valores

maiores da sensibilidade ocorreram nas camadas superiores, como consequência da diferença

maior entre a resistência indeformada e a amolgada. Este fato possivelmente está relacionado à

0

2

4

6

8

10

12

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55

Pro

fun

did

ad

e (m

)

Su (kPa) - Zona 1

indeformada

deformada

Z1-EP-66

a)

0

2

4

6

8

10

12

0 5 10 15 20

Su (kPa) - Zona 2

indeformada

deformada

b)

0 5 10 15 20 25

St

Zona 1

Zona 2

Z2-EP-14

c)

95

presença de materiais orgânicos, como gravetos e fibras, e ao ressecamento do solo superficial,

que lhe conferem maior resistência ao cisalhamento quando intacto.

Os pontos destacados na Figura 6.1 se referem aos resultados que mais se distanciaram da

média. O ensaio Z1-EP-66-1,0m possuiu a maior resistência não drenada, igual a 49,7 kPa,

valor bem acima do esperado para o depósito em estudo. Na mesma ilha de investigação,

obteve-se em laboratório a umidade da amostra Z1-AI-66-3,0m, que foi igual a 68%, a segunda

mais baixa entre as amostras ensaiadas. Para a mesma amostra, observou-se que a porcentagem

de areia ficou um pouco acima da média (18%). O valor do N.A detectado na sondagem

Z1-SP-66 foi de 1,20m. A pequena profundidade, a indicação de umidade natural baixa, a

distribuição granulométrica diferenciada e um possível ressecamento do solo superficial são as

possíveis causas para o valor discrepante apresentado no ensaio Z1-EP-66-1,0m.

Em relação ao ensaio Z2-EP-14-4,0m, o qual apresentou o maior valor de sensibilidade

(21,8), não foi observada nenhuma correspondência entre este resultado atípico com os outros

resultados de ensaios próximos a esta vertical. Observou-se apenas que o índice de atividade foi

igual a 1,47, um pouco acima da média, mas nada significativo a ponto de relacioná-lo com o

valor alto de sensibilidade.

SANTOS (2004), ao estudar os gleissolos da Baixada de Guaratiba, comparou os

resultados dos solos das unidades salinas com os resultados das unidades não salinas e concluiu

que os primeiros apresentaram resistência indeformada menor e sensibilidade maior em relação

aos segundos. Para a unidade salina GIS, na qual está inserida as Zonas 1 e 2, SANTOS (2004)

obteve valores de Su indeformado entre 11,4 e 17,6 kPa e a sensibilidade entre 4,0 e 9,4. Estes

ensaios foram realizados em profundidades de até 3,0m.

LIMA e CAMPOS (2014) caracterizaram um depósito de argila mole em Guaratiba, o qual

compreende o empreendimento Vila Mar e a Fazenda SAGAP (Mato Alto), e obtiveram valores

médios de Su indeformado igual a 15,4 kPa e sensibilidade variando entre 2 e 4. Percebe-se que

estes resultados são semelhantes aos encontrados para o depósito em estudo, conforme

esperado, haja vista a proximidade entre as duas áreas.

6.2 QUALIDADE DAS AMOSTRAS INDEFORMADAS

A análise da qualidade das amostras é uma ferramenta de extrema importância, pois

permite julgar a confiabilidade dos parâmetros geotécnicos obtidos pelos ensaios de

96

adensamento. Nesta dissertação, a avaliação da qualidade também foi útil para a programação

dos ensaios com corpos de prova moldados na vertical, no intuito de se obter o coeficiente de

adensamento horizontal.

Na Tabela 6.1 estão apresentadas as classificações dos corpos de prova ensaiados segundo

os critérios de LUNNE et al. (1997) e COUTINHO (2007). Dos 30 ensaios realizados, pelo

critério de LUNNE et al. (1997), 19 apresentaram qualidade entre boa a regular e muito boa a

excelente, enquanto que, pelo critério de COUTINHO (2007), 20 corpos de prova estiveram

neste intervalo. Observa-se, ainda, que muitas amostras classificadas como boa a regular no

critério de LUNNE et al. (1997) foram classificadas como muito boa a excelente no segundo

critério. Isto mostra, como foi dito anteriormente, que o critério de COUTINHO (2007) é mais

apropriado para as argilas brasileiras, pois foi adaptado considerando as suas características.

TAB. 6.1 – Avaliação da qualidade das amostras, a partir de ensaios oedométricos

Lunne et al. (1997) Coutinho (2007)

3,00 2,43 2,890 2,800 0,031 0,10 Boa a Regular Muito Boa a Excelente

5,00 NP 1,040 0,930 0,106 NP Muito Ruim NP

2,00 2,48 3,020 2,950 0,023 0,08 Muito Boa a Excelente Muito Boa a Excelente

6,00 1,84 3,340 3,210 0,039 0,07 Muito Boa a Excelente Muito Boa a Excelente


1,50* 2,72 1,920 1,870 0,026 0,09 Muito Boa a Excelente Não se aplica (OCR >2,5)

3,50* 1,91 3,187 3,080 0,034 0,05 Muito Boa a Excelente Muito Boa a Excelente

Z1-AI-20 3,00 0,31 2,910 2,450 0,158 0,34 Muito Ruim Muito Ruim

3,00* 2,08 2,975 2,880 0,032 0,09 Boa a Regular Muito Boa a Excelente

5,00* 1,07 3,292 3,080 0,064 0,10 Boa a Regular Boa a Regular




10,00 0,77 3,740 3,280 0,123 0,07 Ruim Ruim

2,00 1,10 1,920 1,780 0,073 0,12 Ruim Boa a Regular

5,00 0,86 3,230 2,900 0,102 0,10 Ruim Ruim

3,00* 3,34 3,488 3,430 0,017 0,06 Muito Boa a Excelente Não se aplica (OCR >2,5)


Z1-AI-50 2,00 1,98 2,130 2,030 0,047 0,13 Boa a Regular Muito Boa a Excelente

Z1-AI-60 4,00* 1,79 3,088 2,980 0,035 0,04 Muito Boa a Excelente Muito Boa a Excelente

Z1-AI-66 3,00 1,48 1,990 1,870 0,060 0,09 Boa a Regular Boa a Regular

3,00 NP 3,230 2,780 0,139 NP Muito Ruim Muito Ruim

5,00 1,56 1,980 1,850 0,066 0,13 Boa a Regular Boa a Regular

4,00 0,38 3,711 NP NP NP Muito Ruim Muito Ruim

7,00 0,78 2,978 2,530 0,150 0,07 Muito Ruim Muito Ruim

10,00 0,83 2,786 2,420 0,131 0,06 Ruim Ruim

5,00 0,90 2,873 2,460 0,144 0,13 Muito Ruim Muito Ruim

7,00 0,99 2,685 2,430 0,095 0,07 Ruim Ruim


4,00 1,17 2,838 2,650 0,066 0,09 Boa a Regular Boa a Regular

Obs.: NP - não foi possível determinar; *CP moldado na horizontal e na vertical.

Cr / CcAmostra

Z2-AI-09

Z2-AI-14

Z1-AI-36

Δe / e0

Z1-AI-14

Z2-AI-06

Critério de Classificação da QualidadeProf. (m) OCR e0 ev0

Z1-AI-27

Z1-AI-18

Z1-AI-29

Z1-AI-33

Z1-AI-76

Z1-AI-04

97

Algumas amostras estavam tão amolgadas que não foi possível definir a transição entre o

trecho sobreadensado e o trecho normalmente adensado na curva de compressibilidade,

impossibilitando a determinação da tensão de sobreadensamento e, consequentemente, a razão

de sobreadensamento (OCR), como mostra a Figura 6.2.

As amostras classificadas com qualidade ruim ou muito ruim, foram justamente as únicas

que tiveram OCR menor do que 1. Esta relação só é coerente se o solo estiver em processo de

adensamento, o que se acredita não ser o caso, dada a história geológica de formação do

depósito em estudo e a inexistência de um aterro construído recentemente. Neste caso, OCR

menor do que 1 é reflexo do próprio amolgamento da amostra.

FIG. 6.2 – Curva de compressibilidade (e x log σ`v) de uma amostra amolgada (Z1-AI-04).

Há de se notar o valor do índice de vazios extremamente pequeno (1,04) da amostra

apresentada na Figura 6.2. Trata-se de mais uma característica típica de amostras amolgadas.

Igualmente estranho, é o valor do índice de compressão, Cc, apresentado na Tabela 5.5, igual a

0,23, corroborando a observação de RUTLEDGE (1944) e demais autores quanto ao

decréscimo da compressibilidade no trecho virgem como consequência do amolgamento do

solo. Em relação ao coeficiente de adensamento, uma das consequências do amolgamento

citadas por COUTINHO (1976) é a redução desse parâmetro. No entanto, ao contrário do

esperado, a amostra Z1-AI-04-5,0m foi a que apresentou o maior valor de cv. Tendo em vista o

limite de liquidez e o índice de plasticidade dessa amostra, que são próximos aos valores

médios do depósito, uma possível causa para o valor alto de cv seria uma porcentagem

0,65

0,70

0,75

0,80

0,85

0,90

0,95

1,00

1,05

1 10 100 1000

Índ

ice

de

va

zio

s, e

Tensão vertical efetiva, σ `v (kPa)

Curva de compressibilidade

Z1-AI-04

PROF.: 5,0 m

98

considerável de areia na amostra, o que pode dificultar a amostragem e contribuir para o

amolgamento observado, mas a distribuição granulométrica também foi semelhante a das

demais amostras. Já o teor de matéria orgânica da amostra em análise foi o menor entre os

resultados obtidos, indicando uma relação inversa com o valor de cv.

6.3 PARÂMETROS DE COMPRESSIBILIDADE

Valores preliminares de Cc podem ser obtidos através de correlações com o teor de

umidade natural, possibilitando, com razoável precisão, estimar a magnitude dos recalques que

ocorrerão com a execução dos aterros. Na Figura 6.3 é apresentada a correlação encontrada para

as argilas da área de estudo (Zonas 1 e 2), comparando-a com aquelas obtidas de regiões

próximas. Os pares de valores do depósito em estudo apresentados foram apenas aqueles

correspondentes às amostras classificadas como de qualidade boa a regular ou muito boa a

excelente.

FIG. 6.3 – Correlação estatística entre o índice de compressão (Cc) e a umidade natural (wn):

argilas da área de estudo (Zonas 1 e 2); argilas do BRT; argilas de Santa Cruz (CAMPOS,

2006); argilas da Barra da Tijuca e do Recreio dos Bandeirantes (NASCIMENTO, 2009);

argilas brasileiras (SILVA, 2013).

Cc = 0,0142wn

R² = 0,93(Zonas 1 e 2)

Cc = 0,0154wn

R² = 0,90(BRT)

Cc = 0,0152wn

R² = 0,99(Santa Cruz)

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

0 50 100 150 200 250 300

Cc

wn (%)

Zonas 1 e 2

BRT

Santa Cruz

Cc = 0,012wn

(Barra e Recreio)

Cc = 0,0115wn +0,8(Silva (2013))

99

Para a argila da área de estudo, obteve-se a equação Cc = 0,0142 x wn (%) e um coeficiente

de correlação (R²) de 0,93. A inclinação da reta é um pouco menor do que a apresentada pelo

solo do corredor BRT (Cc = 0,0154 x wn (%)). Como se trata de áreas próximas, esperavam-se

correlações mais semelhantes entre esses locais. No entanto, destaca-se que os pontos do

“BRT” apresentaram maior dispersão e, consequentemente, um coeficiente de correlação (R²)

menor (0,9006). Ao trabalhar os dados apresentados por CAMPOS (2006), referentes à Zona

Industrial de Santa Cruz, obteve-se a equação Cc = 0,0152 x wn (%), enquanto que para a Barra

da Tijuca e Recreio dos Bandeirantes, NASCIMENTO (2009) reuniu dados de diversos

trabalhos publicados e encontrou Cc = 0,0120 x wn (%). Percebe-se, assim, que a correlação

média entre Cc e wn da região de Guaratiba (BRT e Zonas 1 e 2) apresenta uma semelhança

maior com os valores de Santa Cruz do que com aqueles apresentados para Barra da Tijuca e

Recreio dos Bandeirantes. Quanto à proposição de SILVA (2013), a mesma ficou um pouco

afastada das demais correlações, mas razoável, visto que é baseada em diferentes depósitos do

país.

Ao excluir os valores das amostras com qualidade não satisfatória, obteve-se um valor

médio de Cc igual a 1,51 e razão de compressão média, CR, igual a 0,38. Este valor se enquadra

dentro da faixa indicada por BARONI (2015) - 0,25 a 0,55 – ao reunir dados dos depósitos de

solos moles situados na Barra da Tijuca e no Recreio dos Bandeirantes. Para um depósito

argiloso situado em Santa Cruz, ARAGÃO (1975) obteve CR de 0,32, enquanto CAMPOS

(2006), também para uma argila mole de Santa Cruz, encontrou CR de médio de 0,44.

A relação média entre Cr e Cc foi de 0,09. LIMA e CAMPOS (2014) encontraram para

Cs/Cc o valor médio de 0,15 para o depósito localizado também em Guaratiba. Acredita-se que

o Cs adotado no referido trabalho seja relativo ao índice de expansão. Cumpre dizer, no entanto,

que alguns autores denominam como Cs a inclinação inicial da curva de compressão, sendo que

no presente trabalho este índice foi chamado de Cr. Como estes índices podem apresentar

diferenças, ainda que pequenas, consequentemente a comparação entre um trabalho e outro

pode não ser justa. CAMPOS (2006), por exemplo, obteve para a argila de Santa Cruz a relação

Cr/Cc média de 0,10, enquanto que para Cs/Cc a média encontrada foi de 0,15. Valores altos de

Cr/Cc, ou seja, acima de 0,2, podem ser indicativos de amostras amolgadas, uma vez que nesta

situação o valor de Cr tende a aumentar e o valor de Cc tende a diminuir.

100

6.4 HISTÓRIA DE TENSÕES DO DEPÓSITO

A história de tensões do solo é uma informação essencial à análise do comportamento de

depósitos argilosos quando submetidos a um carregamento e pode ser identificada pelo perfil de

OCR.

A razão de sobreadensamento é tradicionalmente determinada pelos ensaios de

adensamento oedométrico. Uma vez que os valores de σ`vm costumam sofrer influência do

amolgamento das amostras, torna-se interessante comparar os valores de OCR assim obtidos

com os estimados por meio dos ensaios de campo, como piezocone e palheta. Neste trabalho

procedeu-se a estimativa de OCR apenas pelos ensaios de adensamento oedométrico e pelos

ensaios de palheta, vista que não foi possível apresentar os ensaios de piezocone. Proposições

correlacionando dados de ensaios de piezocone com OCR podem ser consultadas em

SCHNAID e ODEBRECHT (2012).

Dentre as correlações existentes para estimativa de OCR a partir dos dados dos ensaios de

palheta, adotou-se a de MAYNE e MITCHELL (1988), apresentada no Capítulo 4 e aqui

reescrita:

𝑂𝐶𝑅 = 𝛼 𝑆𝑢

𝜎`𝑣𝑜 𝐄𝐐. 𝟔. 𝟐

Os valores de OCR estimados com base na Equação 6.2 estão apresentados na Figura 6.4,

assim como os valores de OCR obtidos pelos ensaios oedométricos das amostras de qualidade

satisfatória.

Observa-se que os valores de OCR a partir dos ensaios de palheta foram, no geral, maiores

do que aqueles obtidos nos ensaios de adensamento, mas ambos apresentaram uma tendência

semelhante com a profundidade: ligeira redução até os 7,0 metros e, em seguida um ligeiro

aumento. Embora não apresentados, na crosta superficial obtiveram-se valores extremos de

OCR iguais a 27 e 12 pela estimativa com ensaio de palheta. Sabendo-se que estes resultados

não são representativos, optou-se por limitar as abscissas até 10, para melhor visualização do

gráfico. Os altos valores de OCR, principalmente no primeiro metro, são devidos à resistência

ao cisalhamento elevada por conta do ressecamento da camada superior, incluindo a presença

de materiais orgânicos, como citado anteriormente.

101

FIG. 6.4 – Comparação entre OCR estimado pelo ensaio de palheta e pelo ensaio oedométrico

Considerando-se todas as profundidades, o valor médio do OCR obtido pelos ensaios

oedométricos foi de 1,81, enquanto as correlações utilizando os dados de palheta, excluindo-se

os valores do primeiro metro, resultaram no valor médio de OCR igual a 2,51. Os valores

encontrados para o depósito em estudo estão próximos aos apresentados por CAMPOS (2006)

para um depósito situado em Santa Cruz, cujo OCR médio foi de 1,95, a partir dos ensaios de

adensamento oedométrico.

Diante da comparação obtida, pode-se propor um ajuste na correlação de MAYNE e

MITCHELL (1988), para o depósito em estudo, multiplicando-se a Equação 6.2 por um fator

igual a 0,72. Logo, a equação ajustada para se obter o OCR a partir do ensaio de palheta é

expressa da seguinte maneira:

𝑂𝐶𝑅 = 16. (𝐼𝑃)−0,48 𝑆𝑢

𝜎`𝑣𝑜 𝐄𝐐. 𝟔. 𝟑

A Equação 6.3, no entanto, deve ser utilizada com cautela, lembrando que foi baseada nos

valores de Su obtidos a partir do equipamento de palheta do tipo B, o qual, em geral, devido ao

atrito, conduz a valores maiores de Su.

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

Pro

fun

did

ad

e (

m)

OCR

OCR_oedométrico

OCR_palheta

102

6.5 COEFICIENTES DE ADENSAMENTO

Os coeficientes de adensamento foram obtidos a partir dos ensaios de adensamento

oedométrico, utilizando-se os métodos de Taylor e de Casagrande, conforme explicado no

Capítulo 5, no item 5.2.2. A análise dos dados, no entanto, será feita considerando apenas os

valores obtidos pelo método de Taylor, pois a autora acredita que as operações envolvidas neste

método são menos subjetivas. Seguindo o método de Casagrande, em algumas curvas de

adensamento o trecho linear e o trecho de compressão secundária não estavam bem definidos,

dificultando a interpretação da altura do corpo de prova correspondente ao final do

adensamento primário. A partir de 39 medições, realizadas para as tensões de 100 e 200 kPa das

10 amostras com CP vertical e horizontal, a relação média encontrada entre os resultados

obtidos pelos dois métodos foi cv Taylor/cv Casagrande igual a 1,4. A medição correspondente ao CP

horizontal da amostra Z1-AI-18-1,5m e tensão vertical efetiva de 100 kPa não foi considerada,

por apresentar valor discrepante aos demais, como consequência da curva de adensamento de

difícil interpretação.

Com o objetivo de avaliar a relação entre os coeficientes de adensamento horizontal e

vertical do depósito (ch/cv), na Tabela 6.2 são apresentados os valores calculados para os corpos

de prova provenientes da mesma amostra, um moldado na posição horizontal e o outro na

posição vertical em relação ao eixo do tubo amostrador. Foram apresentados apenas os valores

para os estágios de tensão entre 25 e 200 kPa.

Para níveis de tensão inferiores a 25 kPa, ou mesmo 50 kPa, foi observada a influência da

transição do estado sobreadensado para o estado de compressão virgem no comportamento da

argila, dificultando inferir algum tipo de conclusão a respeito da relação entre os coeficientes de

adensamento horizontal e vertical. O mesmo ocorreu entre o recarregamento de 200 kPa e o

carregamento de 400 kPa, pois o corpo de prova estava sob influência da recompressão à

200 kPa.

Cumpre, no entanto, fazer duas considerações importantes para a interpretação do

coeficiente de adensamento horizontal e obtenção da relação entre ch e cv. A primeira delas é

que, no campo, o carregamento ocasionado pelo alteamento de um aterro é dado na direção

vertical, ou seja, perpendicular ao suposto alinhamento das partículas e ao fluxo horizontal.

Este carregamento gera tensões verticais e horizontais, sendo que a variação da tensão efetiva

horizontal, σ`h, ocorre em função do K (σh/σv), o qual é menor nos bordos do aterro. No

experimento realizado em laboratório, visando obter o ch, o carregamento se deu na direção

103

paralela ao provável alinhamento das partículas (direção horizontal de campo) e na mesma

direção do fluxo d`água. Uma consequência possível neste caso é a reestruturação do solo sob a

atuação do carregamento. No ensaio de adensamento oedométrico a deformação lateral é

impedida, condição que se assemelha mais a porção central do aterro.

TAB. 6.2 – Coeficientes de adensamento considerando a mesma tensão efetiva vertical

CP vertical CP horizontal

ch Taylor

(10-8

x m²/s)

cv Taylor

(10-8

x m²/s)

25 68,10 135,34 0,50

50 7,87 39,26 0,20

100 2,28 1,90 1,20

200 1,39 1,26 1,11

25 65,97 23,92 2,76

50 4,73 5,36 0,88

100 2,06 1,28 1,61

200 1,16 1,27 0,91

25 76,30 94,50 0,81

50 5,65 66,23 0,09

100 2,34 3,02 0,77

200 2,04 2,74 0,74

25 59,16 94,80 0,62

50 29,80 51,82 0,57

100 4,42 8,39 0,53

200 3,25 2,51 1,30

25 24,77 42,03 0,59

50 12,83 40,01 0,32

100 3,64 2,66 1,37

200 2,54 2,03 1,25

25 45,22 72,11 0,63

50 3,75 17,61 0,21

100 2,59 2,86 0,90

200 1,75 2,55 0,68

25 39,02 41,45 0,94

50 3,09 19,41 0,16

100 2,30 1,55 1,48

200 1,86 2,07 0,90

25 27,31 33,79 0,81

50 6,83 11,49 0,59

100 2,30 1,44 1,60

200 1,93 1,20 1,61

25 40,17 39,12 1,03

50 3,38 22,11 0,15

100 2,11 1,92 1,10

200 2,26 1,42 1,59

25 122,34 60,30 2,03

50 70,39 78,10 0,90

100 7,18 4,72 1,52

200 2,57 2,64 0,97

6,0

3,0

7,0

4,0

Z1-AI-29

Z1-AI-36

Z1-AI-60

Razão ch/cv

3,0

5,0

7,0

1,5

3,5

2,0

VerticalTensão

(kPa)Prof. (m)

Z1-AI-27

Z1-AI-18

104

A segunda consideração a ser feita é que alguns corpos de prova moldados da mesma

amostra apresentaram índice de vazios iniciais um pouco diferentes. Supõe-se que esta

diferença seja devido a um possível amolgamento e/ou devido à posição relativa dos corpos de

prova no tubo amostrador e a heterogeneidade natural destas amostras. Mesmo os corpos de

prova com índice de vazios iniciais iguais, a deformação específica entre os estágios de

carregamento nem sempre foi a mesma, resultando em índices de vazios diferentes entre os

corpos de prova para o mesmo nível de tensão. Neste caso, atenta-se para o fato de que os solos

com compressibilidade alta, como a da argila em estudo (CR=0,40), a variação do índice de

vazios implica em uma considerável variação no coeficiente de adensamento.

Diante das duas considerações feitas, procurou-se comparar a deformação vertical

específica (εv) dos dois corpos de prova moldados da mesma amostra e propôs-se comparar os

coeficientes de adensamento horizontal e vertical a partir do mesmo valor de índice de vazios.

Para tanto, apresentou-se nos mesmos gráficos e x σ`v, εv x σ`v e coeficiente de

adensamento x σ`v os resultados dos CPs vertical e horizontal, conforme mostrado nas Figuras

6.5 a 6.14.

Para obter a relação ch/cv, procedeu-se, assim, da seguinte maneira: na curva de

compressibilidade, a partir de um nível de tensão do CP horizontal (25, 50,100 ou 200 kPa),

tomou-se o índice de vazios relacionado a esta tensão; determinou-se a tensão do CP vertical

correspondente àquele índice de vazios; na curva de variação do coeficiente de adensamento do

CP vertical identificou-se, para a tensão determinada na etapa anterior, o coeficiente de

adensamento horizontal, ch; por fim, comparou-se este coeficiente com o do CP na horizontal

(cv) correspondente ao nível de tensão escolhido no início do procedimento. Na Tabela 6.3 são

apresentados os valores obtidos em cada etapa e a nova relação ch/cv, baseada na comparação

dos coeficientes para o mesmo índice de vazios.

De forma a ilustrar, para a amostra Z1-AI-18-Prof. 1,5 m (Figura 6.5), considerando-se

apenas o nível de tensão 100 kPa, para o qual ch = 4,42 x 10-8

m²/s e o cv = 8,39 x 10-8

m²/s, a

relação entre os dois coeficientes é de 0,53. Considerando-se, porém, que para o nível de tensão

100 kPa o CP vertical encontra-se com o índice de vazios bem menor do que o CP horizontal, e

que por isso seu coeficiente de adensamento tende a ser menor, avaliou-se então o coeficiente

de adensamento do CP vertical para um mesmo índice de vazios (e=1,60), o que corresponde a

uma tensão de 80 kPa. Na curva ch x σ`v do CP vertical, observa-se que para a tensão de 80 kPa

o ch é maior e, aproximadamente, igual a 7,8 x 10-8

m²/s, resultando na relação ch/cv igual a

0,93. A comparação entre os coeficientes seguindo este procedimento parece mais razoável,

105

visto que no campo o índice de vazios será o mesmo, apesar da diferença no arranjo das

partículas conforme a direção do CP em análise.

Observa-se, ainda na Tabela 6.3, que, na maioria dos casos, a diferença das tensões

correspondentes ao mesmo índice de vazios é pequena, não ultrapassando 20 kPa, o que

favorece as análises comparativas.

Na Figura 6.15 é apresentado o perfil do coeficiente de adensamento vertical e do

coeficiente de adensamento horizontal corrigido, para as tensões correspondentes ao trecho

normalmente adensado, como consta na Tabela 6.3. Constata-se uma ligeira redução nos

valores dos coeficientes de adensamento até o terceiro metro. Entre 3,0 e 5,0 m nada se pode

afirmar sobre a tendência dos valores. Aparentemente, a partir dos 5,0 m os valores sofreram

uma pequena variação positiva. No entanto, da superfície até uma determinada profundidade, é

esperada uma redução nos valores do coeficiente de adensamento atrelada à redução do índice

de vazios, tendo em vista o processo de deposição dos sedimentos.

Observa-se, na Figura 6.15, que o valor de cv = 8,39 x 10-8

m²/s, na profundidade de 1,5 m,

destaca-se em relação aos demais. Este resultado é referente à amostra Z1-AI-18, a qual

apresentou também outros parâmetros distantes da média observada para o depósito, como

OCR de 2,72, um dos mais altos, mas justificado pela pequena profundidade, e Cc de 0,85 e CR

de 0,29, bem abaixo da média. Contradizendo o esperado, o índice de vazios dessa amostra é

considerado pequeno (1,92) quando comparado com os resultados de outras amostras.

Ressalta-se que, apesar dessas diferenças, a amostra foi considerada de qualidade muito boa a

excelente pelo critério de LUNNE et al. (1997).

Outro valor discrepante foi o de ch = 15,0 x 10-8

m²/s, na profundidade de 4,0m,

correspondente à amostra Z1-AI-60. No entanto, este valor foi obtido de forma indireta,

conforme já exemplificado, e se refere à tensão de 80 kPa. Para o CP desta amostra ensaiado na

horizontal obteve-se σ`vm igual a 45 kPa. Portanto, o valor relativamente alto do coeficiente de

adensamento pode ser devido à proximidade ao trecho de transição do estado sobreadensado

para o normalmente adensado.

106

FIG. 6.5 – Curvas de compressibilidade, de deformação específica e de variação dos

coeficientes de adensamento dos CPs da amostra Z1-AI-18-1,5m.

0,80

0,90

1,00

1,10

1,20

1,30

1,40

1,50

1,60

1,70

1,80

1,90

2,00

1 10 100 1000

Índ

ice

de

va

zio

s, e


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL


Z1-AI-18PROF.: 1,5 m

a)

0,0

5,0

10,0

15,0

20,0

25,0

30,0

35,0

1 10 100 1000

Def

orm

açã

o E

spec

ífic

a, ε v

( %

)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL

Z1-AI-18

PROF.: 1,5 m

b)

1

10

100

1 10 100 1000

Co

efic

ien

te d

e a

den

sam

ento

(1

0-8

x m

²/s)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL


c)

107



1,20

1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

3,20

3,40

1 10 100 1000

Índ

ice

de

va

zios,

e


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL



a)

0,0

5,0

10,0

15,0

20,0

25,0

30,0

35,0

40,0

45,0

1 10 100 1000D

efo

rma

ção

Esp

ecíf

ica

, ε v

( %

)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL

b)

Z1-AI-18

PROF.: 3,5 m

1,00

10,00

1 10 100 1000

Co

efic

ien

te d

e a

den

sam

ento

(1

0-8

x m

²/s)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL

Z1-AI-18

PROF.: 3,5 m

c)

108



0,80

0,90

1,00

1,10

1,20

1,30

1,40

1,50

1,60

1,70

1,80

1,90

2,00

2,10

1 10 100 1000

Índ

ice

de

va

zio

s, e


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL



a)

0,0

5,0

10,0

15,0

20,0

25,0

30,0

35,0

40,0

1 10 100 1000D

efo

rma

ção

Esp

ecíf

ica

, ε v

( %

)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL

Z1-AI-29

PROF.: 2,0 m

b)

1,00

10,00

1 10 100 1000

Coef

icie

nte

de

ad

ensa

men

to (

10

-8x m

²/s)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL


c)

109



1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

3,20

3,40

3,60

3,80

1 10 100 1000

Índ

ice

de

va

zios,

e


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL



a)

0,0

5,0

10,0

15,0

20,0

25,0

30,0

35,0

40,0

45,0

50,0

1 10 100 1000

Def

orm

açã

o E

spec

ífic

a (

% )


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL

Z1-AI-29

PROF.: 6,0 m

b)

1,00

10,00

1 10 100 1000

Coef

icie

nte

de

ad

ensa

men

to (

10

-8x m

²/s)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL

c)


110



1,20

1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

3,20

1 10 100 1000

Índ

ice

de

va

zio

s, e


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL



a)

0,0

5,0

10,0

15,0

20,0

25,0

30,0

35,0

40,0

45,0

1 10 100 1000D

eform

açã

o E

spec

ífic

a,

ε v(

% )


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL


b)

1,00

10,00

1 10 100 1000

Co

efic

ien

te d

e a

den

sam

ento

(1

0-8

x m

²/s)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL


c)

111



1,20

1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

3,20

1 10 100 1000

Índ

ice

de

va

zio

s, e


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL



a)

0,0

5,0

10,0

15,0

20,0

25,0

30,0

35,0

40,0

45,0

50,0

1 10 100 1000D

eform

açã

o E

spec

ífic

a, ε v

( %

)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL

Z1-AI-27

PROF.: 5,0 m

b)

1,00

10,00

1 10 100 1000

Co

efic

ien

te d

e a

den

sam

ento

(1

0-8

x m

²/s)

Tensão vertical efetiva (kPa)

CP VERTICAL

CP HORIZONTAL


c)

112



1,20

1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

3,20

3,40

1 10 100 1000

Índ

ice

de

va

zio

s, e


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL



a)

0,0

5,0

10,0

15,0

20,0

25,0

30,0

35,0

40,0

45,0

50,0

1 10 100 1000D

eform

açã

o E

spec

ífic

a, ε v

( %

)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL

b)

Z1-AI-27

PROF.: 7,0 m

1,00

10,00

100,00

1 10 100 1000

Co

efic

ien

te d

e a

den

sam

ento

(1

0-8

x m

²/s)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL


c)

113



1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

3,20

3,40

3,60

3,80

1 10 100 1000

Índ

ice

de

va

zios,

e


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL



a)

0,0

5,0

10,0

15,0

20,0

25,0

30,0

35,0

40,0

45,0

50,0

1 10 100 1000D

efo

rma

ção

Esp

ecíf

ica

, ε v

( %

)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL

b)


1,00

10,00

1 10 100 1000

Co

efic

ien

te d

e a

den

sam

ento

(1

0-8

x m

²/s)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL


c)

114



1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

3,20

3,40

3,60

3,80

1 10 100 1000

Índ

ice

de

va

zio

s, e


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL



a)

0,0

5,0

10,0

15,0

20,0

25,0

30,0

35,0

40,0

45,0

50,0

1 10 100 1000D

efo

rma

ção

Esp

ecíf

ica

, ε v

( %

)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL

b)


1,00

10,00

1 10 100 1000

Co

efic

ien

te d

e a

den

sam

ento

(1

0-8

x m

²/s)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL


c)

115



1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

3,20

3,40

1 10 100 1000

Índ

ice

de

va

zio

s, e


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL



a)

0,0

5,0

10,0

15,0

20,0

25,0

30,0

35,0

40,0

1 10 100 1000D

efo

rma

ção

Esp

ecíf

ica

, ε v

( %

)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL

b)


1,00

10,00

100,00

1 10 100 1000

Co

efic

ien

te d

e a

den

sam

ento

(1

0-8

x m

²/s)


CP VERTICAL

CP HORIZONTAL


c)

116

TAB. 6.3 – Coeficientes de adensamento considerando o mesmo índice de vazios

CP vertical

Tensão

(kPa)

cv

(10-8

x m²/s)

ev

correspondente

ch corrigido

(10-8

x m²/s)

25 135,34 2,86 NP NP NP

50 39,26 2,68 23,0 72,00 1,83

100 1,90 2,16 100,0 2,28 1,20

200 1,26 1,70 210,0 1,35 1,07

25 23,92 3,11 10,5 NP NP

50 5,36 2,76 42,0 8,20 1,53

100 1,28 2,20 100,0 2,06 1,61

200 1,27 1,75 200,0 1,16 0,91

25 94,50 3,35 6,5 NP NP

50 66,23 3,20 20,0 NP NP

100 3,02 2,63 64,0 3,50 1,16

200 2,74 2,09 140,0 2,10 0,77

25 94,80 1,85 25,0 59,16 0,62

50 51,82 1,80 35,0 44,00 0,85

100 8,39 1,60 80,0 7,80 0,93

200 2,51 1,30 190,0 3,30 1,32

25 42,03 3,09 30,1 20,10 0,48

50 40,01 2,95 43,0 15,50 0,39

100 2,66 2,36 110,0 3,40 1,28

200 2,03 1,88 240,0 NP NP

25 72,11 1,70 38,0 10,00 0,14

50 17,61 1,60 52,0 3,50 0,20

100 2,86 1,37 100,0 2,59 0,90

200 2,55 1,12 200,0 1,75 0,68

25 41,45 3,71 24,0 40,00 0,97

50 19,41 3,31 40,0 6,00 0,31

100 1,55 2,49 95,0 2,35 1,51

200 2,07 1,98 195,0 1,95 0,94

25 33,79 3,36 12,0 NP NP

50 11,49 3,10 40,0 11,50 1,00

100 1,44 2,44 95,0 2,32 1,61

200 1,20 1,94 200,0 1,93 1,61

25 39,12 3,32 5,0 NP NP

50 22,11 3,00 33,0 17,00 0,77

100 1,92 2,30 95,0 2,12 1,11

200 1,42 1,78 195,0 2,25 1,58

25 60,30 3,00 3,0 NP NP

50 78,10 2,92 13,0 NP NP

100 4,72 2,56 80,0 15,00 3,18

200 2,64 2,04 201,0 2,57 0,97

Obs.: NP - não foi possível determinar

Z1-AI-36

3,0

7,0

Z1-AI-60 4,0

Z1-AI-18

1,5

3,5

Z1-AI-29

2,0

6,0

Z1-AI-27

3,0

5,0

7,0

VerticalProf.

(m)

CP horizontal σ`v do CP

vertical para ev

(kPa)

Razão ch/cv

(mesmo e)

117

FIG. 6.15 – Variação com a profundidade dos coeficientes de adensamento horizontal e

vertical, a partir dos ensaios oedométricos

Observam-se, nas curvas de compressibilidade apresentadas, alguns comportamentos que

se repetem para diferentes amostras, conforme discutido a seguir.

Para algumas amostras, o índice de vazios inicial do CP vertical e horizontal foi bem

diferente, mas, a partir de certa tensão vertical, em geral 100 kPa, os índices de vazios se

igualaram, assim como o índice de compressibilidade (Cc). Como exemplo, citam-se as

amostras Z1-AI-27-5,0m e Z1-AI-29-2,0m. Nesta última amostra, o CP vertical iniciou o

ensaio com um índice de vazios maior, mas apresentou tensão de sobreadensamento menor do

que a do CP horizontal, o que permitiu que as curvas se aproximassem. Segundo LADD (1973),

amostras amolgadas têm como um dos efeitos a redução de σ`vm, mas parece não ser o caso do

CP vertical da AI-29-2,0m, o qual apresentou curvas com características de amostra de boa

qualidade. Um aspecto a considerar é que, com a rotação da amostra, a tensão de

sobreadensamento representa a máxima tensão horizontal experimentada pelo solo. Acredita-se

assim que, para as amostras com o mesmo índice de vazios inicial, a relação entre σ`vm do CP

0

1

2

3

4

5

6

7

8

1,E-08 1,E-07 1,E-06

Pro

fund

idad

e (m

)

Coeficiente de adensamento (m²/s)

ch

cv

118

vertical (σ`vm horizontal) e σ`vm do CP horizontal (σ`vm vertical) pode ser indicativa do

coeficiente de empuxo no repouso, K0. Por outro lado, ao se considerar o fato de que as relações

Suh e Suv das argilas brasileiras são próximas a 1 (ALMEIDA E MARQUES, 2003), espera-se,

consequentemente, que a relação entre σ`vm horizontal e σ`vm vertical também seja próxima de

1.

O fato de os corpos de prova de uma mesma amostra apresentarem os respectivos valores

de Cc e Cs semelhantes a partir de níveis de tensão mais elevados, embora as curvas de

compressibilidade sejam diferentes até as proximidades da tensão de sobreadensamento, leva a

crer que os parâmetros de amostras amolgadas não sofrem tanta influência para os níveis de

tensão maiores. Embora não se possa inferir sobre a qualidade dos CPs verticais em relação aos

CPs horizontais, cita-se como exemplo de comportamento semelhante a partir de 100 kPa as

amostras Z1-AI-36-3,0m, Z1-AI-36-7,0m, Z1-AI-60-4,0m e, a partir de 200 kPa, as amostras

Z1-AI-18-1,5m, Z1-AI-18-3,0m , Z1-AI-27-3,0m.

Outro aspecto observado foi que, para a maioria das amostras, o módulo de

compressibilidade vertical (av) do CP horizontal foi maior do que o CP vertical no intervalo de

tensões 50 -100 kPa. Para tensões maiores, como já mencionado, tenderam a se igualar, e para

tensões menores, a análise torna-se mais complexa devido à proximidade da tensão de

sobreadensamento.

Na Figura 6.16 são mostradas as variações da relação ch/cv de acordo com o índice de

vazios e por intervalos de carregamento. Agrupou-se os valores de 25 e 50 kPa, pois para estas

tensões os solos se encontram na faixa de transição entre o trecho sobreadensado e

normalmente adensado e observou-se uma mesma tendência de ch/cv < 1, enquanto que para as

tensões de 100 e 200 kPa, obteve-se a relação média ch/cv > 1 e as amostras já não estão mais

sob influência da transição entre os trechos sobreadensado e normalmente adensado.

Para os níveis de tensão 25 e 50 kPa, sem realizar o tratamento estatístico, o valor médio de

ch/cv foi de 0,76, com mínimo de 0,14 e máximo de 1,83. Para os níveis de tensão 100 e 200

kPa, o valor médio de ch /cv foi de 1,28, com mínimo de 0,68 e máximo de 3,18. No entanto, ao

desconsiderar os valores extremos indicados na Figura 6.15, a partir do cálculo do desvio

padrão, obteve-se ch /cv médio de 0,67 para as tensões de 25 e 50 kPa e ch/cv médio de 1,21 para

as tensões de 100 e 200 kPa. O desvio padrão para o segundo grupo de tensões foi de 0,3,

resultando na faixa de valores para a relação entre ch e cv de 0,9 a 1,5.

119

FIG. 6.16 - Razão ch /cv versus índices de vazios dos solos.

Não foi observada, para o mesmo grupo de tensões, alguma tendência entre as razões dos

coeficientes de adensamento e o índice de vazios.

A princípio, o fato de o coeficiente de adensamento horizontal ser menor do que o vertical

para níveis de tensões menores (25-50 kPa) causa uma certa estranheza, visto que é esperado

justamente o contrário. Salienta-se, porém, que a análise para este intervalo de tensões é

prejudicada pela influência da transição do solo do estado sobreadensado para o normalmente

adensado. Além disso, de acordo com COUTINHO (1976), as observações de laboratório

permitem constatar que o amolgamento da amostra decresce o valor do coeficiente de

adensamento. No entanto, segundo o mesmo autor, a importância relativa deste efeito é

geralmente bem menor quando a tensão aplicada é relativamente grande, ou seja, encontra-se

dentro do trecho normalmente adensado. Considerando que a maioria das amostras

apresentaram tensão de sobreadensamento acima de 25 kPa e algumas próximas a 50 kPa, e

supondo a existência de algum tipo de amolgamento, são priorizadas as conclusões sobre a

razão ch/cv a partir da análise do segundo grupo de tensões, ou seja, no intervalo de 100 e 200

kPa.

A razão ch/cv igual a 1,2 se enquadra na faixa de valores típica para argilas moles

brasileiras, a qual está entre 1 e 2 (ALMEIDA e MARQUES, 2003). COUTINHO (1976), ao

realizar ensaios oedométricos com drenagem nas direções radial externa e vertical na argila de

0,00

0,50

1,00

1,50

2,00

2,50

3,00

3,50

1 1,5 2 2,5 3 3,5 4

c h/c

v

Índice de Vazios, e

e x ch/cv (100 - 200 kPa)

e x ch/cv (25 - 50 kPa)

Z1-AI-60-4,0m(100 kPa)

Z1-AI-27-5,0m(50 kPa)

120

Sarapuí, observou que, na região de recompressão, os valores de ch e cv foram muito próximos,

ou seja, relação ch/cv praticamente igual a 1. Na região de compressão virgem, o autor

encontrou sempre valores de ch maiores do que os de cv, de modo que a razão ch/cv variou entre

1,5 e 2,5, com média igual a 2. Outra informação que merece destaque, é que, para os corpos de

prova com maior diâmetro (8,7 cm), COUTINHO (1976) obteve valores de ch sempre maiores

do que os de menores diâmetro (5,05cm), sendo que a diferença era reduzida com o aumento da

tensão aplicada.

Argilas altamente estratificadas podem apresentar razão de permeabilidade horizontal e

vertical igual a 15 (RIXNER et al., 1986). O valor encontrado na presente pesquisa para a

relação ch/cv, próximo a unidade, é indicativo de que o depósito praticamente não apresenta

anisotropia.

6.6 PERMEABILIDADE

Como já mencionado no Capítulo 2, o coeficiente de adensamento é diretamente

proporcional ao coeficiente de permeabilidade k do solo. Dessa forma, o valor de k pode ser

obtido indiretamente pelo rearranjo da Equação 2.4, resultando na Equação 6.3 a seguir:

𝑘𝑣 = 𝑐𝑣 𝑥 𝑚𝑣 𝑥 𝛾𝑤 𝐄𝐐. 𝟔. 𝟑

sendo mv o coeficiente de variação volumétrica e cv o coeficiente de adensamento vertical,

ambos obtidos no ensaio de adensamento oedométrico, e γw o peso específico da água.

A permeabilidade também pode ser obtida diretamente no laboratório por meio de ensaio

de carga variável entre os estágios de carga do ensaio oedométrico, aplicando-se a Lei de

Darcy. TAVENAS et al. (1983) consideram este método mais apropriado para determinação de

k, pois relatam que, nos métodos indiretos, algumas hipóteses assumidas na teoria de

adensamento de Terzaghi podem induzir a erros consideráveis no valor de k.

Apesar da recomendação de TAVENAS et al. (1983), nesta pesquisa não foram realizados

ensaios de permeabilidade em laboratório, portanto, a estimativa de k procedeu conforme a

Equação 6.3, permitindo a avaliação da ordem de grandeza de k e da sua variação com o índice

de vazios. Nos cálculos realizados consideraram-se os resultados dos corpos de prova moldados

121

na horizontal e na vertical, obtendo-se, respectivamente, a permeabilidade vertical e a

permeabilidade horizontal.

Para as tensões de 25 e 50 kPa, a permeabilidade vertical média encontrada foi de

6,3x10-9

m/s e, para as tensões de 100 e 200 kPa, a permeabilidade vertical média foi de

5,5x10-10

m/s. Em relação aos corpos de prova moldados na vertical, obteve-se a

permeabilidade horizontal média igual a 7,1 x10-9

m/s para as tensões de 25 e 50 kPa, e igual a

5,3x10-10

m/s para as tensões de 100 e 200 kPa.

Esta redução no valor de k com o aumento da tensão efetiva era esperada, uma vez que

para as tensões maiores o índice de vazios diminui significativamente.

A relação simples entre os valores da permeabilidade horizontal e vertical (kh/kv), neste

caso, não leva em consideração a diferença entre os índices de vazios dos corpos de prova

moldados na horizontal e na vertical. Seria necessário realizar o mesmo procedimento feito para

obter a razão entre os coeficientes de adensamento. Além disso, como os valores de

permeabilidade foram obtidos de maneira indireta, podendo acarretar em erros nas medidas,

conforme já mencionado, a relação kh/kv não foi aqui apresentada.

Na Figura 6.17 encontram-se as relações obtidas entre o índice de vazios e o logaritmo da

permeabilidade para os corpos de prova moldados na horizontal. Os valores da permeabilidade

considerados correspondem aos níveis de tensão 25, 50, 100 e 200 kPa. Observa-se que há duas

tendências entre e x log k distintas para o depósito, gerando a necessidade de se agrupar os

resultados das amostras de acordo com suas profundidades. A reta superior do gráfico engloba

as amostras coletadas nas profundidades entre 3,0 e 7,0m, enquanto a reta inferior engloba as

amostras entre 1,5 e 2,0m, especificamente Z1-AI-18-1,5m e Z1-AI-29-2,0m.

Não se pode afirmar que a diferença na correlação e x log k das amostras Z1-AI-18-1,5m e

Z1-AI-29-2,0m se deve propriamente a profundidade em que foram retiradas, pois estas

amostras apresentaram características particulares em relação às demais amostras, como OCR

mais altos e índice de vazios menores. No que concerne à granulometria, a amostra

Z1-AI-18-1,5m possui uma das porcentagens de argila mais baixas (25,4%) e porcentagem de

areia relativamente alta (18,1%). Talvez isto explique o porquê desta amostra apresentar uma

permeabilidade maior quando comparada a outras amostras de mesmo índice de vazios,

conforme observado na Figura 6.17. Mostra-se, portanto, como discutido no Capítulo 2, que a

permeabilidade, além da forte dependência com o índice de vazios, também é influenciada por

outros fatores, destacando-se a granulometria e a composição mineralógica, de modo que

amostras com mesmo índice de vazios possam apresentar permeabilidades diferentes.

122

FIG. 6.17 ‒ Relações entre o índice de vazios e o logaritmo da permeabilidade vertical

Os valores dos coeficientes de permeabilidade vertical e horizontal obtidos variaram entre

1,9x10-10

m/s e 2,0x10-8

m/s, os quais se enquadram dentro da faixa de valores de referência

para argilas sedimentares e siltes, conforme apresentado na Tabela 6.4. Ressalta-se que, muitas

vezes, a grande dificuldade nas medidas destes parâmetros é justamente a grande faixa de

valores que estes materiais se inserem. Logo, uma variação pequena na fração granulométrica

pode influenciar estes valores.

TAB. 6.4 – Valores típicos de coeficiente de permeabilidade k, em m/s

Fonte: MARQUES (2014)

y = 0,3982ln(x) + 10,71R² = 0,8588

y = 0,1661ln(x) + 4,8968R² = 0,8449

1

1,5

2

2,5

3

3,5

4

1,0E-10 1,0E-09 1,0E-08 1,0E-07

Índ

ice

de

vaz

ios,

e

Coeficiente de permeabilidade vertical, kv (m/s)

kv - 3,0m a 7,0m

kv - 1,5m e 2,0m

Z1-AI-18-1,5m

Tipo de solo/material k (m/s)

Rochas maciças 10-11

- 10-12

Argilas sedimentares 10-9

- 10-10

Solos compactados - k vertical 10-9

Siltes 10-8

Solos compactados - k horizontal 10-6

- 10-8

Areias finas 10-5

Areias médias 10-4

Areias grossas 10-4

- 5x10-4

Pedregulhos 10-3

Brita 10-2

- 10-3

Fraturas rochosas (1mm) 7x10-1

123

6.7 ANÁLISE DA EVOLUÇÃO DE RECALQUES A PARTIR DE DIFERENTES

RELAÇÕES ENTRE OS COEFICIENTES DE ADENSAMENTO HORIZONTAL E

VERTICAL

Este item tem como objetivo ilustrar a importância em se obter boas estimativas para a

relação entre os coeficientes de adensamento horizontal e vertical para uma melhor previsão da

velocidade dos recalques quando são projetados drenos verticais.

Como a intenção é demonstrar a influência de diferentes relações ch/cv, os cálculos foram

simplificados, não sendo considerado o efeito do amolgamento causado pela instalação dos

drenos e nem a rigidez hidráulica dos drenos.

Para o problema hipotético, considerou-se a construção de um aterro rodoviário de 3,0m de

altura sobre um terreno com uma camada de argila mole de 10,0m de espessura. Para o solo de

fundação, foram adotados os parâmetros geotécnicos médios obtidos no presente trabalho e,

para o aterro, considerou-se o peso específico de 18 kN/m³. Em relação aos geodrenos,

considerou-se a disposição em malha triangular, com espaçamento entre eles de 1,5m.

Para os cálculos do tempo de adensamento, foi considerada apenas drenagem radial e

adotou-se a distância de drenagem Hd igual à metade da camada de argila. Os cálculos

procederam, então, por meio das equações apresentadas no Capítulo 2.

Na Figura 6.18 são apresentadas as curvas recalques versus tempo para cinco situações

analisadas. A primeira situação supõe a construção do aterro sem a utilização de drenos e as

outras situações representam diferentes relações ch/cv, permitindo a conversão do cv obtido nos

ensaios de adensamento oedométrico em ch, quando não se dispõem de ensaios específicos para

determinação de ch. O cv médio considerado nas análises foi de 2,6 x 10-8

m²/s. Assim, tem-se:

1) Sem drenos

2) ch = 1,0 x cv

3) ch = 1,2 x cv (relação média encontrada no presente trabalho)

4) ch = 1,5 x cv

5) ch = 2,0 x cv

124

FIG. 6.18 ‒ Evolução dos recalques com o tempo

O recalque primário total, de acordo com as premissas adotadas, foi calculado em 1,3 m.

Para a estabilização de 90% dos recalques sem a utilização de drenos, seriam necessários 314

meses ou 26 anos. Considerando-se ch/cv=1, seriam necessários 25,5 meses; se ch/cv=1,2,

seriam necessários 21 meses; se ch/cv=1,5, seriam necessários 17 meses; e se ch/cv=2,0, seriam

necessários 13 meses.

Ao supor ch/cv =1,5, por exemplo, e a relação mais representativa do depósito na verdade

for ch/cv =1,0, quando se achar que ocorreram 90% do recalque previsto, apenas 78% terão

ocorrido. Ou seja, em vez de 17 meses, seriam necessários 25,5 meses para esta fase de obra

correspondente à construção do aterro.

Diante deste fato, e considerando-se que tanto a utilização da relação ch/cv =1,5 como

ch/cv =1,0 são válidas para o depósito em estudo, evidencia-se a importância do monitoramento

dos recalques em obra de forma a se verificar as premissas de projeto e estabelecer eventuais

ajustes no cronograma.

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45R

ecalq

ue

(%)

Tempo (meses)

Sem drenos

Drenos --> ch = 1,0 x cv




Estabilização de 90% do recalque primáriopara cota final do aterro +3,0m = 1,17m

125

7 CONCLUSÕES E SUGESTÕES PARA PESQUISAS FUTURAS

A determinação do coeficiente de adensamento de um solo compressível tem se mostrado

um grande desafio na prática de projetos de obras de infraestrutura. No laboratório, diversos são

os fatores que podem influenciar nos valores de cv ou ch obtidos, como o amolgamento das

amostras, a dimensão do corpo de prova, a razão do incremento de carga, o nível de tensão e a

temperatura ambiente. No campo, tem-se que dificilmente as condições de contorno serão as

mesmas de laboratório, o aterro pode ser alteado com velocidades e incrementos de carga

diferentes do carregamento em laboratório, as tensões geradas variam com a profundidade e a

possível existência de lentes de areias, não detectadas nas investigações geotécnicas, contribui

para o aumento significativo da permeabilidade do depósito.

Ainda que o ensaio de laboratório representasse fielmente as condições de campo,

deparar-se-ia com a interpretação dos resultados, uma vez que as hipóteses simplificadoras da

teoria de adensamento de Terzaghi resultam em pequenas diferenças entre a curva teórica de

recalque versus tempo e a curva obtida nos ensaios. O método de Casagrande (log de t) e o

método de Taylor (raiz de t), utilizados na interpretação das curvas de adensamento, resultam

em valores de coeficiente de adensamento que podem diferir entre si da ordem de 40%,

variação esta encontrada para o depósito em estudo.

Apesar do conhecimento das dificuldades inerentes à determinação do parâmetro cv ou ch

que represente o depósito, o presente trabalho procurou avaliar a relação entre estes parâmetros

e outras características da argila em estudo e, particularmente, a razão ch/cv por meio de ensaios

de adensamento oedométrico.

Acredita-se que a comparação entre ch e cv, obtidos a partir do mesmo método de

interpretação da curva de adensamento, é lícita, uma vez que a diferença entre os valores reais e

estimados será semelhante para os dois parâmetros, ou seja, considerando-se um mesmo fator

campo-laboratório para ch e cv, a razão entre eles será a mesma. A razão obtida contribuirá para

o dimensionamento dos drenos verticais, passíveis de serem utilizados na região de estudo, e

para uma melhor previsão da evolução dos recalques com o tempo.

Para obtenção do ch, um método não usual foi proposto ao rotacionar a amostra 90o de sua

posição natural. Ao todo, foram realizados 30 ensaios de adensamento oedométrico com corpos

de prova na posição natural de campo, permitindo a obtenção do cv, e 10 ensaios com os corpos

126

de prova rotacionados, para estimativa de ch.

De forma a complementar a caracterização geomecânica do depósito e atestar a coerência

entre os resultados obtidos por meio de diferentes ensaios, também foram realizados ensaios de

palheta, piezocone (embora não apresentados), caracterização completa e teor de matéria

orgânica.

As principais conclusões do trabalho são apresentadas a seguir.

- Razão ch/cv entre os coeficientes de adensamento horizontal e vertical:

O depósito em estudo, localizado na região de Guaratiba, na Zona Oeste da cidade do Rio

de Janeiro, apresentou uma relação média de ch/cv de 1,2 para o domínio normalmente

adensado, porém com desvio padrão igual a 0,3, o qual é relativamente alto. Como valores para

esta relação abaixo de 1 não fazem muito sentido, haja vista o processo de deposição dos

sedimentos e a orientação preferencial das partículas do solo na horizontal, julga-se mais

sensato estabelecer a faixa de valores entre 1,0 e 1,5 como representativa da anisotropia da

permeabilidade do depósito analisado.

Ressalta-se que o valor de 1,5 é frequentemente adotado pelos projetistas no

dimensionamento de drenos verticais quando não se dispõem de ensaios específicos, tendo-se

como principal referência a relação encontrada para a argila do depósito de Sarapuí no trabalho

do COUTINHO (1976). Conclui-se, diante da faixa de valores encontrada na presente pesquisa,

que a eventual adoção do valor de ch/cv igual a 1,5 para o presente depósito é válida, embora a

evolução dos recalques possa diferir consideravelmente caso a relação mais representativa do

depósito seja ch/cv =1,0, por exemplo. É evidente, portanto, a importância do monitoramento

dos recalques em obra, de forma a se verificar as premissas de projeto.

- Caracterização da argila mole da área de estudo

Os resultados dos ensaios de caracterização permitiram classificar o solo como argila

orgânica de alta compressibilidade, em concordância com os valores da razão de

compressibilidade, CR, que variaram entre 0,27 e 0,51 para as amostras de qualidade

satisfatória. O teor de umidade wn médio do depósito foi de 110% e variou entre 40 e 147%. A

correlação obtida entre o índice de compressão Cc e wn se mostrou satisfatória e próxima às

correlações obtidas para outros depósitos da Zona Oeste da cidade do Rio de Janeiro.

127

Os valores de wL e wP tiveram pouca variação e o IP médio foi de 40%, valor este

relativamente baixo quando comparado com depósitos de regiões próximas. O teor de matéria

orgânica variou entre 1,74 e 13,3%, valores bem abaixo dos característicos de camadas

turfosas, para as quais o teor de matéria orgânica pode ultrapassar os 40%, indicando, assim, a

ausência de turfas. O índice de vazios, das amostras com qualidade satisfatória, variou entre 1,8

e 3,8, com valor médio de 2,9, condizente com demais características do depósito.

Ao comparar estas características do solo em estudo com as apresentadas pelas argilas da

Barra da Tijuca e Recreio dos Bandeirantes, percebe-se que, de maneira geral, as argilas de

Guaratiba apresentam características um pouco menos desfavoráveis, em termos geotécnicos,

como valores médios de wL, wn, eo, IP, teor de matéria orgânica e CR menores.

O valor médio do coeficiente de adensamento vertical foi de 2,6 x 10-8

m²/s,

considerando-se apenas os resultados das amostras de qualidade boa a excelente e o nível de

tensão de 100 kPa.

A permeabilidade vertical característica do depósito, obtida indiretamente e representativa

do solo no estado normalmente adensado, foi de 5,5 x 10-10

m/s. Já a permeabilidade horizontal,

sob as mesmas condições, teve o valor médio igual a 5,3 x 10-10

m/s. Estes valores

apresentam-se coerentes com o material em análise e com as referências.

Em relação à história de tensões do depósito, compararam-se os valores de OCR obtidos

nos ensaios de adensamento oedométrico com aqueles estimados a partir dos ensaios de

palheta, conforme a proposta de MAYNE e MITCHELL (1988). Os valores do OCR calculados

pelo ensaio oedométrico foram, em geral, menores do que os obtidos pelo ensaio de palheta, de

maneira que o valor médio obtido pelo primeiro método foi de 1,81 e o valor médio pelo último

ensaio foi de 2,5. Esta diferença conduziu a um ajuste na equação de correlação utilizada,

visando uma melhor estimativa de OCR pelo ensaio de palheta para o depósito em estudo.

A resistência ao cisalhamento não drenada, Su, variou entre 9,5 e 49,7 kPa, com média

igual a 16,2 kPa, considerada baixa, mas compatível com o solo em análise e com os valores de

referência. A sensibilidade calculada, igual a 3,3, indica se tratar de uma argila de média

sensibilidade.

- Qualidade das amostras e tubos amostradores utilizados

Apesar da preocupação ao serem utilizados tubos de PVC para a retirada de amostras

indeformadas, material este não previsto em norma, 67% das amostras apresentaram qualidade

128

entre boa a regular e muito boa a excelente, de acordo com o critério de classificação proposto

por COUTINHO (2007). Tendo em vista as dificuldades inerentes à amostragem da argila

mole, especialmente na Zona Oeste da cidade do Rio de Janeiro, a porcentagem obtida é

considerada satisfatória.

Nas curvas de compressibilidade das amostras amolgadas, foram observadas as

características marcantes deste tipo de amostra, conforme descrito na literatura, como redução

da tensão de sobreadensamento, aumento do índice de recompressão, redução do índice de

compressão e ausência da curva ligeiramente côncava no trecho normalmente adensado.

Para pesquisas futuras visando contribuição ao estudo dos solos moles da região de

Guaratiba, são feitas as seguintes sugestões, relacionadas ou não à razão de permeabilidade:

1) Medição em laboratório, durante o ensaio de adensamento oedométrico, da

permeabilidade por meio do ensaio de carga variável, comparando-se os resultados

assim obtidos com os estimados de forma indireta;

2) Avaliação do coeficiente de adensamento horizontal através dos resultados dos ensaios

de dissipação de poropressão e aplicação do método proposto por Houlsby e Teh

(1988), verificando-se as diferenças com o ch obtido no ensaio de adensamento;

3) Realização de ensaios de permeabilidade in situ por meio de piezômetros e cálculo do ch

a partir do k de campo e do coeficiente de variação volumétrica mv obtido no ensaio de

adensamento oedométrico;

4) Comparação da resistência de cone, obtida no ensaio de piezocone, com a resistência

não drenada do ensaio de palheta, de forma a obter o fator de cone Nkt representativo do

depósito;

5) Análises mais completas visando a possibilidade do uso do tubo de PVC na coleta de

amostras indeformadas, verificando-se a influência das características geométricas do

tubo no amolgamento da amostra;

6) Complementação da caracterização do depósito, identificando-se a composição

mineralógica da argila por meio de ensaios de difração de raio-x e quantificando-se o

teor de sais solúveis; e

7) Programação de ensaios de forma a estudar o adensamento secundário e verificar o

OCR correspondente à linha de fim de compressão secundária.

129

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136

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137

9 ANEXOS

138

9.1 ANEXO 1: GRÁFICOS DE TORQUE X ROTAÇÃO OBTIDOS DOS ENSAIOS DE

PALHETA

FIG. A1.1 – Curva torque x rotação: Z1-EP-04-1,0m



0

2

4

6

8

10

12

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)


CONDIÇÃO NATURAL

CONDIÇÃO AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)


AMOSTRA NÃO AMOLGADA

AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

139




0

2

4

6

8

10

12

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

140




-2

0

2

4

6

8

10

12

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

141




0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

5

10

15

20

25

30

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

142




0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

143




0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 140 150 160 170

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

144




0

5

10

15

20

25

30

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)


CONDIÇÃO NATURAL

CONDIÇÃO AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

145




0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

146




0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 140

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

147




0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

148




0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

149




0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

150




0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

5

10

15

20

25

30

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

5

10

15

20

25

30

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

151




0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

152




0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130 140 150 160 170

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

153




0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

5

10

15

20

25

30

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

154




0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

5

10

15

20

25

30

35

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

155




0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

10

20

30

40

50

60

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

156




0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

157




0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

158




0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

159




0

2

4

6

8

10

12

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

Torq

ue

(N.m

)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

160




0

2

4

6

8

10

12

14

16

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)

Curva Torque x Rotação - Z2-EP-09-1,0 m


AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

161




0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50 55 60

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)


CONDIÇÃO NATURAL

CONDIÇÃO AMOLGADA

162



0

2

4

6

8

10

12

14

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90

To

rqu

e (N

.m)

Rotação (°)



AMOSTRA AMOLGADA

163

9.2 ANEXO 2: CURVAS DE COMPRESSIBILIDADE DOS ENSAIOS OEDOMÉTRICOS

FIG. A2.1 – Curva e x log σ`v: Z1-AI-04-3,0m


1,20

1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Vazi

os

e



1,20

1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

3,20

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Vazi

os,

e


Dados iniciais

w = 111,6 %

e = 3,02

S = 97,0 %


164



1,2

1,4

1,6

1,8

2,0

2,2

2,4

2,6

2,8

3,0

3,2

3,4

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Vazi

os,

e


Dados iniciais

w = 130,0 %

e = 3,34

S = 100,0 %


1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

3,20

3,40

3,60

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Vazi

os,

e



165



1,6

1,8

2,0

2,2

2,4

2,6

2,8

3,0

3,2

3,4

3,6

3,8

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Vazi

os,

e


Z1-AI-29PROF.: 10,0 m

0,80

1,00

1,20

1,40

1,60

1,80

2,00

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Vazi

os,

e


Z1-AI-33PROF.: 2,00 m

166



1,20

1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

3,20

3,40

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Vazi

os,

e



1,20

1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Vazi

os,

e



167



0,90

1,00

1,10

1,20

1,30

1,40

1,50

1,60

1,70

1,80

1,90

2,00

2,10

2,20

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Vazi

os,

e



0,80

0,90

1,00

1,10

1,20

1,30

1,40

1,50

1,60

1,70

1,80

1,90

2,00

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Va

zio

s, e



168



1,40

1,60

1,80

2,00

2,20

2,40

2,60

2,80

3,00

3,20

3,40

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Vazi

os,

e



0,90

1,00

1,10

1,20

1,30

1,40

1,50

1,60

1,70

1,80

1,90

2,00

1 10 100 1000

Índ

ice

de

Vazi

os,

e



169



170



171



172


173

9.3 ANEXO 3: CURVAS DE ADENSAMENTO

FIG. A3.1 – Curvas de adensamento (método de Taylor): Z1-AI-36-3,0m – CP horizontal – σ`v

de 25, 50, 100 e 200 kPa

1,94

1,96

1,98

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)

ZONA 1 - SP 36PROFUND.: 3 mCP horizontal

4o Estágio - 25 kPa

1,82

1,87

1,92

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


5o. Estágio - 50 kPa

1,52

1,57

1,62

1,67

1,72

1,77

1,82

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)

ZONA 1 - SP 36PROFUND.: 3 m

CP horizontal


1,30

1,35

1,40

1,45

1,50

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


174


de 25, 50, 100 e 200 kPa

1,93

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,78

1,83

1,88

1,93

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,47

1,52

1,57

1,62

1,67

1,72

1,77

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)



1,25

1,30

1,35

1,40

1,45

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)



175


de 25, 50, 100 e 200 kPa

1,94

1,96

1,98

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,85

1,90

1,95

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,58

1,63

1,68

1,73

1,78

1,83

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)



1,35

1,40

1,45

1,50

1,55

1,60

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)



176


de 25, 50, 100 e 200 kPa

1,91

1,96

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,74

1,79

1,84

1,89

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,48

1,53

1,58

1,63

1,68

1,73

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,25

1,30

1,35

1,40

1,45

1,50

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)



177


de 25, 50, 100 e 200 kPa

1,95

1,97

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,88

1,93

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,62

1,67

1,72

1,77

1,82

1,87

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)



1,35

1,40

1,45

1,50

1,55

1,60

1,65

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


178


de 25, 50, 100 e 200 kPa

1,95

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)

ZONA 1 - SP 18PROFUND.: 1,5 m

CP horizontal


1,92

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,75

1,80

1,85

1,90

1,95

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,55

1,60

1,65

1,70

1,75

1,80

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


179


de 25, 50, 100 e 200 kPa

1,94

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,88

1,93

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,60

1,65

1,70

1,75

1,80

1,85

1,90

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,35

1,40

1,45

1,50

1,55

1,60

1,65

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


180


de 25, 50, 100 e 200 kPa

1,95

1,97

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)



1,91

1,96

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,73

1,78

1,83

1,88

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,48

1,53

1,58

1,63

1,68

1,73

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)



181


de 25, 50, 100 e 200 kPa

1,91

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)



1,83

1,88

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,67

1,72

1,77

1,82

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)



1,45

1,50

1,55

1,60

1,65

1,70

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)



182

FIG. A3.10 – Curvas de adensamento (método de Taylor): Z1-AI-29-6,0m – CP horizontal –

σ`v de 25, 50, 100 e 200 kPa

1,93

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,77

1,82

1,87

1,92

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,43

1,48

1,53

1,58

1,63

1,68

1,73

1,78

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)


CP horizontal


1,20

1,25

1,30

1,35

1,40

1,45

0,0 5,0 10,0 15,0 20,0 25,0 30,0 35,0 40,0

Alt

ura

do

co

rpo

de

pro

va (

cm)

Raiz de t (√min)



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