( PDF ) Estudo do Comportamento de Solos Arenosos Cimentados

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UNIVERSIDADE FEDERAL DE OURO PRETO - ESCOLA DE MINAS

DEPARTAMENTO DE ENGENHARIA CIVIL

PROGRAMA DE PÓS – GRADUAÇÃO EM ENGENHARIA CIVIL

ESTUDO DO COMPORTAMENTO DE SOLOS

ARENOSOS CIMENTADOS

AUTOR: MAIRA DE SOUZA LEMOS

ORIENTADOR: Prof. Dr. Saulo Gutemberg Silva Ribeiro

CO-ORIENTADOR: Prof. Dr. Luís Fernando Martins Ribeiro

Dissertação apresentada ao Programa de Pós-

Graduação do Departamento de Engenharia

Civil da Escola de Minas da Universidade

Federal de Ouro Preto, como parte integrante

dos requisitos para obtenção do título de

Mestre em Engenharia Civil, área de

concentração: Geotecnia.

Ouro Preto, março de 2003.

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Catalogação SISBIN

Catalogação SISBIN/UFOP

Lemos, Maira de Souza.

L555e Estudo do comportamento de solos arenosos cimentados /

Maira

de Souza Lemos. -- Ouro Preto : UFOP, 2003.

xvi, 136p. : il.

Dissertação (Mestrado) –

Universidade Federal de Ouro

Preto.

Escola de Minas. Departamento de Engenharia Civil.

1. Solo-

cimento. 2. Coesão. I. Universidade Federal de Ouro

Preto. Escola de Minas. Departamento de Engenharia Civil.

II.

Título

CDU: 624.131

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iii

AGRADECIMENTOS

Agradeço aos Professores da Área de Geotecnia do Departamento de Engenharia

Civil da Universidade Federal de Ouro Preto, em especial meus orientadores, Prof.

Saulo Gutemberg e Prof. Luís Fernando pelos seus ensinamentos e incentivo.

Aos colegas Eleonardo, Rodrigo e Celso agradeço pelo apoio nos ensaios de

laboratório.

Agradeço à colega Daviély, pelo companheirismo nos estudos e a secretária

Róvia pela dedicação.

Aos meus pais Manoel e Dilene, aos meus irmãos, Marley, Mayner, Milen,

Manoel Jr., ao meu tio Jadir e aos meus amigos, Eliane, Renata, Cíntia, Vângela, Jullie,

Catharina e Nick, agradeço pelo carinho e compreensão tão importante nesta fase.

Agradeço a Fundação Gorceix pelo apoio financeiro.

E agradeço principalmente a Deus por mais esta conquista.

RESUMO

O estudo de estabilidade de cortes verticais deve ser realizado com uma boa

quantificação da coesão do material. O critério linear de Mohr-Coulomb tem sido

utilizado extensivamente na quantificação da resistência ao cisalhamento dos solos e

rochas brandas. A utilização da coesão de intercepto, advinda do critério linear de

Mohr-Coulomb, não traduz de forma fiel a coesão verdadeira desses materiais.

Buscando uma alternativa mais adequada para determinação deste importante

parâmetro geotécnico, com base no modelo conhecido por Dente de Serra, um novo

modelo de comportamento foi apresentado para os solos estruturados. Este novo modelo

incorporou a parcela coesiva e foi denominado Modelo Estrutural.

O interesse particular contido neste trabalho foi o de determinar o valor

verdadeiro da coesão de solos estruturados para desenvolver de forma mais adequada

análises de estabilidade de cortes verticais. Com base no modelo estrutural proposto, foi

possível avaliar que a coesão mostra-se sensível ao nível de tensão aplicado na fase de

compressão dos ensaios. Foi possível identificar um comportamento não linear,

indicando haver um processo de degradação geometricamente progressivo da

cimentação com o aumento da tensão normal na fase de compressão. Essa sensibilidade

foi observada nos resultados e comportamentos verificados nas fases de cisalhamento.

Aplicando uma função de ajuste, que no caso em questão foi uma função polinomial de

segundo grau, foi possível apresentar um novo procedimento para quantificar a coesão

verdadeira do solo. Diferentemente do critério de Mohr-Coulomb, neste ajuste tem-se

implícito apenas a parcela coesiva do sistema.

Palavras Chave: 1. Solo-cimento. 2. Coesão.

ABSTRACT

A good assessment of cohesion is needed in the stability analyses of vertical

slopes. For this purpose, the Mohr-Coulomb criterion has been extensively used in soils

and soft rocks. However, the cohesion intercept, as defined by that criterion, does not

properly convey the concept of true cohesion of those materials.

Looking for an alternative to evaluate this important geotechnical parameter, a

new behavior model is presented for structured soils based on the saw tooth model. This

new model, herein named Structural Model, incorporates a cohesive term.

The main interest in this research was to determine the true cohesion value of

structured soils in order to properly address stability analyses of vertical slopes. Based

on the proposed structural model, it was observed that cohesion is sensitive to applied

stress level in the compression stage of a shear test. It was possible to identify a

nonlinear behavior on the cohesion-normal stress curve during the shear stage,

indicating a gradual geometric degrading process of cementation which was more

severe with the normal stress increase. By applying a fit curve to the observed data in

the shear test stage, in this case a quadratic fit, it was possible to present a new

procedure to quantify soil true cohesion.

Sumário

página

LISTA DE TABELAS x

LISTA DE FIGURAS xii

LISTA DE SÍMBOLOS xvi

CAPÍTULO 1- INTRODUÇÃO

1.1- OBJETIVOS GERAIS 01

1.2- ESTRUTURAÇÃO DO TRABALHO 02

CAPÍTULO 2- ASPECTOS GERAIS DO COMPORTAMENTO DE SOLOS

ARENOSOS

2.1- FUNDAMENTOS DA ESTÁTICA 04

2.2- TRANSMISSÃO DE FORÇAS ENTRE PARTÍCULAS DE SOLO 08

2.3- MODELO DE RESISTÊNCIA NUM SISTEMA DE CONTATOS 16

2.3.1- Deslizamento 16

2.3.2- Rolamento 18

2.4- RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO DE SOLOS ARENOSOS 23

2.5- CONSIDERAÇÕES GERAIS 26

CAPÍTULO 3- ASPECTOS GERAIS DO COMPORTAMENTO DE SOLOS

ESTRUTURADOS

3.1- INTRODUÇÃO 29

3.2- TENSÕES EFETIVAS EM SOLOS CIMENTADOS 30

3.3- ENSAIOS EM LABORATÓRIO EM AMOSTRAS ESTRUTURADAS 35

vii

3.4- CONSIDERAÇÕES GERAIS 44

CAPÍTULO 4- PROGRAMA EXPERIMENTAL

4.1- INTRODUÇÃO 46

4.2- ENSAIO DE CISALHAMENTO DIRETO 46

4.3- CARACTERIZAÇÃO DA AMOSTRA 47

4.4- PREPARAÇÃO DOS CORPOS DE PROVA 48

4.5- ESTABILIZAÇÃO DO SOLO COM CIMENTO PORTLAND 49

4.6- APRESENTAÇÃO DOS RESULTADOS DOS ENSAIOS 51

4.6.1- Ensaio de Cisalhamento Direto em Amostras Não Cimentadas 51

4.6.2- Ensaio de Cisalhamento Direto em Amostras Cimentadas 53

4.6.3- Estudo Comparativo 55

4.6- CONSIDERAÇÕES GERAIS 60

CAPÍTULO 5- APLICAÇÃO DO MODELO DENTE DE SERRA

5.1- INTRODUÇÃO 62

5.2- MODELO DENTE DE SERRA 62

5.3- APLICAÇÃO DO MODELO DENTE DE SERRA 66

5.4- CONSIDERAÇÕES GERAIS 79

CAPÍTULO 6- MODELO ESTRUTURAL

6.1- APRESENTAÇÃO DO MODELO ESTRUTURAL 80

6.2- MODELO ESTRUTURAL 83

6.3- APLICAÇÃO DO MODELO ESTRUTURAL 88

6.4- COMPORTAMENTO DOS PARÂMETROS DO MODELO ESTRUTURAL

106

6.5- ENVOLTÓRIAS DE RESITÊNCIA DO MODELO ESTRUTURAL 110

6.6- CONSIDERAÇÕES GERAIS 113

viii

CAPÍTULO 7- CONCLUSÕES E SUGESTÕES PARA NOVAS PESQUISAS

7.1- CONCLUSÕES FINAIS 116

7.2- SUGESTÕES PARA NOVAS PESQUISAS 120

ANEXO I 122

ANEXO II 128

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS 132

Lista de Tabelas

página

CAPÍTULO 2

Tabela 2.1- Coeficientes de Atrito 07

Tabela 2.2- Tensões de Contato – Quartzo liso – D = 0.3 mm 13

Tabela 2.3- Tensões de Contato – Quartzo áspero (500 nm) – D = 0.3 mm 13

Tabela 2.4- Tensões de Contato – Quartzo áspero (500 nm) – D = 0.1 mm 14

Tabela 2.5- Efeito da Angulosidade e densidade no Ângulo de Atrito 24

Tabela 2.6- Ângulo de Atrito para Projetos 25

Tabela 2.7- Redução do Ângulo de Dilatância 26

CAPÍTULO 3

Tabela 3.1- Parâmetros Intrínsecos de Resistência ao Cisalhamento 34

CAPÍTULO 4

Tabela 4.1- Resumo dos Valores do Estudo Comparativo 58

Tabela 4.2- Parâmetros de Resistência da Env. Linear de Mohr-Coulomb 59

CAPÍTULO 5

Tabela 5.1- Tensões de Contato no Início do Ensaio de Cisalhamento Direto 65

Tabela 5.2- Parâmetros do Modelo Dente de Serra -

= 100 kPa 67

Tabela 5.3- Parâmetros do Modelo Dente de Serra -

= 150 kPa 69

Tabela 5.4- Parâmetros do Modelo Dente de Serra -

= 200 kPa 71

Tabela 5.5- Parâmetros do Modelo Dente de Serra -

= 300 kPa 73

CAPÍTULO 6

Tabela 6.1- Parâmetros do Modelo Estrutural - σ

= 100 kPa 91

Tabela 6.2- Parâmetros do Modelo Estrutural - σ

= 100 e 150 kPa 96

Tabela 6.3- Parâmetros do Modelo Estrutural - σ

= 100, 150 e 200 kPa 100

Tabela 6.4- Parâmetros do Modelo Estrutural - σ

= 100, 150, 200 e 300 kPa 105

Tabela 6.5- Parâmetros do Modelo Estrutural - Fase I 112

Lista de Figuras

páginas

CAPÍTULO 2

Figura 2.1- Reação em um Plano Liso 05

Figura 2.2- Reação em um Plano Áspero 06

Figura 2.3- Aspereza Típica em Superfícies de Quartzo 08

Figura 2.4- Contato entre Grãos de Areia 09

Figura 2.5- Ângulo de Atrito de Contato Plástico,

Figura 2.6- Ângulo de Atrito Grão-Grão,

Figura 2.7- Sistema de Partículas Submetidas ao Cisalhamento 17

Figura 2.8- Modelo Simples para Análise de Rolamento de Partículas 18

Figura 2.9- Partícula Angulosa Instável 20

Figura 2.10- Partícula Angulosa Estável 20

Figura 2.11- Sistema Estável de Partículas Angulosas 22

Figura 2.12- Sistema Instável de Partículas Angulosas 23

Figura 2.13- Disposição Randômica de Grãos Angulosos 24

CAPÍTULO 3

Figura 3.1- Comportamento para Larga Faixa de Tensões 32

Figura 3.2- Comp. Típico de Ensaio Oedométrico em Solo Estruturado 36

Figura 3.3- Comp. Típico de Ensaio Triaxial Não Drenado em Solo Estruturado

com Elevado Índice de Vazios 36

Figura 3.4- Comportamento Típico de Ensaio Triaxial Drenado em Solo

Estruturado com Elevado Índice de Vazios 37

Figura 3.5- Curvas de Compressão de um Perfil Idealizado de uma

Formação Geológica 38

Figura 3.6- Zonas de Plastificação 39

Figura 3.7- Região com Cimentação Intacta 41

xii

Figura 3.8- Variação Volumétrica de Solos Cimentados 43

CAPÍTULO 4

Figura 4.1- Curva Granulométrica 47

Figura 4.2- Resultados dos Ensaios para as Amostras não Cimentadas 52

Figura 4.3- Resultados Ampliados dos Ensaios para as Amostras sem

Cimento 53

Figura 4.4- Resultados dos Ensaios para as Amostras com Cimento 54

Figura 4.5- Resultados Ampliados dos Ensaios para as Amostras com

Cimento 55

Figura 4.6- Estudo Comparativo – σ

= 100 kPa 56

Figura 4.7- Estudo Comparativo – σ

= 150 kPa 56

Figura 4.8- Estudo Comparativo – σ

= 200 kPa 57

Figura 4.9- Estudo Comparativo – σ

= 300 kPa 58

Figura 4.10- Aplicação do Critério Linear de Mohr-Coulomb 59

Figura 4.11- Ajuste das Envoltórias de Resistência 60

CAPÍTULO 5

Figura 5.1- Ensaio de Cisalhamento Direto - σ

= 100 kPa 66

Figura 5.2- Taxas de Mobilização das Resistências para σ

= 100 kPa 67

Figura 5.3- Ensaio de Cisalhamento Direto - σ

= 150 kPa 68

Figura 5.4- Taxas de Mobilização das Resistências para σ

= 150 kPa 69

Figura 5.5- Ensaio de Cisalhamento Direto - σ

= 200 kPa 70

Figura 5.6- Taxas de Mobilização das Resistências para σ

= 200 kPa 71

Figura 5.7- Ensaio de Cisalhamento Direto - σ

= 300 kPa 72

Figura 5.8- Taxas de Mobilização das Resistências para σ

= 300 kPa 73

Figura 5.9- Comportamento da Dilatância nas Distintas Fases e

Níveis de Tensão 74

Figura 5.10- Comportamento do Atrito Grão-Grão nas Distintas

xiii

Fases e Níveis de Tensão 75

Figura 5.11- Influência da Tensão Normal nos Parâmetros Iniciais 76

Figura 5.12- Influência da Tensão Normal nos Parâmetros de Pico 77

Figura 5.13- Influência da Tensão Normal nos Parâmetros Residuais 78

Figura 5.14- Envoltórias de Pico Não-Lineares Dente de Serra 78

CAPÍTULO 6

Figura 6.1- Ajuste Linear da Envoltória de Resistência de uma Areia Densa 80

Figura 6.2- Envoltória de Resistência de uma Argila Normalmente Adensada 82

Figura 6.3- Processos de Ruptura num Solo Estruturado 83

Figura 6.4- Fase I – Parâmetros de Atrito Estático 83

Figura 6.5- Fase II – Quebra Rápida da Cimentação e Formação de

um Dente de Serra Estrutural 84

Figura 6.6- Fase III - Quebra da Cimentação dos Grãos Existentes na Zona de

Cisalhamento 84

Figura 6.7- Fase IV - Modelo Estabelecido no Estado Residual 85

Figura 6.8- Ensaio em Solo Estruturado - σ

= 100kPa 89

Figura 6.9- Escala Ampliada do Ensaio em Solo Estruturado – σ

= 100 kPa 90

Figura 6.10- Taxas de Mobilização das Resistências - σ

= 100 kPa 92

Figura 6.11- Altura das Cristas do Dente de Serra – Fase I – σ

= 100 kPa 93

Figura 6.12- Ensaio em Solo Estruturado - σ

= 150kPa 94

Figura 6.13- Escala Ampliada do Ensaio em Solo Estruturado – σ

= 150 kPa 95

Figura 6.14- Taxas de Mobilização das Resistências – σ

= 150 kPa 96

Figura 6.15- Altura da Crista do Dente de Serra – Fase II – σ

= 150 kPa 97

Figura 6.16- Ensaio em Solo Estruturado - σ

= 200kPa 98

Figura 6.17- Escala Ampliada do Ensaio em Solo Estruturado – σ

= 200 kPa 99

Figura 6.18- Taxas de Mobilização das Resistências – σ

= 200 kPa 101

Figura 6.19- Altura da Crista do Dente de Serra – Fase II – σ

= 200 kPa 102

Figura 6.20- Ensaio em Solo Estruturado – σ

= 300 kPa 103

Figura 6.21- Escala Ampliada do Ensaio em Solo Estruturado – σ

= 300 kPa 104

xiv

Figura 6.22- Taxas de Mobilização das Resistências – σ

= 300kPa 105

Figura 6.23- Altura da Crista do Dente de Serra – Fase II – σ

= 300 kPa 106

Figura 6.24- Comportamento da Coesão Estrutural com o Nível de Tensão 107

Figura 6.25- Determinação da Coesão Verdadeira Estrutural e da

Tensão Normal de Plastificação 108

Figura 6.26- Comportamento dos Parâmetros Friccionais Estáticos

da Fase I 109

Figura 6.27- Comportamento dos Parâmetros Friccionais Cinéticos

na Fase II 109

Figura 6.28- Comportamento dos Parâmetros Friccionais Cinéticos

na Fase IV 110

Figura 6.29- Envoltória de Resistência do Modelo Estrutural na Fase I 111

Figura 6.30- Envoltórias de Resistência do Modelo Estrutural 112

Lista de Símbolos

ângulo de atrito

ângulo de atrito efetivo

ângulo de atrito intrínseco

ângulo de dilatância

coeficiente de atrito

coeficiente de Poisson

tensão normal

tensão cisalhante

ângulo de atrito grão-grão

∆σ

variação de pressão confinante

’

tensão efetiva

resistência unitária no contato

ângulo de dilatância estrutural

ângulo de atrito estrutural

deslocamento horizontal

resistência intrínseca

ângulo de atrito matricial

ângulo de dilatância matricial

mob

resistência mobilizada

tensão normal ao plano de cisalhamento corrigida

ângulo de atrito residual

ângulo de dilatância residual

resistência unitária total

∆

variação de poro pressão

deslocamento vertical

tensão de plastificação

xvi

ângulo de atrito de contato plástico

área relativa de contato inicial

área do contato

área relativa de contato entre grãos e a área total

área total

c coesão verdadeira

compressibilidade do esqueleto sólido

compressibilidade das partículas sólidas

coeficiente de não uniformidade

compressibilidade volumétrica da água

diâmetro da área de contato

dimensão intermediária da partícula

dimensão longa da partícula

dimensão curta da partícula

e índice de vazios

E módulo de elasticidade

força de atrito

k coesão intrínseca

coesão no contato

n porosidade do material

N força normal

porosidade de fronteira

número de contatos

força no contato

número de partículas

tensão de contato

q resistência à compressão simples

R reação total

raio da esfera 1

raio da esfera 2

SF fator de forma

xvii

Su resistência não drenada

T força tangencial

u poro pressão

volume de sólidos

W força peso

Capítulo 1

INTRODUÇÃO

1.1- OBJETIVOS GERAIS

O fato que mais motivou a realização deste trabalho foi a observação rotineira do

excesso de cortes verticais existente e que ainda vêm sendo realizados nas periferias das

cidades, geralmente no fundo dos quintais das casas de pessoas carentes, sem a mínima

preocupação com as condições reais de estabilidade e segurança.

Para manter estáveis estes cortes, que geralmente têm cerca de 2 a 6 metros, é

necessário o material dispor de coesão e/ou sucção suficiente(s), uma vez que a

resistência por atrito na face é nula. Tozatto et al. (2001) relatou que esses cortes são

geralmente realizados para implantação de moradias precárias, com elevações em torno

de 3 a 4 metros.

Em muitos casos, a estabilidade está intrinsecamente associada à cimentação

natural uma vez que a sucção matricial é consideravelmente reduzida nos períodos de

longa estiagem, com a secagem do solo, e nos longos períodos de chuvas, com a

saturação do solo.

Apesar de haver muita sofisticação para modelagem do comportamento

mecânico de solos e rochas, o critério linear de Mohr-Coulomb tem sido utilizado

extensivamente na quantificação da resistência ao cisalhamento desses materiais, sendo

os parâmetros de resistência, coesão e ângulo de atrito, rotineiramente utilizados no

desenvolvimento de estudos de estabilidade de taludes, obras de contenção e fundações.

Para estudos da estabilidade de cortes verticais em terrenos estruturados, a

utilização da coesão de intercepto, advinda do critério linear de Mohr-Coulomb, não

traduz de forma fiel a coesão verdadeira do material em questão. Esse seria o parâmetro

decisivo na precisão da análise de segurança desses cortes.

Buscando elaborar uma rotina de estudos com vistas a quantificar de forma mais

adequada a coesão verdadeira dos solos estruturados, neste trabalho será desenvolvido

um estudo experimental com um solo arenoso artificialmente cimentado. O mesmo

material sem cimento também será estudado, buscando identificar alguma congruência

entre os comportamentos.

Por se tratar de uma linha de pesquisa recente no Departamento de Engenharia

Civil da UFOP, nenhuma sofisticação foi incorporada, sendo utilizado no estudo uma

areia média uniforme, um único tipo de cimento, um único teor de cimento e o ensaio de

cisalhamento direto convencional.

Para avaliação do comportamento do solo sem cimento e cimentado foi utilizado

o conhecido modelo Dente de Serra. Esse modelo, normalmente aplicado a solos

arenosos não cimentados, foi aqui utilizado para os solos artificialmente cimentados,

com a inclusão da parcela coesiva do material.

1.2 - ESTRUTURAÇÃO DO TRABALHO

Este trabalho foi dividido em 7 capítulos.

No Capítulo 1, faz-se uma breve apresentação dos objetivos principais deste

estudo e a estruturação do trabalho.

No Capítulo 2, faz-se um revisão geral do comportamento friccional de solos

granulares com abordagem baseada na física clássica. Faz-se também a apresentação de

um estudo hipotético da transmissão de forças entre grãos e a avaliação da plastificação

nos contatos grão-grão. Apresenta-se ainda no Capítulo 2 uma discussão dos processos

de movimento dos grãos por deslizamento e/ou rolamento na fase de cisalhamento.

No Capítulo 3, faz-se uma abordagem inicial e uma avaliação da aplicabilidade

do princípio das tensões efetivas em solos estruturados, seguida da apresentação de

diversos comentários sobre o comportamento observado pelos respectivos autores dos

resultados de estudos experimentais realizados com solos cimentados.

No Capítulo 4, faz-se apresentação do material em estudo, dos procedimentos de

preparação das amostras e ensaio. Apresenta-se na seqüência, os resultados dos ensaios

de cisalhamento direto realizados com amostra não cimentadas e cimentadas.

No Capítulo 5, faz-se a apresentação do modelo Dente de Serra e sua aplicação

na interpretação dos resultados dos ensaios de cisalhamento direto realizados nas

amostras arenosas não cimentadas. Com base nos resultados dos ensaios de

cisalhamento direto realizados nas amostras não cimentadas, faz-se a apresentação

detalhada das quatro fases dos ensaios e seus respectivos parâmetros.

No Capítulo 6, faz-se a apresentação do modelo Dente de Serra para solos

cimentados, aqui denominado Modelo Estrutural. Com base nos resultados dos ensaios

de cisalhamento direto realizados nas amostras agora cimentadas, faz-se a apresentação

detalhada das quatro fases dos ensaios e seus respectivos parâmetros. Com base na

interpretação final dos resultados, foi possível apresentar uma nova proposta para

determinação da coesão verdadeira do solo estruturado.

No Capítulo 7, faz-se a apresentação das principais conclusões do trabalho e

algumas sugestões para novas pesquisas.

Capítulo 2

ASPECTOS GERAIS DO COMPORTAMENTO DE SOLOS

ARENOSOS

2.1 – FUNDAMENTOS DA ESTÁTICA

Dos conceitos da física clássica, um corpo pode ser considerado como uma

partícula, podendo assim ser representado por um ponto geométrico no qual toda sua

massa está concentrada. Este caso se aplica quando as dimensões do corpo são

desprezíveis em relação a dimensão de outros elementos presentes.

Num outro enfoque, um corpo pode ser considerado uma partícula, se todos seus

pontos executam o mesmo movimento. Nesse caso, uma partícula não estaria associada

a uma dimensão, mesmo que analisada de forma relativa.

Para o desenvolvimento dos estudos contidos nesse trabalho, esse conceito de

partícula será adotado, ou seja, os elementos sólidos que constituem os solos arenosos

não serão considerados um ponto genérico e sim um corpo de dimensão apreciável, aqui

denominado grão.

De forma clássica tem-se que um arranjo matricial é um conjunto de grãos no

qual os movimentos e posições podem ser dependentes ou independentes.

Entende-se como dependente quando as posições dos grãos permanecem

constantes quando o arranjo matricial é submetido a uma variação no seu estado de

tensão. Neste caso, o arranjo matricial é considerado com sendo um corpo perfeitamente

rígido – “corpo rígido”.

No caso de movimentos independentes, ou seja, as posições dos grãos não

permanecem constantes quando o arranjo matricial é submetido a uma variação no seu

estado de tensão, não se pode adotar o conceito de corpo rígido descrito acima.

Levando em consideração que a alteração de forma nos grãos, devido a variação

do estado de tensão no arranjo matricial é desprezível, neste trabalho, o grão individual

será tratado como sendo um corpo rígido e o arranjo matricial poderá ter um

comportamento de corpo rígido a depender do nível de deformação ou resistência

mobilizada.

Os princípios da estática estabelecem as propriedades básicas das forças aplicadas a

um corpo perfeitamente rígido. Uma vez considerado o grão como sendo um corpo

rígido, o estudo do seu comportamento mecânico pode ser desenvolvido através desses

princípios, a saber:

• Lei da Inércia – Primeira Lei de Newton;

• Equilíbrio de duas forças;

• Princípio da superposição (sobreposição);

• Regra do paralelogramo;

• Lei da Ação e Reação – Terceira Lei de Newton.

Da física clássica tem-se que num arranjo matricial as partículas podem estar no seu

estado livre ou impedidas de mover. Aparecem assim, as forças que opõem-se a

possíveis movimentos, chamadas de reações de apoio ou simplesmente, reações.

Na Figura 2.1 tem-se ilustrado um grão em forma de esfera sobre um plano liso

(Almeida et al.,1988). A reação ao peso W da esfera é N, normal a superfície suporte.

Figura 2.1 – Reação em um plano liso (Almeida et al.,1988).

Na Figura 2.2 tem-se ilustrado um grão em forma de esfera sobre um plano

áspero, que é representado por um plano inclinado. As componentes de reação são uma

componente normal, N, perpendicular ao plano, e uma componente tangencial, F

paralela ao plano.

Figura 2.2 – Reação em um plano áspero (Almeida et al.,1988).

A componente tangencial é denominada pela física clássica de força de atrito. A

força de atrito é sempre oposta ao movimento do grão.

A reação total R, que é a soma vetorial de N e F

, faz com a perpendicular ao

plano de contato um ângulo

, igual a inclinação do plano liso, ou seja, sem aspereza. O

ângulo

é denominado de ângulo de atrito.

Assim, tem-se que para uma superfície lisa, ou seja, sem rugosidade, o ângulo de

atrito igual a zero. Sendo que, quanto mais áspera a superfície for, maior será o ângulo

de atrito.

De acordo com o exposto, a força de atrito depende do grau de aspereza das

superfícies de contato e da força normal atuante entre elas.

Para manter o grão apresentado na Figura 2.2 na iminência de mover-se para

cima ou para baixo, a força de atrito deverá igualar-se a componente tangencial de W,

ou seja,

sen.WFF

== (2.1)

onde F, componente tangencial de W, tem o sentido oposto a F

Sendo N, a componente normal de W, tem-se

cos.WN

(2.2)

Dividindo F

(Expressão 2.1) por N (Expressão 2.2), tem-se

µφ

=== tan

cos

sen

(2.3)

onde tan

é denominado de coeficiente de atrito (

). Na Tabela 2.1 é apresentado

valores típicos de coeficientes de atrito.

Tabela 2.1 – Coeficientes de atrito (Sears,1960).

Materiais

µµ

φφ

(º)

Madeira sobre madeira seca 0,25 a 0,50 14,0 a 26,6

Metal sobre metal seco 0,15 a 1,40 8,5 a 54,5

Superfícies polidas, lubrificadas 0,05 a 0,08 2,9 a 4,6

Como elucidado, o ângulo de atrito está associado a inclinação de um plano,

representativo de uma superfície áspera. Caso a força N altere a inclinação desse plano,

o ângulo de atrito passa a ser função de N, ou seja, além da força de atrito, o coeficiente

de atrito,

, também seria função de N.

Da física clássica é sabido que o coeficiente de atrito é definido como sendo

estático antes do movimento e cinético durante o movimento. Tem-se também

consolidado que o coeficiente de atrito estático é maior que o coeficiente de atrito

cinético. Como discursado, essa minimização pode estar associada a dois efeitos em

destaque.

O primeiro associado a um polimento ou deformações plásticas da superfície,

provocadas pelo deslizamento. Sendo a superfície menos áspera, menor será a

inclinação das ondulações dos minúsculos planos inclinados de

O segundo efeito está associado a deformações elásticas nos contatos que

tendem, momentaneamente, minimizar a aspereza reduzindo assim o ângulo de atrito.

Em resumo pode-se conceber que quanto maior a carga N, menor será a aspereza

da superfície em deslizamento, ou seja, quanto maior N menor será o ângulo de atrito.

Seguindo essa linha de raciocínio, se a força N for suficientemente grande para

proporcionar um polimento perfeito da superfície de deslizamento durante o

movimento, tem-se que o ângulo de atrito da superfície perfeitamente polida, sem

aspereza, será igual a zero.

2.2 – TRANSMISSÃO DE FORÇAS ENTRE PARTÍCULAS DE SOLO

Tomando-se como base os conceitos clássicos da estática, resumidamente aqui

apresentados, as forças de contato desenvolvidas entre grãos podem se dividir em

componentes normais e tangenciais à superfície de contato.

Num sistema cuja matriz é constituída de grãos de areia, a carga aplicada a

mesma é transmitida de forma complexa sobre todos os pontos de contato. Assim,

quanto maior o número de contatos, menor será a força por contato, ou seja, para uma

mesma força externa, quanto menor forem os grãos de areia, menor será a força nos

contatos.

De acordo com Lambe e Whitman (1979), em função da magnitude das forças

internas (peso próprio) e externas (cargas induzidas), as partículas individuais

deformam-se conforme as forças de contato. Assim, deformações elásticas

(recuperáveis) e/ou plásticas (irrecuperáveis) podem ocorrer nos pontos de contato.

Apesar de parecerem lisos, os pontos de contato dos grãos de areia tendem a ter

acentuadas asperezas, como ilustrado na Figura 2.3 (Dickey, 1966, citado por Lambe e

Whitman,1979).

Figura 2.3 – Aspereza típica em superfícies de quartzo.

Como ilustrado na Figura 2.3, superfícies polidas de quartzo apresentam

ondulações de 3 graus (aspereza de 50nm), ao passo que nas superfícies naturais as

ondulações são da ordem de 30 graus (aspereza de 500nm).

Intuitivamente tem-se que os contatos entre os grãos de areia ocorrem nas cristas

das asperezas, numa área bastante pequena, como ilustrado na Figura 2.4.

Figura 2.4 – Contato entre grãos de areia.

Convencido de que a área de contato era muito pequena, Terzaghi (1925) propôs

que a tensão de contato seria a própria tensão de plastificação do material, ou seja,

= (2.4)

onde N é a força normal no contato, A

a área do contato e

a tensão de plastificação

no ponto de contato da partícula de solo.

Terzaghi (1925) sugeriu então que a matriz de partículas de solo teria uma

resistência ao cisalhamento de contato puramente coesiva, sendo a força de atrito

tangencial máxima no contato igual a

kAF

= (2.5)

onde k é a coesão no contato proporcionada pela plastificação.

Das Expressões (2.4) e (2.5), tem-se

σσ

== (2.6)

Comparando as Expressões (2.3) com (2.6) tem-se

(2.7)

De acordo com a Expressão 2.6, a força de atrito, F

, é proporcional a força

normal, N, como já comentado no item anterior. No entanto, desde que esteja garantida

a plastificação no contato para qualquer nível de tensão externa, o coeficiente de atrito

no contato grão-grão mostra-se independente de N, sendo igual a razão entre a coesão

proporcionada pela plastificação, k; e a tensão de plastificação,

, características

intrínsecas do material.

Rowe (1962), citado por Lambe e Whitman (1979) variou em 50 vezes a força N

e observou uma variação de apenas um grau na magnitude do ângulo de atrito grão-

grão, simbolizado neste trabalho por

Segundo Skempton (1961) e Lambe e Whitman (1979), esse desenvolvimento de

Terzaghi (1925) ficou por muito tempo esquecido, sendo abordado posteriormente nos

trabalhos de Bowden e Tabor (1942, 1950, 1964) e Tabor (1959).

Lambe e Whitman (1979) mencionaram esse estudo como sendo denominado

“Teoria Adesiva do Atrito” (Adhesion Theory of Friction) sendo atribuído a essa coesão

um efeito de solda fria no contato.

De acordo com Skempton (1961), para muitos materiais, como por exemplo o

quartzo, o coeficiente de atrito é aproximadamente 0,5. Assim, para esses materiais, a

coesão por solda fria eqüivale a 50% da tensão de plastificação do material. No caso do

quartzo, essa coesão seria da ordem de 5,15GPa (

y quartzo

=10,3GPa), cerca de 10 vezes

maior que a resistência à tração do aço (CA50). Para um conjunto de mobilização

friccional, esse valor representaria um ângulo de atrito grão-grão, ou seja, ondulação

grão-grão de 26,6 graus. Como pode ser observado na Figura 2.3, o ângulo interno

correspondente a ondulação é de 120 graus. Assim, a inclinação da ondulação com a

horizontal é de 30 graus, valor muito próximo de 26,6 graus.

Ribeiro (2001), apresentou um estudo resumido para avaliação da possibilidade

de plastificação nos contatos de solos arenosos naturais submetidos a níveis de tensões

de engenharia. Esse estudo é brevemente apresentado a seguir.

De acordo com a teoria da elasticidade, o diâmetro da área de contato, d

, entre

duas esferas elásticas é dado pela Expressão (citado por Lambe e Whitman,1979)

3/1

)1.(12













−

(2.8)

onde

, é o coeficiente de Poisson; E, o módulo de elasticidade; N

a força no contato; e

e R

, os raios das esferas 1 e 2, respectivamente.

O volume de sólidos, V

, de um volume unitário pode ser determinado pela

expressão

(2.9)

onde e é o índice de vazios.

O número de partículas em um volume unitário pode ser então obtido através da

razão entre este e o volume de uma partícula sólida. De uma forma aproximada, para

esse cálculo, foi considerado partículas esféricas de raio representativo R.

)1(

= (2.10)

Como proposto por Lambe e Whitman (1979), o número de contatos pode ser

determinado considerando que cada partícula faz dois contatos numa unidade de área.

Assim, esses autores sugerem que o número de contatos, n

, seja

3/2

)(2

Nn = (2.11)

De posse do número de contatos determina-se a força em cada contato

= (2.12)

onde

, é a tensão externa.

Substituindo N

na Expressão (2.8), torna-se possível estimar a área de contato

= (2.13)

A tensão de contato, p

, será igual a

p = (2.14)

Sendo a tensão de plastificação do quartzo igual a 10.300MPa, o módulo de

elasticidade igual a 75.800MPa e o coeficiente de Poisson igual a 0,31, faz-se a seguir

um breve estudo para avaliação da possibilidade de plastificação no contato, em um solo

arenoso hipotético.

Para um solo hipotético, admite-se grãos esféricos de quartzo; uniformes; com

diâmetro 0,3mm; num arranjo matricial tipo cúbico; com índice de vazios igual a 0,92.

Simulando os níveis de tensão típicos de engenharia que são normalmente

adotados em ensaios de laboratório, tem-se para as tensões médias externas de 50, 100,

200 e 400kPa, os resultados apresentados na Tabela 2.2.

Com base nos resultados, não haveria possibilidade de plastificação nos

contatos.

Tabela 2.2 – Tensões de contato – Quartzo liso – D=0,3mm.

σσ

(kPa)

(kN) d

(m) A

(m2) P

(kPa)

2,21E+07

2,26E-06

3,65E-06

1,04E-11

2,16E+05

100

2,21E+07

4,52E-06

4,59E-06

1,66E-11

2,72E+05

200

2,21E+07

9,03E-06

5,79E-06

2,63E-11

3,43E+05

400

2,21E+07

1,81E-05

7,29E-06

4,18E-11

4,33E+05

De acordo com os valores de aspereza encontrados para o quartzo natural, em

torno de 500nm, uma nova simulação foi realizada, considerando R

e R

com essa

magnitude. Os resultados estão apresentados na Tabela 2.3.

Tabela 2.3 – Tensões de contato – Quartzo áspero (500nm) – D=0,3mm.

σσ

(kPa)

(kN) d

(m) A

(m2) P

(kPa)

2,21E+05

2,26E-04

2,01E-06

3,16E-12

7,14E+07

100

2,21E+05

4,52E-04

2,53E-06

5,02E-12

9,00E+07

200

2,21E+05

9,03E-04

3,19E-06

7,97E-12

1,13E+08

400

2,21E+05

1,81E-03

4,01E-06

1,26E-11

1,43E+08

Como pode ser observado, as tensões de contato superam a tensão de

plastificação do quartzo em todos os níveis de tensões externas avaliados.

Procurando agora encontrar um diâmetro de partícula no qual o número de

contatos seria suficiente para evitar a plastificação, um novo estudo foi desenvolvido. O

valor encontrado situa-se em torno de 0,1mm (areia fina). Os resultados estão

apresentados na Tabela 2.4.

Os resultados evidenciam plastificação para os níveis de tensão 200 e 400kPa.

Assim, a transição estaria entre as tensões 100 e 200kPa.

Como visto anteriormente, Terzaghi (1925) acreditava que os pontos de contato

se plastificavam gerando um tipo de solda fria. Nesse breve exercício realizado com o

quartzo, pode-se verificar que a plastificação nos contatos é possível de ocorrer em

solos granulares para níveis típicos de tensão de engenharia.

Tabela 2.4 – Tensões de contato – Quartzo áspero (500nm) – D=0,1mm.

σσ

(kPa)

(kN) d

(m) A

(m2) P

(kPa)

1,99E+08

2,51E-07

2,08E-07

3,39E-14

7,40E+06

100

1,99E+08

5,02E-07

2,62E-07

5,38E-14

9,32E+06

200

1,99E+08

1,00E-06

3,30E-07

8,55E-14

1,17E+07

400

1,99E+08

2,01E-06

4,16E-07

1,36E-13

1,48E+07

Ribeiro (2001) ainda desenvolveu a seguinte análise comparativa. Para os níveis

de tensão que induzem plastificação no contato, tem-se

a área de contato

= (2.15)

a área total

ccT

nAA ..

== (2.16)

a resistência unitária total

cccc

nNnN

kAk .......

σσ

==== (2.17)

Para os níveis de tensão que não induzem plastificação no contato, tem-se

resistência unitária no contato

µτ

= (2.18)

resistência unitária total

cccc

cccr

nNnA

nA .......

µµττ

===

(2.19)

Assim, sendo o coeficiente de atrito definido pela Teoria Adesiva do Atrito é

igual ao coeficiente de atrito definido pela física clássica, ambas as análises levam a

resultados idênticos.

Dando crédito ao comportamento de resistência puramente friccional nos

contatos, mesmo na ocorrência de plastificação, Ribeiro (2001) sugeriu que essa não

induziria uma solda fria mas sim uma superfície pseudo áspera com ondulação

, que

no caso de grãos de quartzo

seria de 26,6 graus (

=0,5). Apesar de distintos na

concepção, em magnitude o atrito grão-grão seria igual ao atrito de contato plástico.

Como representado na Figura 2.5, a esse novo parâmetro foi atribuída a

denominação de ângulo de atrito de contato plástico.

Figura 2.5 – Ângulo de atrito de contato plástico,

(Ribeiro, 2001).

Bromwell (1966) e Dickey (1966) (citado por Lambe e Whitman,1979)

mostraram que para o quartzo muito rugoso, com 1,5µm de aspereza,

independentemente de estar saturado ou seco, puro ou com impurezas (pó, silte ou

argila), tem-se um coeficiente de atrito grão-grão igual a 0,5 (26,6 graus). No caso de

grãos de quartzo rugoso puro, com 500nm de aspereza, estando saturado ou seco, tem-se

o mesmo valor para o atrito grão-grão.

Esse comportamento dá indícios de que no contato grão-grão quem controla a

resistência é uma dilatância local, proporcionada por uma ondulação 26,6 graus.

Novamente, pode-se mencionar que este valor está muito próximo dos 30 graus de

ondulação, como apresentado na Figura 2.3 para aspereza 500nm.

2.3 – MODELO DE RESISTÊNCIA NUM SISTEMA DE CONTATOS

2.3.1 - Deslizamento

De acordo com o grão ilustrado na Figura 2.6, tem-se que sua superfície

apresenta uma aspereza representada pelo ângulo

. Para aplicar o modelo clássico do

atrito na resistência de contato grão-grão tem-se que o coeficiente de atrito dessa

superfície é tg

Figura 2.6 – Ângulo de atrito grão-grão,

Num conjunto de grãos, como ilustrado na Figura 2.7, para ocorrer o movimento

cisalhante, grãos deverão elevar-se segundo um ângulo de dilatância

Figura 2.7 – Sistema de partículas submetidas ao cisalhamento.

Verifica-se nesse processo de movimento que o ângulo de dilatância tende a

diminuir com o movimento ascendente de um grão sobre o adjacente.

De acordo com o modelo apresentado na Figura 2.7, antes do início do

deslocamento por deslizamento do grão, tem-se

(

)

φψψψψ

tgTNNT sencossencos ++= (2.20)

φψψ

tgTtgNNtgT )( ++= (2.21)

µµ

φψφψ

tgTtgNtgNtgT ++= (2.22)

)(

µµ

φψφψ

tgtgNtgTtgT +=− (2.23)

)1(

)(

φψ

tgtg

−

= (2.24)

)(

)1(

)(

φψ

−

tgtg

(2.25)

)()(

φφψ

NtgNtgT =+= (2.26)

Esse modelo de comportamento é conhecido como Modelo Dente de Serra e

representa de forma simples um sistema de superposição de efeitos entre dois planos

inclinados. O primeiro, a nível de contato grão-grão, com inclinação igual a

e outro,

associado ao arranjo matricial do sistema de grãos, com inclinação

Como demonstrado acima, para um sistema de grãos, o coeficiente de atrito pode

ser definido pela Expressão 2.26, sendo o ângulo de atrito,

, igual a soma dos ângulos

associados a aspereza do grão,

, e o ângulo associado a dilatância no cisalhamento,

No caso de plastificação no contato, o modelo ainda pode ser aplicado, sendo

substituído por

. Devido a similitude da magnitude desse parâmetros proposta por

Ribeiro (2001), na seqüência deste trabalho far-se-á referência apenas ao primeiro.

2.3.2 - Rolamento

Utilizando de um modelo simples, Ribeiro (2001) procurou avaliar o

desenvolvimento de movimentos de rotação e translação de partículas como ilustrado na

Figura 2.8. Neste modelo, a partícula inferior está subindo o plano inclinado de

girando no sentido horário. A partícula superior resistirá ao movimento com uma reação

no contato grão-grão e no contato com a superfície do plano inclinado que tem o mesmo

coeficiente de atrito grão-grão.

Figura 2.8 – Modelo simples para análise de rolamento de partículas (Ribeiro, 2001).

Assim, por equilíbrio de momentos pode-se chegar a seguinte expressão

µµ

φψφψ

tgWRtgWR .cos..sen.

= (2.27)

onde W é o peso da partícula, R

e R

são os raios nas direções paralela e normal ao

plano de inclinação

, respectivamente.

Para ocorrer o rolamento da partícula superior sobre o plano inclinado, a parcela

do lado esquerdo da Expressão 2.27 deve ser menor que a parcela do lado direito, ou

seja

µµ

φψφψ

tgWRtgWR .cos..sen.

< (2.28)

caso contrário, essa partícula vai deslizar sobre o plano quando do movimento.

Simplificando a Expressão 2.28 e sendo R

igual a R

, tem-se que para ocorrer o

rolamento

cos

sen

(2.29)

ou seja,

1tan

(2.30)

o que representa ter um plano inclinado com

45<

Com base neste modelo simples, sendo as partículas esféricas idênticas, Ribeiro

(2001) propôs que durante o cisalhamento o rearranjo das partículas se dá

concomitantemente por deslizamento e rolamento a depender exclusivamente do ângulo

de dilatância local.

Ribeiro (2001) estendeu essa análise para partículas angulosas. Assim, da

Expressão 2.28 tem-se

ψψ

cossen

RR < (2.31)

ou,

tan

(2.32)

Sendo a razão dos raios igual a 2, o que representaria uma partícula angulosa do

tipo instável, com sua maior dimensão orientada normal ao plano de dilatância (Figura

2.9), o rolamento ocorreria para ângulos de dilatância menores que 63 graus. Ou seja,

para haver deslizamento nesse caso, a inclinação do plano deveria ser muito elevada,

superior a 63 graus.

Figura 2.9 - Partícula angulosa instável.

Em contrapartida, sendo a razão igual a 0,5, o que representaria uma partícula

angulosa do tipo estável, com sua maior dimensão orientada de forma paralela ao plano

de dilatância (Figura 2.10), para ocorrer o deslizamento basta o ângulo de dilatância ser

maior que 26,6 graus.

Figura 2.10 – Partícula angulosa estável.

Segundo Shahu e Yudhbir (1998) a definição de angulosidade foi primeiramente

apresentada por Wadell (1932) e posteriormente modificada por Powers (1953).

Blatt et al. (1971, citado por Shahu e Yudhbir, 1998), definiram o fator de forma,

SF, como sendo

= (2.33)

onde d

, d

e d

, são as dimensões curta, longa e intermediária da partícula,

respectivamente.

Shahu e Yudhbir (1998), apresentaram valores de fator de forma para quatro

tipos de areia. Os valores variaram de 0,77 a 0,54, sendo os maiores para areias do tipo

esféricas com grãos bem arredondados e os menores para areias angulosas.

Para uma análise expedita, tomando-se como base o modelo do tipo estável,

como ilustrado na Figura 2.10; adotando d

igual a d

, o fator de forma proposto por

Blatt et al. (1971) foi adaptado por Ribeiro (2001) em termos de R

e R

, como

apresentado na Expressão 2.34.

SF = (2.34)

Rescrevendo a Expressão 2.32, tem-se

tan (2.35)

ou seja, para uma faixa típica de fator de forma, entre 0,5 e 0,8, tem-se correspondentes

os ângulos de dilatância para estudo, situados entre 26,6 a 38,7 graus, respectivamente.

Com base nesse modelo, tem-se que para grãos de areia com fator de forma igual

a 0,8 (partículas esféricas) dispostos num plano de cisalhamento em posição do tipo

estável, tendem a deslizar sobre o plano de cisalhamento, desde que esse tenha uma

inclinação superior a 38,7 graus. Para valores inferiores, os grãos tenderiam a rolar.

Por outro lado, sendo o fator de forma igual a 0,5 (partículas angulares), a

movimentação dos grãos na zona cisalhante dar-se-ia por deslizamento para planos com

inclinação superiores a 26,6 graus.

Segundo Ribeiro (2001), para o caso de areias angulosas dispostas no plano de

cisalhamento em posição do tipo estável, situação comum para grandes deformações,

existe uma nítida tendência do movimento ser preferencialmente por deslizamento, uma

vez que ângulos de dilatância maiores de 26,6 graus são predominantes nesse sistema

(Figura 2.11).

Figura 2.11 - Sistema estável de partículas angulosas.

Estendendo essa análise para o sistema do tipo instável, a Expressão 2.35 é

rescrita na forma

tan <

(2.36)

assim, para uma faixa típica de fator de forma, entre 0,5 e 0,8, tem-se correspondentes

os ângulos de dilatância para estudo, situados entre 63,4 a 51,3 graus, respectivamente.

Com base nesse modelo simples, tem-se que para areias dispostas num sistema

do tipo instável, com fator de forma igual a 0,8 (partículas esféricas), a tendência a

deslizar sobre o plano de cisalhamento, desde que esse tenha uma inclinação superior a

51,3 graus. Para valores inferiores, os grãos tenderiam a rolar no caso de uma

solicitação cisalhante.

Por outro lado, sendo o fator de forma igual a 0,5 (partículas angulares), o

movimento dar-se-ia por deslizamento para planos com inclinação superiores a 63,4

graus, caso contrário, o processo seria por rolamento.

Em contraposição ao caso anterior, Ribeiro (2001) mencionou que para o caso

de areias angulosas dispostas no plano de cisalhamento em posição do tipo instável,

existe uma nítida tendência do movimento ser preferencialmente por rolamento, uma

vez que ângulos de dilatância menores que 63,4 graus são predominantes nesse sistema

(Figura 2.12).

Figura 2.12 – Sistema instável de partículas angulosas.

2.4 – RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO DE SOLOS ARENOSOS

O conteúdo exposto nos itens anteriores possibilitou apresentar de forma simples

que a resistência ao cisalhamento de solos arenosos está condicionada basicamente a

aspereza dos grãos e a dilatância no cisalhamento.

Interferindo na aspereza dos grãos tem-se: a gênese; o nível de tensão; e o

movimento relativo (rotação/translação).

Interferindo na dilatância do processo cisalhante tem-se: a forma das partículas;

a disposição das partículas; a densidade; o nível de tensão; e o tamanho dos grãos.

Segundo Wesley (1990, citado por Martins, 1994), o comportamento do solo

está associado a dois fatores, a saber: a composição das partículas (forma, tamanho e

mineralogia) e o arranjo estrutural não perturbado no qual essas estão inseridas.

Como apresentado na Tabela 2.5, solos arenosos constituídos de grãos angulosos

tendem apresentar ângulos de atrito maiores que sistemas matriciais constituídos de

grãos esféricos (citado por Lambe e Whitman,1979).

Tabela 2.5 – Efeito da angulosidade e densidade no ângulo de atrito.

Material

Fofo -

φφ

(º) Denso -

φφ

(º)

Esférica – Uniforme 30 37

Esférica – Bem graduada 34 40

Angular – Uniforme 35 43

Angular – Bem Graduada 39 45

Com base nos resultados, tem-se um acréscimo de 5

no ângulo de atrito das

areias angulosas em relação as areias esféricas.

Num sistema constituído de partículas angulosas dispostas de forma randômica

(instável/estável), como ilustrado na Figura 2.13, tem-se ângulos de dilatância muito

elevados concomitante com ângulos de dilatância mais moderados. Assim, numa análise

de maior escala, prevalece para resistência global do sistema a elevada resistência das

partículas dispostas no estado instável e que proporcionam elevados ângulos de

dilatância (imbricamento).

Figura 2.13 – Disposição randômica de grãos angulosos.

Observa-se também um aumento da resistência dos materiais bem graduados em

relação aos uniformes (entre 2 a 4 graus) sendo esse aumento mais modesto nos

sistemas de alta densificação.

Existe uma tendência intuitiva de interpretar a maior resistência dos sistemas

bem graduados em relação aos uniformes com base na maior possibilidade desses

sistemas serem constituídos por arranjos melhor organizados, com baixo índice de

vazios.

Uma vez que os arranjos densos apresentam pouca diferenciação na resistência,

pode ser sugerido que o estado granulométrico teria pouca influência na resistência de

solos granulares, a menos da ocorrência de arranjos mais imbricados, no caso de

sistemas bem graduados em relação ao uniforme.

O fato dos arranjos densos apresentarem maior resistência, nesse caso de 6 a 8

graus, tem respaldo na rigidez dos planos de dilatância proporcionados pela elevada

densidade. Na contraposição, nos arranjos fofos tem-se facilitado a diminuição dos

ângulos de dilatância no cisalhamento.

Para grandes deslocamentos ou deformações, tem-se observado que o ângulo de

atrito dos sistemas granulares tende a cair. Neste caso, o ângulo correspondente a

resistência residual, ou resistência a grandes deformações, será representado por

. Na

Tabela 2.6, para projetos preliminares (citado por Lambe e Whitman,1979), são

apresentados alguns valores típicos.

Tabela 2.6 – Ângulo de atrito para projetos.

Material

φφ

(º)

φφ

= (

φφ

µµ

ψψ

) (º)

Areia fina a média uniforme 26 a 30 32 a 36

Areia bem graduada 30 a 34 38 a 46

Areia grossa 32 a 36 40 a 48

Como apresentado, para grandes deslocamentos e deformações verifica-se uma

queda do ângulo de atrito do sistema e consequentemente da resistência.

De acordo com as faixas de variabilidade apresentadas na Tabela 2.6, em termos

quantitativos, a queda do ângulo de atrito variou de 6 a 12 graus.

Tomando-se como base que o ângulo de atrito grão-grão,

, fica inalterado, a

queda de resistência está vinculada a minimização do ângulo de dilatância,

Reestruturando a Tabela 2.6 com valores médios, e considerando

igual a 26,6

graus, tem-se que

reduz entre 6 e 10 graus, conforme apresentado na Tabela 2.7.

Tabela 2.7 – Redução do ângulo de dilatância.

Material

φφ

(º)

φφ

(º)

ψψ

(º)

ψψ

(º) ∆

∆∆

∆

ψψ

(º)

Areia fina a média uniforme 28 34 7,4 1,4 6

Areia bem graduada 32 42 15,4 5,4 10

Areia grossa 34 44 17,4 7,4 10

Esta queda está associada principalmente ao alinhamento das partículas do tipo

instáveis (em relação ao plano de cisalhamento), minimizando assim o ângulo de

dilatância.

Para níveis elevados de tensão, acima dos níveis engenharia convencional (até

1MPa), tem-se ainda acrescidos o efeito da quebra de grãos, que também minimiza o

ângulo de dilatância; e a pulverização nos contatos, que tende a diminuir a aspereza e

consequentemente o ângulo de atrito grão-grão. Esses efeitos não serão abordados neste

trabalho que terá enfoque principal no comportamento de solos arenosos cimentados e

não cimentados submetidos a baixos níveis de tensão, comuns na engenharia

convencional.

2.5 - CONSIDERAÇÕES GERAIS

No campo da engenharia civil o ângulo de atrito do solo tem sido rotineiramente

tratado de forma expedita e às vezes negligente. Para obras de pequeno porte, os

projetistas optam por adotar valores aproximados com base em tabelas e/ou correlações

contidas na literatura. Para obras de médio a grande porte, os projetistas buscam melhor

quantificação através de resultados de ensaios de cisalhamento drenados, sendo o

ângulo de atrito do solo calculado com base no critério linear de Mohr-Coulomb.

No campo da engenharia geotécnica o ângulo de atrito do solo tem sido

rotineiramente tratado de forma mais criteriosa. Os projetistas e/ou consultores buscam

sempre simular as condições de campo em laboratório de forma a obter parâmetros mais

realistas. Condições de drenagem, níveis de tensão, história de tensões, trajetória de

tensão, fluência, dentre outros aspectos, são sempre incorporados às análises e estudos

de laboratório e possibilitam uma melhor calibração dos modelos, programas de

computador e planilhas de cálculo.

Contudo, o que pode ser percebido em ambos os casos é que o ângulo de atrito

tem sido tratado basicamente como um parâmetro, esquecendo-se sua representatividade

física, ou seja, o ângulo de atrito de um objeto nada mais é do que o ângulo de

inclinação do plano que este está apoiado durante o seu movimento, como foi ilustrado

na Figura 2.2. Traduzindo essa informação para o sistema matricial composto por grãos,

o atrito nada mais é que um processo de dilatância sobreposto. No contato dos grãos

tem-se uma dilatância local, aqui convenientemente denominada de atrito grão-grão.

Entre os grãos tem-se uma dilatância em escala maior, aqui adequadamente denominada

de dilatância.

Muito pouco se sabe sobre as tensões nos contatos dos grãos. Este sistema é

extremamente complexo e modelos aproximados podem ser ponderadamente adotados.

Numa análise inicial realizada nesta dissertação, pode-se observar que a plastificação

nos contatos pode ocorrer para níveis práticos de tensões de engenharia para solos

granulares. No entanto, é importante realçar que os contatos ocorrem nas cristas das

asperezas, ou seja, o raio representativo dos grãos para análise da plastificação no

contato é o raio representativo da ondulação presente na superfície.

Alguns ensaios indicam que o ângulo de atrito grão-grão do quartzo puro é de

26,6 graus. Essa magnitude é muito próxima da ondulação encontrada por Dickey

(1966, citado por Lambe e Whitman,1979). Este fato evidencia o comportamento de

resistência puramente friccional nos contatos. Observa-se que mesmo na ocorrência de

plastificação, essa não induz solda fria mas sim uma ondulação na superfície, que no

caso do quartzo seria de 26,6 graus.

Neste contexto, interpretar o movimento dos grãos durante a compressão e o

cisalhamento não é uma tarefa fácil. O movimento de rotação ou deslizamento está

condicionado a angulosidade, posição inicial e tamanho dos grãos. Face a tendência

randômica dessas características, pode-se concluir que os grãos se movimentam

segundo processos conjugados de deslizamento e rolamento. Estes processos podem ser

individualmente mais relevantes em cada situação particular inicial e de grandes

deformações.

Capítulo 3

ASPECTOS GERAIS DO COMPORTAMENTO DE SOLOS

ESTRUTURADOS

3.1 – INTRODUÇÃO

Segundo Rotta et al. (2001), dentre as variáveis mais estudadas pelos

pesquisadores de solos estruturados, tem-se: o tipo de cimentação; o grau da

cimentação; o índice de vazios do solo; a granulometria; o tipo de solo; e a origem da

cimentação. No entanto, é importante ponderar que de acordo com Coop e Atkinson

(1993) os solos naturalmente estruturados, ou simplesmente, estruturados, apresentam

granulometria bastante variável assim como um grau de cimentação muito disperso.

Esse comportamento reforça a necessidade de priorizar essa linha de pesquisa

buscando alcançar ferramentas mais confiáveis para trabalhar com obras de engenharia

realizadas nesse tipo de material.

Martins (1994) lembra que os modelos de comportamento do solo foram

geralmente desenvolvidos para solos não estruturados, com forte enfoque na porosidade

inicial e história de tensões. No entanto, esse autor lembra que apenas esses dois

aspectos não são suficientes para estudar a complexidade do comportamento desses

materiais.

Tem-se objetivamente que a cimentação natural pode estar presente em solos

argilosos e residuais, rochas brandas e alteradas. Assim, para elaboração de modelos ou

procedimentos mais realistas, torna-se necessário investigar com mais cautela as

características de comportamento mecânico desses materiais.

De acordo com Leroueil e Vaughan (1990); citado por Coop e Atkinson (1993),

a influência da cimentação no comportamento do solo pode ser entendido com

referência ao comportamento do mesmo material não cimentado ou desestruturado.

Aproveitando essa consideração, apresentam-se nos capítulos seguintes, estudos com o

mesmo material no estado cimentado e não cimentado.

3.2 – TENSÕES EFETIVAS EM SOLOS CIMENTADOS

De acordo com Cruz (1996), o conceito de pressão efetiva de Terzaghi, se estendido

a materiais porosos em geral, sofre algumas restrições sempre que:

• a área de contato entre partículas sólidas não seja desprezível, quando comparada à

área total;

• a compressibilidade do meio poroso seja próxima ou inferior à compressibilidade da

água;

• os vazios do meio poroso não sejam intercomunicantes.

A seguir apresentam-se algumas expressões que buscam representar esses efeitos na

magnitude da tensão efetiva (Cruz, 1996).

De acordo com Skempton (1960), tem-se













−−=

σσ

(3.1)

onde

’ - tensão efetiva;

- tensão total;

u - poro pressão;

- área relativa de contato entre grãos e a área total;

- ângulo de atrito intrínseco (definição a seguir);

- ângulo de atrito segundo critério linear de Mohr-Coulomb.

Skempton (1960) ainda propôs a seguinte expressão













−−= 1

σσ

(3.2)

onde

- compressibilidade das partículas sólidas;

- compressibilidade do esqueleto sólido.

Terzaghi (1945, citado por Cruz, 1996) apresentou a seguinte modificação em

sua tradicional expressão para cálculo das tensões efetivas

−=

σσ

(3.3)

onde

n foi denominado “porosidade de fronteira” estando este parâmetro relacionado à

existência de áreas de contato em materiais como concreto e rocha.

A variação da poro pressão (

∆

u) na água contida nos vazios em relação a uma

variação de pressão confinante

∆σ

em condições não drenadas pode ser estimada pela

expressão abaixo, válida para materiais porosos tais como solo, rocha e concreto

(Bishop, 1973)

−

∆

(3.4)

sendo C

a compressibilidade volumétrica da água e n a porosidade do material.

Na Expressão (3.1) aparece a área relativa de contato a

, que como já descrito no

Capítulo 2 é desprezível em solos arenosos não cimentados. Para o caso de solos

estruturados essa posição deve ser revista, como será oportunamente abordado na

seqüência deste trabalho.

O ângulo de atrito intrínseco,

, é o ângulo de atrito do material para altos níveis

de tensão, ou seja, quando a

for igual a unidade, ou seja, quando a tensão normal for

tão alta que o volume de vazios torna-se nulo. Segundo Skempton (1960), esse ângulo é

da ordem de 13,25 grau para o quartzo puro e menor que a unidade para o chumbo.

Skempton (1960) propôs três modelos para determinação da área relativa a

Dois destes modelos utilizam resultados de ensaios triaxias não drenados. Uma vez que

esses ensaios não foram desenvolvidos neste trabalho, apresenta-se a seguir, apenas o

modelo que aqui pode ser aproveitado para análise posterior.

Figura 3.1 – Comportamento para larga faixa de tensões (Skempton, 1960).

Para aplicação preliminar deste modelo é necessário determinar a envoltória

plena de Mohr, ou seja, até o nível de tensão que leva o material a ter a área relativa de

contato igual a unidade. Como ilustrado na Figura 3.1, o modelo pode ser

rotineiramente adotado necessitando para tal a determinação do ângulo de atrito

tangente inicial,

; a coesão inicial ou verdadeira, c; o ângulo de atrito intrínseco,

; e a

coesão intrínseca, k.

A área relativa de contado é dada pela expressão (Skempton, 1960)

−

−= 1 (3.5)

Para determinação aproximada da área relativa de contato inicial, a

, faz-se

inicialmente uso dos resultados dos ensaios de compressão simples, determinando-se a

resistência média a compressão simples q.

Tendo-se o valor de q encontra-se a tensão normal ao plano de ruptura

, através

da Expressão (3.6), onde

é o ângulo de atrito tangente inicial da envoltória de Mohr.

)sen1(

φσ

−= q (3.6)

A tensão cisalhante,

, é determinada através da expressão

φτ

cos

q= (3.7)

Através de ensaios especiais de compressão confinada drenados, com as

amostras sendo submetidas a elevados níveis de tensão (suficientes para levar a

unidade), tem-se determinados, como ilustrado na Figura 3.1, os parâmetros k e

Como apresentado por Skempton (1960), os níveis de tensão requeridos nos ensaios

podem chegar a 6.500MPa para o quartzo e 800MPa para o mármore. Na Tabela 3.1 são

reproduzidos alguns valores dos parâmetros intrínsecos k e

, apresentados por

Skempton (1960).

A resistência intrínseca pode ser determinada através da Expressão (3.8),

apresentada a seguir.

ϕστ

tan+= k

(3.8)

Os valores apresentados na Tabela 3.1 evidenciam que para altos níveis de

tensão o comportamento friccional do solo é muito reduzido, prevalecendo uma adesão

bastante elevada, da ordem de dezenas de MPa.

Tabela 3.1 – Parâmetros intrínsecos de resistência ao cisalhamento.

Sólido k (kPa)

ϕϕ

(graus)

Chumbo 10.000 0,75

Zinco 60.000 1,25

Alumínio 50.000 3,00

Cobre 120.000 4,50

Níquel 180.000 7,50

Evaporitos 45.000 3,50

Calcita 190.000 8,00

Quartzo 950.000 13,25

Com base em resultados apresentados por Griggs (1936), citado por Skempton

(1960), utilizando o modelo intrínseco, Skempton (1960) encontrou para o mármore e

calcário valores de a

iguais a 0,16 e 0,52, respectivamente.

De acordo com os dados da Tabela 2.3 (Capítulo 2), o parâmetro a

para um

arranjo cúbico composto de quartzo com aspereza 500nm e diâmetro 0,3mm, sendo o

nível de tensão entre 50 e 400kPa é da ordem de 10

-12

. Apenas para fazer uma análise

expedita, comparando-se com os valores encontrados para o mármore, a cimentação

tende a aumentar a área relativa de contato em bilhões a trilhões de vezes.

Assim, mantendo-se o número de contatos constante, vale dizer que a tensão no

contato diminui nessa mesma ordem de grandeza. Para essa análise expedita tem-se que

para um arranjo cúbico composto de quartzo com aspereza 500nm e diâmetro 0,3mm,

sendo o nível de tensão entre 50 e 400kPa a tensão cairia da ordem 10

kPa (nível para

plastificação do quartzo) para 10

-4

kPa. Em comparação com a resistência típica da

cimentação artificial, esse valor de tensão está cerca de 10

vezes menor que a

resistência a compressão.

Mesclando as expressões (3.1) e (3.5) tem-se para Expressão (3.3) que a

porosidade de fronteira, n

, pode ser determinada através da expressão

ϕττ

tan













−

−−=

(3.9)

Utilizando a Expressão (3.9), com base nos dados apresentados por Skempton

(1960), o valor da porosidade de fronteira encontrado para o mármore foi de 0,967 e

para o calcário de 0,836. Assim, a expressão estendida de Terzaghi pode ser reescrita

para esses materiais na forma

uun

967,0

−=−=

σσσ

(mármore)

uun

836,0

−=−=

σσσ

(calcário)

3.3 – ENSAIOS DE LABORATÓRIO EM AMOSTRAS ESTRUTURADAS

Neste item apresentam-se estudos já realizados com materiais naturais

estruturados e artificialmente cimentados. Através de ensaios oedométrico,

cisalhamento direto, triaxiais e de compressão simples, os autores desenvolveram

estudos visando entender e melhor modelar o comportamento mecânico desses

materiais.

São apresentados estudos realizados através de ensaios simples como por

exemplo os de compressão simples, até os mais sofisticados, como os de tensão

controlada.

Coop e Atkinson (1993) enfatizaram que um importante efeito proporcionado

pela cimentação é a redução no volume específico. A redução do volume específico

influencia o comportamento tensão-deformação majorando a resistência de pico e

minimizando as deformações necessárias para quebrar os vínculos da cimentação.

Segundo Vargas (1953), citado por Martins (1994) ensaios oedométricos em

solos residuais demonstraram que a cimentação possibilita manter o solo numa

estruturação de elevado índice de vazios. Assim, como pode ser observado na Figura

3.2, a desestruturação faz com que o solo nunca mais retorne ao mesmo estado de

compacidade para a correspondente tensão.

Figura 3.2 - Comportamento comparativo do ensaio oedométrico em um mesmo solo

cimentado artificialmente se não cimentado.

Esse autor adverte que esse comportamento observado é de extrema relevância

em situações envolvendo cisalhamento em condições não-drenadas. Nessa condição,

como ilustrado na Figura 3.3, esses materiais podem comportar como colapsíveis,

apresentando uma perda de resistência significativa no “pós-pico”.

Figura 3.3 - Comportamento típico de ensaio triaxial não drenado em solo estruturado

com elevado índice de vazios.

Vargas (1953), citado por Martins (1994), comentou que em solos

desestruturados a tensão de confinamento é um condicionante no controle da rigidez do

material. No entanto, como ilustrado na Figura 3.4, os solos estruturados tendem a ter

elevada rigidez, independentemente do nível de tensão.

Figura 3.4 - Comportamento típico de ensaio triaxial drenado em solos estruturados com

elevado índice de vazios.

Em uma série de ensaios de compressão isotrópica, realizados em amostras

arenosas curadas artificialmente, a diferentes níveis de tensão de confinamento e graus

de cimentação, Rotta et al. (2001), buscando simular o comportamento de depósitos

sedimentares cimentados, concluíram que para um mesmo índice de vazios, a tensão

isotrópica para início de plastificação do material será tanto maior quanto maior for o

teor de cimento e para amostras com o mesmo teor de cimento, a tensão isotrópica para

início de plastificação será tanto maior quanto menor for o índice de vazios existente no

momento da cura. Essas conclusões, apesar de intuitivas, são bastante importantes para

consolidação desse comportamento.

Rotta et al. (2001) destacaram também que a contribuição relativa da cimentação

na magnitude do estado de tensão no início de plastificação será tanto mais significativa

quanto maior for o índice de vazios no momento da cura e que o valor da tensão

isotrópica de início de plastificação não é função das tensões confinantes atuantes no

momento da cura.

Como mencionado, Rotta et al. (2001) desenvolveram esses estudos buscando

simular o comportamento de depósitos sedimentares cimentados. No entanto, esses

autores reconhecem que a cimentação não é uniforme ao longo do perfil, sendo mais

provável sua variação com a profundidade. Diferentes cimentações podem ser formadas

em diferentes períodos geológicos e em profundidades variáveis. Esses autores ainda

mencionaram que esse comportamento pode ser estendido para solos residuais e rochas

brandas.

O gráfico ilustrado na Figura 3.5, foi apresentado por Leroueil (1997) e mostra o

comportamento em compressão isotrópica ou confinada, para amostras de uma mesma

formação geológica, obtidas de diferentes profundidades, com diferentes índices de

vazios. Para as amostras 1, 2 e 3 tem-se o crescimento da profundidade de coleta,

respectivamente.

Figura 3.5 - Curvas de compressão de um perfil idealizado de uma formação geológica

(Leroueil,1997).

Leroueil e Vaughan (1990), citado por Martins (1994) comentaram que em solos

estruturados submetidos a carregamentos verticais, as tensões cisalhantes aumentam

muito "rápido" uma vez que o processo de deformação lateral é inibido pela cimentação.

De certa forma, a literatura tem apresentado trabalhos e modelos que buscam

delinear o campo de tensões no qual o material mantém-se estruturado. Assim, tem-se

que para os estados de tensão localizados dentro da faixa de tensão que não causa

desestruturação do solo, este tem um comportamento rígido perfeito, como mencionado

no Capítulo 2. Ao ultrapassar esse campo, o material perde a cimentação e passa a ter o

comportamento convencional de um solo desestruturado. De forma consensual, verifica-

se que não haveria uma passagem brusca de uma região para outra e sim uma perda

progressiva da cimentação, identificando-se assim uma zona de transição.

Como ilustrado na Figura 3.6, Leroueil (1997) mostrou que a superfície de

plastificação apresenta forma elíptica podendo se dividir em três zonas: cisalhamento;

compressão; e tração.

Figura 3.6 - Zonas de plastificação (ilustração extraída de Martins, 1994).

Essa ilustração apresenta de forma didática o comportamento da desestruturação

de um solo submetido a diversas trajetórias de tensão.

Como pode ser observado, o solo estruturado tende a plastificar por elevação da

tensão de cisalhamento, aumento da compressão isotrópica e por descompressão.

Martins (1994) verificou que a superfície de plastificação originária de ensaios

de cisalhamento direto situava acima da superfície de plastificação originária de ensaios

triaxiais com diferentes trajetórias de tensão. Com base nesses resultados, esse autor

sugeriu que a tensão de plastificação é dependente da trajetória de tensões.

Importante realçar que o campo de plastificação proposto por Leroueil e

Vaughan (1990) tem a forma de uma elipse, suavemente inclinada de φ' (ângulo de

atrito efetivo do critério de Mohr-Coulomb para o solo desestruturado). Para os estados

de tensão internos à elipse, tem-se o solo com sua estrutura intacta e o comportamento

elástico (rígido perfeito). Para estados de tensão externos à elipse tem-se um solo

desestruturado com o grau de desagregação associado a fatores tais como: nível de

tensão, grau de cimentação e deslocamento relativo.

Em seus estudos com um solo residual (arenito botucatu), Martins (1994) obteve

uma superfície de plastificação com uma tendência elíptica, porém assimétrica.

Coop e Atkinson (1993) mostraram que durante o cisalhamento, com o aumento

das deformações volumétricas plásticas, tem-se a degradação contínua da cimentação,

mesmo após altas deformações axiais. De posse desses resultados, o autor comenta a

dificuldade de definir o estado crítico de materiais estruturados. Esse comportamento é

extremamente importante pois certifica que mesmo desestruturado, o solo cimentado

mantém uma granulometria diferencial em relação ao mesmo solo não cimentado.

Assim, a resistência a grandes deformações passa a ser função do grau de deteriorização

da cimentação entre partículas, ou seja, do grau de cimentação e do nível da tensão de

confinamento.

Um comportamento muito importante foi relatado por Bressani e Vaughan

(1989, citado por Martins, 1994). Esses autores verificaram uma diminuição no ponto

de plastificação de solos estruturados submetidos a ciclos de carga e descarga

isotrópica. Esses resultados demonstram que a quebra de pontos de cimentação ocorre

de forma progressiva e não abrupta, deixando em aberto uma definição mais consistente

sobre o ponto de plastificação.

Por outro lado, Airey (1993) e Fahey (1992), desenvolveram estudos com solos

cimentados submetidos a compressão isotrópica e segundo esses autores, é possível

identificar pontos bem definidos de plastificação.

Como ilustrado na Figura 3.7, o nível de tensão assinalado representa o estado

de tensão onde ocorre uma congruência entre os índices de vazios do estado estruturado

e desestruturado. De acordo com Vaughan (1988, citado por Martins, 1994) grandes

deformações plásticas (quebra da cimentação) são improváveis para os níveis de tensão

inferiores a esta magnitude.

Figura 3.7 - Região com cimentação intacta.

Martins (1994) fez uma consideração interessante mencionando que a ruptura

dos pontos cimentados ocorre de forma progressiva e que o ponto de plastificação não

traduz a ruptura global da cimentação, mas o nível de tensão que proporciona uma

instabilidade estrutural possível de ser identificada na curva tensão deformação. Esse

autor sugeriu ser necessário definir uma metodologia universal única para determinação

do ponto de plastificação.

Bressani e Vaughan (1989) concluíram que diferentes trajetória de tensão

implicam em diferentes valores relativos de tensão de plastificação, sendo esta

influência mais relevante para níveis baixos de tensão.

Esse comportamento pode vir a ser relevante na interpretação comparativa de

resultados de ensaios realizados com solos cimentados e não cimentados, uma vez que

antes do processo de plastificação dos contatos não haveriam movimentos relativos dos

grãos de areia, ou seja, não é de se esperar modificação da rigidez do solo estruturado

antes da plastificação dos contatos. Sendo então, sua rigidez independente da trajetória

de tensões na zona elástica de tensão versus deformação.

Vaughan (1988) mencionou que o solo estruturado se manterá rígido até a

plastificação, ou seja, até a quebra da cimentação. O ponto de plastificação é função do

grau da cimentação e da resistência estrutural do conjunto. Após a plastificação, grandes

deformações de compressão ocorrem. A magnitude da deformação dependerá da

diferença entre os índices de vazios no estado estruturado e desestruturados naquele

nível de tensão. Assim, esse fato pode ser minimizado no caso de solos densos

estruturados.

Coop e Atkinson (1993), em testes de compressão unidimensional, também

mostraram que o solo cimentado alcança claramente um estado fora da linha de

compressão normal do solo não-cimentado. Segundo esses autores, inicialmente a

trajetória de tensão move-se rapidamente para o estado fora da linha de estado crítico de

um solo não cimentado.

Vaughan et al. (1988) e Leroueil e Vaughan (1990), desenvolveram uma série de

ensaios para estudo do comportamento dos solos cimentados. Como já apresentado, foi

observado que estes materiais tendem a alcançar estados fora da linha de compressão

oedométrica de um solo equivalente não cimentado. No entanto, com o aumento do

nível de tensão, foi verificado um escoamento relativamente rápido e capaz de

proporcionar a aproximação dessas curvas, podendo ainda ocorrer a congruência com de

linha de compressão oedométrica para o mesmo solo desestruturado.

Diferentemente dos solos não cimentados, de acordo com Coop & Atkinson

(1993) os solos cimentados apresentam mais pontos locais (grão-grão) de plastificação

que os solos não cimentados, sendo o mecanismo principal das deformações

volumétricas a plastificação nos contatos cimentados.

Coop & Atkinson (1993) avaliaram a influência da tensão confinante e a

resistência do pontos cimentados. Desses estudos foi possível verificar que durante o

ensaio triaxial convencional, na fase de adensamento isotrópico, as areias cimentadas

sob baixas tensões confinantes, são praticamente incompressíveis; já em níveis mais

elevados de tensão, as deformações ocorrem e aumentam com o aumento do nível de

tensão. Na fase de cisalhamento, com a elevação da tensão confinante tem-se o aumento

da resistência ao cisalhamento. O aumento da tensão confinante induz o aumento da

deformação axial de ruptura, diminuiu o ângulo de atrito, e diminui gradativamente a

tendência de expansão do material que estava inicialmente compacto.

Ladd (1978) lembrou que a dilatância no cisalhamento é dependente não só do

estado de compacidade do material mas também do nível de tensão.

Da realização de um amplo estudo do comportamento de solos arenosos

cimentados artificialmente, Maccarini (1987), citado por Martins (1994), observou que

para baixos níveis de tensão, tem-se um comportamento similar ao de uma areia densa.

No entanto, como ilustrado na Figura 3.8, a máxima taxa de deformação não ocorre no

pico e sim para deformações maiores.

200

400

600

800

1000

1200

1400

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Deformação Axial (%)

q(kPa)

-2

-1

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Deformação Axial (%)

Deformação Volumétrica (%)

Figura 3.8 - Variação volumétrica típica de solos cimentados.

Os ensaios realizados por Martins (1994) foram feitos com medição de

deformação interna (na própria amostra) e externa (através de extensômetros). Os

resultados indicaram que existe um retardo na medição realizada através do sistema

externo em relação ao sistema interno. Apesar desse autor não explicitar valores, com

base nos dois resultados apresentados, o retardo inicial da deformação axial foi muito

baixo, registrando cerca de 0,2%. No entanto, durante a aplicação das trajetórias

convencionais e de adensamento anisotrópico foi observado uma ampliação desse valor

para cerca de 1 a 1,5%.

3.4 - CONSIDERAÇÕES GERAIS

A aplicação da mecânica dos solos convencional parece não ser razoável para

uma avaliação mais detalhada do comportamento de solos estruturados.

Diferentemente dos solos convencionais, os solos estruturados podem se

apresentar sob elevados índices de vazios e propiciar rupturas muito bruscas, bem mais

perigosas que as dos solos colapsíveis, principalmente em condições não drenadas.

O disperso grau de cimentação e o estado granulométrico propiciam a formação

de pontos cimentantes com diversos graus de resistência. Este fato tende a gerar muita

dificuldade na determinação mais precisa do ponto de plastificação, considerado como o

estado de tensão que leva o material a perda total da cimentação no plano de ruptura ou

cisalhamento.

Parece ser consensual a existência de uma zona de transição entre o estado

intacto perfeito e o estado plastificado. Para fins práticos de engenharia, o ponto de

plastificação é definido com base nos resultados de ensaios oedométricos e de

cisalhamento, quando pode ser observado um comportamento diferencial nas curvas

tensão normal versus índice de vazios e tensão desvio versus deformação axial,

respectivamente.

Alguns estudos mostraram que existe um campo elástico de forma

aparentemente elíptica onde o material comporta-se na parte interna como sendo rígido

e perfeitamente elástico. Esse comportamento demonstra a forte influência da trajetória

de tensões no comportamento desse tipo de material. Para estados de tensão externos ao

campo elástico o material desagrega e tende a ter um comportamento semelhante ao dos

solos não cimentados. Considerando que após a plastificação esse material pode

desagregar em forma de grumos (grãos cimentados) e/ou ainda manter uma elevada

aspereza superficial proveniente da cimentação remanescente, o estado granulométrico

final e o grau de aspereza dos grãos é definido pelo nível de tensão e pelo grau da

cimentação. Assim, o estabelecimento de um estado crítico para solos estruturados está

condicionado a casos específicos não sendo ainda possível fazer uma generalização,

como ocorre para os solos convencionais.

Capítulo 4

PROGRAMA EXPERIMENTAL

4.1- INTRODUÇÃO

Como já mencionado anteriormente, por se tratar de um estudo preliminar no

programa de pós-graduação do Departamento de Engenharia Civil da UFOP, este

programa experimental consistiu na análise específica de amostras não cimentadas e

amostras cimentadas com 15% de teor de cimento em peso. Procurou-se neste contexto,

estabelecer uma maior ênfase na análise de parâmetros vinculados ao modelo Dente de

Serra e a sua aplicabilidade na avaliação do comportamento de solos estruturados.

Devido a semelhança do modelo Dente de Serra com o ensaio de cisalhamento

direto, onde as medidas de deslocamento são obtidas diretamente, este tipo de ensaio foi

preferencialmente utilizado neste trabalho. Os níveis de tensão normal aplicados foram:

100, 150, 200 e 300kPa, possibilitando avaliar o comportamento dos solos não

cimentados e cimentados na faixa de tensão de engenharia.

4.2. ENSAIO DE CISALHAMENTO DIRETO

O ensaio de cisalhamento direto é o pioneiro no estudo do comportamento dos

solos, permitindo estudar a resistência em um único plano de ruptura imposto. Desta

forma, a amostra é colocada em uma caixa bipartida, aplicando-se uma força normal,

aumentando em seguida a força tangencial, provocando assim o deslocamento de uma

das partes da caixa em relação à outra, até a ruptura.

Uma vez iniciado o cisalhamento não se tem qualquer informação sobre o estado

de tensão ou de deformação da amostra, impossibilitando conhecer quais as trajetórias

de tensões e deformações e obter módulos de deformação.

4.3 - CARACTERIZAÇÃO DA AMOSTRA

Para o desenvolvimento deste estudo, foi utilizado um solo arenoso composto de

grãos angulosos de granulometria média a grossa, proveniente de uma jazida localizada

no distrito de Cláudio Manoel, município de Mariana - MG.

Procurando obter um material com boa uniformidade, o material da jazida de

Cláudio Manuel foi adequadamente selecionado através da utilização das peneiras

número 4 (4,76mm) e 100 (0,149mm). O material obtido está representado na curva

granulométrica apresentada na Figura 4.1.

0,0

10,0

20,0

30,0

40,0

50,0

60,0

70,0

80,0

90,0

100,0

0,0001 0,0010 0,0100 0,1000 1,0000 10,0000 100,0000

DIÂMETRO DOS GRÃOS (mm)

PORCENTAGEM QUE PASSA

PENEIRAS Nº 200 100 60 40 30 16 10

ESCALA ABNT NBR 6502/95 0,002 0,06 0,2 0,6 60,0

2,0

Figura 4.1- Curva granulométrica.

De acordo com os dados apresentados na curva granulométrica o coeficiente de

não uniformidade obtido é

4,0

8,0

===

(4.1)

Como desejado, esse valor do coeficiente de não uniformidade indica que o

material selecionado alcançou um alto grau de uniformidade, uma vez que valores

menores que 5 já classificariam este material como uniforme.

Seguindo os procedimentos da NBR6508 e NBR12051 foram determinados,

respectivamente, a massa específica dos grãos (2,62g/cm

) e o índice de vazios mínimo

(0,8).

4.4 - PREPARAÇÃO DOS CORPOS DE PROVA

Com a determinação do índice de vazios mínimo, foi possível moldar as

amostras densas a serem utilizadas no programa experimental proposto. O processo de

moldagem para os ensaios de cisalhamento direto adotado obedeceu as seguintes

metodologias.

Buscando uma uniformidade no processo de cura e resistência das amostras, o

fator água-cimento foi determinado da seguinte forma. A amostra foi colocada sobre

uma peneira com malha inferior ao diâmetro mínimo do solo e umedecida de forma

abundante. Após o material ter alcançado um elevado teor de umidade este era agitado

manualmente com baixa energia, por cerca de alguns segundos, para que a água

intersticial pudesse escoar. Após realizar o mesmo procedimento em várias amostras,

foi possível verificar que o peso de água remanescente era cerca de 10% do peso do

solo. Assim, este valor foi adotado em todas as moldagens.

Considerando o índice de vazios mínimo, como parâmetro básico da moldagem

associado ao volume do molde quadrado de dimensões 4x4x3cm, obtém-se o peso de

solo necessário para atingir a compacidade requerida. A partir deste valor, considera-se

que 10% do peso constitui o peso de água e 15% do peso de solo estaria relacionado ao

peso de cimento.

Com base nestas porcentagens e obtendo as respectivas quantidades, a mistura

solo-cimento foi então realizada. Assim, em um recipiente foram colocados a areia e o

cimento, sendo estes homogeneizados com o auxílio de uma espátula. Após observada a

homogeneização através da cor da mistura a água foi acrescentada em duas etapas,

procedendo de forma intermitente a homogeneização da mistura água-solo-cimento.

O molde, com as dimensões da caixa de cisalhamento, foi untado com vaselina

sendo colocado nas laterais um papel-filtro que objetivou garantir a não aderência da

mistura água-solo-cimento no molde.

A mistura foi acondicionada no molde em três camadas, sendo cada camada

compactada manualmente com auxílio de um soquete, procurando-se obter a mesma

energia em todas as moldagens.

Após moldados, os corpos de prova ficaram acondicionados em bancada firme,

sem risco de vibração, por um período de 7 dias. Este período tem sido adotado por

outros pesquisadores por representar uma boa otimização de tempo, compatível com o

razoável ganho de resistência do material.

Imediatamente após este período o corpo de prova era removido do molde e

levado ao equipamento de cisalhamento direto para realização dos ensaios em umidade

natural, sem submersão.

4.5 - ESTABILIZAÇÃO DO SOLO COM CIMENTO PORTLAND

Segundo o método ABNT de dosagem solo-cimento, entende-se por solo-

cimento o produto endurecido resultante da cura de uma mistura íntima compactada de

solo, cimento e água, em proporções estabelecidas de dosagem executada conforme a

NB-1336.

Para moldagem e cura dos corpos-de-prova, segundo a norma NBR12024, pode-

se optar pelo uso de dois métodos, onde se diferem basicamente, no tamanho dos grãos

escolhidos para a elaboração das amostras. O primeiro faz o uso do material que passa

na peneira número 4 (4,8mm), para solos com 100% de partículas de tamanho menor do

que 4,8mm. O segundo utiliza o material que passa na peneira de 19mm, para solos com

até 45% de partículas retidas na peneira nº 4.

Para o caso de concreto são utilizados diferentes tipos de cimento, podendo ser

também aplicados nas misturas de solo-cimento, porém o mais empregado é o cimento

Portland comum (Maragon, 1992). Segundo Ingles e Metcalf (1973), a aplicação dos

cimentos ARI (alta resistência inicial) é interessante em solos com matéria orgânica,

sendo que durante sua hidratação, uma maior quantidade de íons de cálcio são liberados,

neutralizando o efeito da matéria orgânica, que seria de absorção destes íons. O cimento

ARI pode também ser importante, quando se deseja resistência mais elevada nos

primeiros dias de cura da mistura.

A estabilização do solo com cimento se dá pelo desenvolvimento de reações

químicas quando o cimento é hidratado, no qual são desenvolvidos vínculos químicos

entre as superfícies dos grãos de cimento e as partículas de solo com que estão em

contato direto.

Segundo Petrucci (1980), o cimento Portland é um material pulverolento,

constituído de silicatos e aluminatos de cálcio, praticamente sem cal livre. Ao serem

misturados com a água, estes silicatos e aluminatos complexos hidratam-se e produzem

o endurecimento da massa, que pode então oferecer elevada resistência mecânica

Maragon (1992).

Os componentes principais dos quais se derivam os compostos fundamentais

anidros, que irão governar as propriedades do produto são: silicato tricálcico (C

S),

silicato dicálcico (C

S), aluminato tricálcico (C

A) e ferro aluminato tetracálcico

AF). Quando estes entram em contato com a água, reagem, formando produtos

hidratados que irão posteriormente endurecer.

Do ponto de vista da resistência os dois silicatos de cálcio são fundamentais, o

S nas primeiras idades e o C

S em idades maiores. Segundo Petrucci (1980), os

aluminatos são os responsáveis pelas primeiras reações, porém, atingem valores muito

baixos de resistência aos esforços mecânicos. Por outro lado, o calor desenvolvido pelas

reações do aglomerante com a água é devido, principalmente, ao C

A, seguido pelo

S. O C

S e C

AF que liberam muito pouco calor por ocasião da hidratação. As

reações químicas que são desenvolvidas por estes compostos hidratados dão origem ao

processo de endurecimento, provocando a cimentação do conjunto.

Já o mecanismo de hidratação do cimento pode ser dividido em quatro etapas

distintas, como descritas por Rodrigues (1992), a partir dos trabalhos de Doublé (1980)

e Castro (1981) citados por Maragon (1992).

A primeira etapa limita-se de 5 a 10 minutos e apenas 1% de cimento se hidrata,

sendo bastante exotérmica (40 Cal/g/h). A segunda etapa dura aproximadamente 1 hora

e tem energia de reação bem menor (1 Cal/g/h). As superfícies dos grãos se apresentam

cobertas de gel, formando uma camada gelatinosa de silicatos e aluminatos hidratados.

A água é difundida através desta camada enquanto que os produtos formados difundem

em sentido contrário. À medida que o grão se transforma pela ação da água, é gerada

uma pressão osmótica que rompe a membrana, preenchendo os vazios ao redor do grão.

Então, com a ruptura, outros pontos da superfície dos grãos ficam livres para serem

atacados pela solução aquosa, formando as membranas que serão novamente rompidas.

A terceira etapa e a mais importante, chamada de período de pega, o calor de reação

aumenta para 5 Cal/g/h e dura em média 6 horas. Com as várias rupturas das

membranas, espalha-se o gel, que endurece, promovendo a ligação entre os grãos

parcialmente hidratados. A última etapa é de endurecimento, quando o calor de reação

volta a ser de 1 Cal/g/h, e dura de semanas a anos.

4.6 - APRESENTAÇÃO DOS RESULTADOS DOS ENSAIOS

4.6.1 - Ensaio de Cisalhamento Direto em Amostras Não Cimentadas

Com o objetivo de fornecer uma visão geral do comportamento tensão cisalhante

versus deslocamento, apresenta-se na Figura 4.2 os resultados dos ensaios de

cisalhamento direto para as amostras densas não cimentadas. Para uma melhor

visualização dos deslocamentos verticais, os gráficos que se seguem tiveram sua escala

reduzida em quase todas as figuras deste trabalho.

Evidenciando as condições de moldagem, o comportamento verificado é típico

de uma areia densa, com a presença nítida do pico de resistência seguida por uma queda

pós-pico. A resistência de pico ocorre em torno de 2,2mm de deslocamento horizontal

sendo que a resistência residual é mobilizada após deslocamentos da ordem de 5,0mm.

Um comportamento diferencial pode ser observado quanto a resistência residual

obtida para os níveis de tensão 150 a 300kPa. Neste ensaio o valor apresentou-se

praticamente constante, sugerindo que o ângulo de atrito residual esteja caindo com o

aumento da tensão normal e desta forma, equalizando a resistência final.

Para uma melhor visualização do comportamento inicial, na Figura 4.3 é

ilustrado o comportamento até um deslocamento horizontal de 4mm. Nesta

aproximação, pode ser observado que para os níveis mais baixos de tensão normal,

independente do nível da tensão, a dilatância inicia-se para valores muito próximos de

deslocamentos horizontais, isto é, em torno de 0,8mm.

-50

100

150

200

250

0 2 4 6 8 10 12

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

100 kPa 150 kPa 200 kPa 300 kPa

-0,2

-0,1

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0 2 4 6 8 10 12

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

100 kPa 150 kPa 200 kPa 300 kPa

Figura 4.2- Resultados dos ensaios para as amostras não cimentadas.

-50

100

150

200

250

0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

100 kPa 150 kPa 200 kPa 300 kPa

-0,2

-0,1

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

100 kPa 150 kPa 200 kPa 300 kPa

Figura 4.3- Resultados ampliados dos ensaios para as amostras não cimentadas.

4.6.2 - Ensaio de Cisalhamento Direto em Amostras Cimentadas

Similarmente ao item anterior, para uma visão geral do comportamento tensão

cisalhante versus deslocamento, apresenta-se na Figura 4.4 os resultados dos ensaios de

cisalhamento direto para as amostras densas cimentadas.

O comportamento observado para o solo com cimento é semelhante ao do solo

sem cimento no que diz respeito a característica friável de ambos materiais e nos

deslocamentos horizontais associados ao início da dilatância e alcance da resistência

residual. Outro fator de destaque é a congruência, similar ao solo sem cimento,

observada para a resistência residual para os níveis de tensão 150 a 300kPa.

Como diferenciais, tem-se o comportamento linear e independente do nível de

tensão, verificado para a relação deslocamento horizontal versus tensão cisalhante até

cerca de 0,8mm, bem diferente da observada para o caso do solo sem cimento, este

comportamento pode ser melhor visualizado na Figura 4.5, ilustrada para o

deslocamento horizontal de até 4mm.

Os níveis de resistência de pico foram majorados em cerca de 4 vezes em

relação aos obtidos pelo solo sem cimento e a resistência residual mostrou-se ainda

menos sensível a cimentação com aumento médio de 30%.

-100

100

200

300

400

500

600

700

800

900

0 2 4 6 8 10 12

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

100 kPa 150 kPa 200 kPa 300 kPa

-0,5

0,5

1,5

0 2 4 6 8 10 12

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

100 kPa 150 kPa 200 kPa 300 kPa

Figura 4.4- Resultados dos ensaios para as amostras com cimento.

-100

100

200

300

400

500

600

700

800

900

0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

100 kPa 150 kPa 200 kPa 300 kPa

-0,5

0,5

1,5

0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

100 kPa 150 kPa 200 kPa 300 kPa

Figura 4.5 - Resultados ampliados dos ensaios para as amostras com cimento.

4.6.3 - ESTUDO COMPARATIVO

Nesta análise foi desenvolvido também um estudo comparativo dos resultados

dos ensaios de cisalhamento direto obtidos para as amostras cimentados e não

cimentadas. Na Figura 4.6 pode ser nitidamente observado uma grande diferença entre

as resistências de pico destes dois tipos de materiais. Esta diferença está calculada em

314,50kPa. Contudo, a diferença entre as resistências residuais foi menor, ficando bem

abaixo, em 51,84kPa.

Os resultados apresentados na Figura 4.6 demonstram a semelhança do

comportamento das amostras analisadas quanto ao deslocamento horizontal necessário

para alcançar o pico de resistência. No entanto, aparentemente, esta mesma

consideração não é nitidamente verificada para a resistência residual.

63,36

92,16

115,20

406,66

322,56

100

150

200

250

300

350

400

450

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

Teor de Cimento 0% Teor de Cimento 15% Diferença

Figura 4.6 - Estudo comparativo -

= 100kPa.

Na Figura 4.7, relativa a tensão normal igual a 150kPa, pode ser novamente

observado uma grande diferença entre as resistências de pico. Neste caso, esta diferença

ficou em 328,32kPa. A diferença entre as resistências residuais mostrou-se maior que a

do caso anterior, isto é, para tensão normal igual a 100kPa, em 102,53kPa.

103,68

134,78

206,21

463,10

327,17

-100

100

200

300

400

500

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

Teor de Cimento 0% Teor de Cimento 15% Diferença

Figura 4.7 - Estudo comparativo -

= 150kPa.

Neste caso, os resultados ilustrados na Figura 4.7 dão uma visão de como o

comportamento de ambas as amostras é similar quanto ao deslocamento horizontal

necessário para atingir o pico de resistência e a resistência residual.

Na Figura 4.8 os resultados demonstram que houve algum comprometimento na

estrutura do solo cimentado, pois apresentou uma resistência de pico abaixo da

esperada. Considerando a tensão normal igual a 200kPa, a diferença entre as resistências

ficou em apenas 145,72kPa e a diferença entre as resistências residuais mostrou-se

muito semelhante a do caso anterior, em 97,92kPa.

103,68

156,10

201,60

301,82

150,91

100

150

200

250

300

350

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

Teor de Cimento 0% Teor de Cimento 15% Diferença

Figura 4.8 - Estudo comparativo -

= 200kPa.

Apesar do problema detectado no ensaio, os resultados ilustrados na Figura 4.8

mostram a correspondência de comportamento quanto ao deslocamento horizontal

necessário para alcançar o pico de resistência e a resistência residual.

Na Figura 4.9, relacionada a tensão normal de 300kPa, os resultados indicam um

elevado ganho de resistência de pico no solo cimentado. A diferença entre as

resistências ficou em 566,79kPa. No entanto, a diferença entre as resistências residuais

mostrou-se muito semelhante a dos dois ensaios anteriores (para tensão normal igual a

150 e 200kPa), sendo calculada em 96,77kPa.

122,11

205,06

218,88

771,84

569,09

-100

100

200

300

400

500

600

700

800

900

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

Teor de Cimento 0% Teor de Cimento 15% Diferença

Figura 4.9 - Estudo comparativo -

= 300kPa.

Objetivando uma melhor visualização desta análise comparativa, alguns dados

obtidos foram agrupados na Tabela 4.1. A diferença nas tensões de pico (Diferença dos

Picos) foi determinada tomando-se o pico de resistência das respectivas amostras. O

quantitativo "Diferença Máxima" foi obtido da curva de diferença, como apresentado

nos gráficos.

Tabela 4.1 - Resumo dos valores do estudo comparativo (valores em kPa).

Descrição 100 kPa 150kPa 200kPa 300kPa

Resistência de Pico - 15% 406,66 463,10 301,82 771,84

Resistência de Pico - 0% 92,16 134,78 156,10 205,05

Diferença dos Picos 314,50 328,32 145,72 566,79

Diferença Máxima 322,56 327,17 150,91 569,09

Resistência Residual 15% 115,20 206,21 201,60 218,88

Resistência Residual 0% 63,36 103,68 103,68 122,11

Diferença Residual 51,84 102,53 97,92 96,77

A partir destes dados foi possível fazer uma avaliação tradicional dos parâmetros

de resistência com base no critério linear de Mohr-Coulomb, como apresentado na

Figura 4.10. Nesta análise, os resultados para tensão normal igual a 200kPa foram

descartados.

y = 1,8795x + 202,62

y = 0,485x + 49,529

100

200

300

400

500

600

700

800

900

0 50 100 150 200 250 300 350

Tensão Normal (kPa)

Tensão Cisalhante (kPa)

Resistência de Pico - 15% Resistência de Pico - 0%

Figura 4.10 - Aplicação do critério linear de Mohr-Coulomb.

Após a linearização dos resultados, os parâmetros encontrados foram

determinados como apresentado na Tabela 4.2.

Tabela 4.2 - Parâmetros de resistência da envoltória linear de Mohr-Coulomb.

Descrição Coesão (kPa) Ângulo de Atrito (º)

Amostra sem cimento 49,5 25,9

Amostra com cimento 202,6 62,0

O processo de linearização exclui tendências divergentes dos comportamentos

reais observados para as amostras (cimentadas e não cimentadas). No caso das amostras

não cimentadas observa-se nitidamente um envoltória não linear côncava para baixo ao

passo que para as amostras cimentadas o comportamento é o inverso, ou seja, a

envoltória mostra-se côncava para cima, similar ao comportamento típico das argilas

pré-adensadas.

A adoção do critério de Mohr-Coulomb tende a prejudicar bastante a

determinação da coesão verdadeira do solo. No caso do solo sem cimento esta deveria

ser nula, e contudo apresenta-se com o valor de 49,5kPa. No caso do solo cimentado,

face a concavidade da envoltória ser para cima, a linearização minimizou a coesão do

material, sendo obtido um valor de 202,6kPa.

Procurando um melhor ajuste das envoltórias, um rápido estudo baseado em

tentativas indicou que uma função polinomial de segundo grau ajusta adequadamente as

envoltórias das amostras não cimentadas e cimentadas. Com base nestas aproximações,

a Figura 4.11 apresenta os resultados destes ajustes.

y = 0,0046x

- 0,033x + 363,49

y = -0,0014x

+ 1,0431x + 0,5773

100

200

300

400

500

600

700

800

900

0 50 100 150 200 250 300 350

Tensão Normal (kPa)

Tensão Cisalhante (kPa)

Resistência de Pico - 15% Resistência de Pico - 0%

Figura 4.11 - Ajuste das envoltórias de resistência.

A adoção das envoltórias não lineares geraram valores razoavelmente melhores

da coesão de intercepto. No caso de solo sem cimento o intercepto que deveria ser nulo

passou de 49,5kPa (linear) para 0,6kPa, valor que pode ser considerado desprezível. No

solo estruturado artificialmente com 15% de cimento Portland, a coesão de intercepto

que foi quantificada em 202,6kPa na envoltória linear, apresentou intercepto de

363,5kPa. De acordo com o comportamento observado na Figura 4.11, tem-se que com

o aumento da tensão normal, o ângulo de atrito do solo sem cimentação tende a

diminuir e no solo estruturado com cimento tende a aumentar.

4.7 - CONSIDERAÇÕES GERAIS

Nesse capítulo foi possível avaliar semelhanças e diferenças entre o mesmo solo

analisado, sem cimento e com cimento. Neste estudo em questão, as semelhanças estão

mais presentes nos deslocamentos horizontais que proporcionam as resistências de pico

e residuais de ambos materiais. Percebe-se também uma semelhança do deslocamento

horizontal necessário para início da dilatância.

As divergências estão presentes nas resistências de pico e residuais, sendo bem

mais significativas na resistência de pico.

Uma diferença importante está relacionada com o comportamento da envoltória

de resistência, côncava para baixo para os solos sem cimento e côncava para cima para

os solos cimentados.

A utilização de envoltórias lineares mostrou-se muito limitada para aplicação em

estudos práticos de campo, sendo a função polinomial de segundo grau recomendada na

quantificação da envoltória de resistência de ambos os solos.

Capítulo 5

APLICAÇÃO DO MODELO DENTE DE SERRA

5.1 - INTRODUÇÃO

Como mencionado no Capítulo 3, segundo Leroueil e Vaughan (1990), a

influência da cimentação no comportamento do solo pode ser entendido com referência

ao comportamento do mesmo material não cimentado ou desestruturado. Neste

contexto, propõe-se neste capítulo uma aplicação do modelo Dente de Serra para solos

não cimentados, visando buscar subsídios para uma melhor interpretação e adequação

deste modelo para os em solos estruturados, como será apresentado no Capítulo 6.

Para aplicação do modelo Dente de Serra serão utilizados os resultados dos

ensaios de cisalhamento direto do material sem cimentação, referenciado com 0% de

teor de cimento.

Observa-se que os resultados dos ensaios de cisalhamento direto são facilmente

acoplados ao modelo, uma vez que os deslocamentos horizontais e verticais são lidos

diretamente. Este fato possibilita a determinação automática dos ângulos de dilatância

durante o cisalhamento justificando assim, a adoção deste tipo de ensaio neste tipo de

análise.

5.2 - MODELO DENTE DE SERRA

Como apresentado no Capítulo 2, o modelo Dente de Serra quantifica a

resistência através da sobreposição de três efeitos que ocorrem durante o cisalhamento,

ou seja, a dilatância, o atrito grão-grão e a coesão aparente. A dilatância está associada a

um processo de expansão em escala macroscópica provocado pelo rearranjo dos grãos

durante o cisalhamento. Este parâmetro é representado por um plano fictício de

inclinação

. O atrito grão-grão pode ser entendido como uma dilatância localizada nos

contatos dos grãos, representado por um plano de inclinação

. Este parâmetro

representa os efeitos conjugados de deslizamento, rolamento e o conseqüente rearranjo

dos grãos durante o cisalhamento. A coesão aparente está associada ao aumento da

tensão normal nos planos de cisalhamento devido a própria tensão cisalhante imposta.

Reescrevendo a Expressão (2.22) apresentada no Capítulo 2, tem-se

µµ

φψφψ

tgTtgNtgNtgT ++=

onde a primeira parcela do lado direito representa a resistência devido a dilatância; a

segunda parcela representa o atrito grão-grão; e a terceira parcela representa a coesão

aparente.

Rotineiramente o termo coesão aparente é atribuído ao efeito da sucção

(matricial e/ou capilar) na resistência dos solos. No entanto, Mitchell (1976) e

Skempton (1961) utilizam o termo "coesão aparente" para designar a parcela da

resistência associada a componente normal gerada pela tensão cisalhante.

Analisando os ensaios de cisalhamento direto apresentados no Capítulo 4

observa-se na curva de deslocamentos horizontais versus deslocamentos verticais, uma

compressão inicial seguida de uma dilatância que se estabiliza após deslocamentos da

ordem de 5mm.

Observando a curva deslocamento horizontal versus tensão cisalhante percebe-se

um crescimento da resistência com uma queda abrupta após cerca de 2mm de

deslocamento horizontal. A estabilização da resistência é alcançada após deslocados

5mm na direção horizontal.

Esse comportamento possibilita identificar quatro fases distintas para

quantificação dos parâmetros do modelo Dente de Serra.

Fase I

A Fase I é caracterizada por uma compressão no material. Nesta fase o ângulo de

dilatância é negativo induzindo assim, componentes negativas de resistência para as

parcelas de dilatância e coesão aparente. Apenas por conveniência, o termo dilatância

negativa será utilizado no lugar de compressão.

Fase II

A Fase II é caracterizada pelo trecho compreendido entre o início da dilatância e

o pico de resistência. Nessa fase é determinada a resistência de pico comumente

utilizada em projetos geotécnicos.

Fase III

A Fase III refere-se ao trecho compreendido entre o pós pico e a resistência

residual. Muitos autores utilizam o termo amolecimento para definir esta fase. A

distância entre o pico e a resistência residual é conhecida por fragilidade. Quanto maior

essa distância maior será a fragilidade do material. Devido a pouca aplicabilidade

prática desta fase, os parâmetros relativos a ela não serão abordados neste trabalho.

Fase IV

Fase relativa a resistência residual, também denominada de resistência última,

quando o processo de dilatância é próximo de zero ou zero. Essa fase é de grande

importância em estudos de retro-análise de acidentes envolvendo ruptura de solo com

grandes deformações.

Considerando a importância da quantificação dos parâmetros do modelo, pode-

se em cada fase determinar a dilatância com base na expressão













−

arctan

δδ

(5.1)

onde

, representa o deslocamento horizontal,

, representa o deslocamento vertical e

os índices 1 e 2 representam os deslocamentos no início e final da fase ou trecho

representativo considerado.

O ângulo de atrito grão-grão é determinado através de retro cálculo com base na

resistência mobilizada (

mob

) no final da respectiva fase, através da expressão













−

ψτσ

ψστ

tan

arctan

mobn

nmob

(5.2)

onde

é a tensão normal ao plano de cisalhamento corrigida.

Como visto no Capítulo 2, é possível avaliar a possibilidade de plastificação nos

contatos em função do nível da tensão externa, do diâmetro dos grãos, do grau de

aspereza dos grãos e do índice de vazios. Para o caso em questão os níveis de tensão

utilizados nos ensaios de cisalhamento direto foram 100, 150, 200 e 300kPa. Com base

nos dados obtidos da análise granulométrica, o diâmetro médio dos grãos é igual a

0,65mm e o índice de vazios de moldagem é igual a 0,8. A aspereza foi considerada a

mesma apresentada no Capítulo 2 para o quartzo natural áspero (não polido), ou seja,

500nm.

Com base nesses dados apresenta-se na Tabela 5.1 os resultados da análise da

possibilidade de plastificação nos contatos. Na Tabela 5.1

é a tensão externa; n

, o

número de contatos; N

, a força no contato; d

, o diâmetro do contato; A

, a área do

contato; e p

, a tensão no contato.

Tabela 5.1 - Tensões de contato no início do ensaio de cisalhamento direto.

σσ

(kPa)

(kN) d

(m) A

) p

(kPa)

100 5,18E+06

1,93E-05

4,10E-07

1,32E-13

1,46E+08

150 5,18E+06

2,90E-05

4,70E-07

1,73E-13

1,67E+08

200 5,18E+06

3,86E-05

5,17E-07

2,10E-13

1,84E+08

300 5,18E+06

5,80E-05

5,92E-07

2,75E-13

2,11E+08

Mesmo a tensão normal não sendo equivalente a tensão média do sistema, os

resultados indicam que para todos os níveis de tensão adotados ocorreria a plastificação

nos contatos, ou seja, a tensão no contato seria maior que a tensão de plastificação do

quartzo (10.300.000kPa)

Como também apresentado no Capítulo 2, durante o cisalhamento os grãos

tendem a deslizar e rolar uns sobre os outros sendo a angulosidade e o estado matricial

inicial os fatores condicionantes para preponderância entre esses processos.

Independentemente da plastificação nos contatos, neste trabalho tem-se como

ângulo de atrito grão-grão o efeito combinado de deslizamento e rolamento, uma vez

que na prática, para ocorrer o rolamento num sistema de grãos alguma parte da

superfície do grão estará deslizando sobre a superfície de outro.

5.3 - APLICAÇÃO DO MODELO DENTE DE SERRA

A seguir, apresenta-se um estudo do comportamento dos parâmetros do modelo

Dente de Serra nas Fases I, II e IV, em função dos níveis de tensão.

Na Figura 5.1 tem-se os resultados do ensaio de cisalhamento direto realizado

com tensão normal 100kPa, sendo o material moldado no estado de compacidade denso

com 0% de teor de cimento.

100

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

-0,2

-0,1

0,0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Figura 5.1 - Ensaio de Cisalhamento Direto -

= 100kPa.

Com base nos resultados apresentados na Figura 5.1, apresenta-se na Tabela 5.2

os parâmetros do modelo Dente de Serra obtidos para tensão normal de 100kPa. O

detalhamento de cálculo destes parâmetros está apresentado no Anexo I.

Tabela 5.2 - Parâmetros do modelo Dente de Serra -

= 100kPa

Resumo dos Parâmetros

Ângulo de dilatância inicial (º) -10,97

Ângulo de atrito grão-grão inicial (º) 37,47

Ângulo de dilatância de pico (º) 12,00

Ângulo de atrito grão-grão de pico (º) 29,86

Ângulo de dilatância residual (º) 0,14

Ângulo de atrito grão-grão residual (º) 28,16

Parâmetros Somados

Ângulo inicial (º)

26,51

Ângulo de pico (º)

41,85

Ângulo residual (º)

28,31

Com base nestes parâmetros, a Figura 5.2 apresenta as taxas de mobilização de

resistência em relação a resistência mobilizada, para as respectivas fases do ensaio.

-40

-20

100

120

140

160

Fase I Fase II Fase IV

Taxa Mobilizada (%)

Resistência por dilatância Resistência por atrito grão-grão

Resistência por coesão aparente

Figura 5.2 - Taxas de mobilização das resistências para

= 100kPa.

O comportamento ilustrado na Figura 5.2 destaca o quanto a resistência por

atrito grão-grão é relevante em todas as fases, sendo que a dilatância e a coesão aparente

destacam-se por contribuir com a resistência somente na Fase II.

Na Figura 5.3 são apresentados os resultados do ensaio de cisalhamento direto

realizado com tensão normal 150kPa, sendo o material moldado no estado de

compacidade denso com 0% de teor de cimento.

100

120

140

160

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

-0,1

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Figura 5.3 - Ensaio de Cisalhamento Direto -

= 150kPa.

Com base nos resultados apresentados na Figura 5.3, a Tabela 5.3 apresenta os

parâmetros do modelo Dente de Serra para tensão normal de 150kPa. Os detalhes de

cálculo estão apresentados no Anexo I.

Tabela 5.3 - Parâmetros do modelo Dente de Serra -

= 150kPa

Resumo dos Parâmetros

Ângulo de dilatância inicial (º) -4,90

Ângulo de atrito grão-grão inicial (º) 35,47

Ângulo de dilatância de pico (º) 8,28

Ângulo de atrito grão-grão de pico (º) 32,75

Ângulo de dilatância residual (º) 0,00

Ângulo de atrito grão-grão residual (º) 30,73

Parâmetros Somados

Ângulo inicial (º)

30,57

Ângulo de pico (º)

41,02

Ângulo residual (º)

30,73

Com base nestes parâmetros, apresenta-se na Figura 5.4 as taxas de mobilização

de resistência para as respectivas fases do ensaio.

-40

-20

100

120

140

160

Fase I Fase II Fase IV

Taxa Mobilizada (%)

Resistência por dilatância Resistência por atrito grão-grão

Resistência por coesão aparente

Figura 5.4 - Taxas de mobilização das resistências para

= 150kPa.

Novamente, o comportamento ilustrado na Figura 5.4 destaca o quanto a

resistência por atrito grão-grão é relevante em todas as fases, sendo que a dilatância e a

coesão aparente contribuem com a resistência apenas na Fase II.

Na Figura 5.5 são apresentados os resultados do ensaio de cisalhamento direto

realizado com tensão normal de 200kPa, sendo o material moldado no estado de

compacidade denso com 0% de teor de cimento.

100

120

140

160

180

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

-0,10

-0,05

0,00

0,05

0,10

0,15

0,20

0,25

0,30

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Figura 5.5 - Ensaio de Cisalhamento Direto -

= 200kPa.

Com base nos resultados apresentados na Figura 5.5, tem-se apresentado na

Tabela 5.4 os parâmetros do modelo Dente de Serra para tensão normal de 200kPa. O

detalhamento de cálculo está apresentado no Anexo I.

Tabela 5.4 - Parâmetros do modelo Dente de Serra -

= 200kPa.

Resumo dos Parâmetros

Ângulo de dilatância inicial (º) -3,58

Ângulo de atrito grão-grão inicial (º) 36,90

Ângulo de dilatância de pico (º) 6,65

Ângulo de atrito grão-grão de pico(º) 30,43

Ângulo de dilatância residual (º) 0,23

Ângulo de atrito grão-grão residual (º) 24,05

Parâmetros Somados

Ângulo inicial (º)

33,32

Ângulo de pico (º)

37,08

Ângulo residual (º)

24,28

Com base nestes parâmetros, a Figura 5.4 mostra as taxas de mobilização de

resistência para as respectivas fases do ensaio.

-40

-20

100

120

140

160

Fase I Fase II Fase IV

Taxa Mobilizada (%)

Resistência por dilatância Resistência por atrito grão-grão

Resistência por coesão aparente

Figura 5.6 - Taxas de mobilização das resistências para

= 200kPa.

O comportamento ilustrado na Figura 5.6 ainda destaca o quanto a resistência

por atrito grão-grão é relevante em todas as fases. Progressivamente, pode ser observado

uma tendência das curvas serem menos angulosas, apresentando menor variação dos

parâmetros, com o aumento da tensão normal.

Na Figura 5.7 são apresentados os resultados do ensaio de cisalhamento direto

realizado com tensão normal 300kPa, sendo o material moldado no estado de

compacidade denso com 0% de teor de cimento.

100

150

200

250

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

-0,15

-0,10

-0,05

0,00

0,05

0,10

0,15

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Figura 5.7 - Ensaio de Cisalhamento Direto -

= 300kPa.

Com base nos resultados apresentados na Figura 5.7, destaca-se na Tabela 5.5 os

parâmetros do modelo Dente de Serra para tensão normal de 300kPa. O detalhamento

de cálculo está apresentado no Anexo I.

Tabela 5.5 - Parâmetros do modelo Dente de Serra -

= 300kPa.

Resumo dos Parâmetros

Ângulo de dilatância inicial (º) -7,12

Ângulo de atrito grão-grão inicial (º) 30,97

Ângulo de dilatância de pico(º) 5,33

Ângulo de atrito grão-grão de pico (º) 27,11

Ângulo de dilatância residual (º) 0,00

Ângulo de atrito grão-grão residual (º) 15,46

Parâmetros Somados

Ângulo inicial (º)

23,85

Ângulo de pico (º)

32,44

Ângulo residual (º)

15,46

Com base nestes parâmetros, a Figura 5.4 mostra as taxas de mobilização de

resistência para as respectivas fases do ensaio.

-40

-20

100

120

140

160

Fase I Fase II Fase IV

Taxa Mobilizada (%)

Resistência por dilatância Resistência por atrito grão-grão

Resistência por coesão aparente

Figura 5.8 - Taxas de mobilização das resistências para

= 300kPa.

Verifica-se uma mudança na tendência de minimização da curvatura dos

comportamentos, sendo verificado para este nível de tensão uma forte componente

negativa de dilatância na Fase I. Este comportamento gerou um forte aumento no atrito

grão-grão. Este fato pode estar associado à incorporação do efeito de rolamento. Mesmo

o contato estando plastificado, o imbricamento condicionou a elevação do atrito grão-

grão nesta fase, descaracterizando o comportamento de alinhamento progressivo da

curvatura, como pode ser verificado para a seqüência de níveis de tensão 100, 150 e

200kPa.

Na Figura 5.9 apresenta-se isoladamente o comportamento do ângulo de

dilatância nas distintas fases e níveis de tensão.

-10,97

-4,90

-3,58

-7,12

12,00

8,28

6,65

5,33

0,14

0,00

-15

-10

-5

0 50 100 150 200 250 300 350

Tensão Normal (kPa)

Ângulo de Dilatância (º)

Inicial Pico Residual

Figura 5.9 - Comportamento da dilatância nas distintas fases e níveis de tensão.

Como pode ser observado, a dilatância tende a diminuir com o aumento do nível

de tensão e com o aumento do deslocamento horizontal, para as Fases I e II. Para Fase

IV (residual) ela pode ser considerada desprezível.

É importante realçar que para faixa de tensão estudada, a perda de dilatância no

pico foi da ordem de 7 graus. Observa-se ainda que esta mesma magnitude foi

encontrada para dilatância negativa inicial ao desprezar a dispersão de comportamento

verificado no nível 300kPa.

Na Figura 5.10 apresenta-se isoladamente o comportamento do ângulo de atrito

grão-grão nas diferentes fases e nos diferentes níveis de tensão.

37,47

35,47

36,9

30,97

29,86

32,75

30,43

27,11

28,16

30,73

24,05

15,46

0 50 100 150 200 250 300 350

Tensão Normal (kPa)

Ângulo de Atrito Grão-Grão (º)

Inicial Pico Residual

Figura 5.10 - Comportamento do atrito grão-grão nas distintas fases e níveis de tensão.

Numa visão geral tem-se que o ângulo de atrito grão-grão tende a diminuir com

o aumento do deslocamento horizontal (Fase I>FaseII>Fase IV) e com o aumento da

tensão normal. Esse efeito pode estar associado ao polimento dos grãos devido ao nível

das tensões. Entretanto, o ângulo de atrito grão-grão inicial (fase de compressão),

mostrou-se com uma tendência de diminuir com o aumento da tensão normal.

O ângulo de atrito grão-grão de pico apresenta-se sensível aos níveis de tensões

mais baixos e mostra uma tendência de diminuir com o aumento da tensão.

Verifica-se que o destaque desta análise está no ângulo de atrito grão-grão

residual que apresenta uma redução considerável em sua magnitude para faixa de

tensões em estudo. Para os níveis de tensão normal 200 e 300kPa sua magnitude foi

menor que o ângulo para o quartzo natural, ou seja, 26,6 graus, como apresentado no

Capítulo 2. Este comportamento induz a pensar que a plastificação de contato gerou

impurezas muito finas capazes de controlar a resistência residual desse material nesses

níveis de tensão.

Na seqüência, apresenta-se a influência da tensão normal no comportamento dos

seis parâmetros do modelo Dente de Serra, nas distintas fases. Assim, na Figura 5.11

tem-se o comportamento do ângulo de dilatância inicial e o ângulo de atrito grão-grão

inicial no final da Fase I.

-10,97

-4,90

-3,

-7

37,47

35,47

36,90

30,97

26,51

30,57

33,32

23,85

-20

-10

0 50 100 150 200 250 300 350

Tensão Normal (kPa)

Ângulo (º)

Ângulo de dilatância inicial (º) Ângulo de atrito grão-grão (º) Ângulo inicial (º)

Figura 5.11 - Influência da tensão normal nos parâmetros iniciais.

Para compensar a dilatância negativa, o ângulo de atrito grão-grão apresenta-se

muito elevado nesta fase, alcançando valor superior a 37 graus. Como mencionado

anteriormente, nesta fase, este elevado valor pode ser justificado com base no fato dessa

areia angulosa estar incorporando resistência por rolamento, como apresentado no

Capítulo 2. Em termos de magnitude, para este caso, o atrito correspondente ao

rolamento seria da ordem de 10 graus.

A Figura 5.12 apresenta o comportamento do ângulo de atrito de pico grão-grão

e da dilatância de pico no final da Fase II. Observa-se que um processo de compensação

faz com que o ângulo total fique constante para os níveis 100 e 150kPa na ordem de 41

graus, valor similar ao apresentado na Tabela 2.5 para areias densas angulosas. No

entanto, o comportamento segue a tendência tradicional de queda dos parâmetros

friccionais com o aumento da tensão normal.

12,00

8,28

6,65

5,33

29,86

32,75

30,43

27,11

41,85

41,02

37,08

32,44

0,00

5,00

10,00

15,00

20,00

25,00

30,00

35,00

40,00

45,00

0 50 100 150 200 250 300 350

Tensão Normal (kPa)

Ângulo (º)

Ângulo de dilatância (º) Ângulo de atrito grão-grão (º) Ângulo de pico (º)

Figura 5.12 - Influência da tensão normal nos parâmetros de pico.

A dilatância sofreu uma queda progressiva e harmônica de 7 graus, enquanto o

ângulo de atrito grão-grão manteve-se oscilando próximo de 31 graus para os níveis

100, 150 e 200kPa, apresentando uma queda de 4 graus para o nível de tensão de

300kPa, associado possivelmente a ocorrência de plastificação no contato seguida de

um acúmulo de impurezas finas.

A Figura 5.13 ilustra a influência do nível de tensão nos parâmetros residuais

relativos a Fase IV. Este comportamento evidencia uma queda progressiva do ângulo de

atrito grão-grão, com o aumento da tensão normal. Tem-se também ratificado a

tendência de dilatância nula que ocorre independente do nível de tensão.

Um fato de destaque e que chama atenção é a baixa magnitude do ângulo de

atrito grão-grão em 24,05 graus e 15,46 graus para os níveis de tensão 200 e 300kPa,

respectivamente. Para esta fase, estes valores situados abaixo de 26,6 graus (quartzo)

indicam que o processo de plastificação nos contatos gerou impurezas finas que

condicionaram a mobilização friccional muito baixa para estes níveis de tensão e

deslocamento.

0,14

0,0

30,73

24,

15,

,28

5,46

0,73

-5

0 50 100 150 200 250 300 350

Tensão Normal (kPa)

Ângulo (º)

Ângulo de dilatância residual (º) Ângulo de atrito grão-grão residual (º)

Ângulo residual (º)

Figura 5.13 - Influência da tensão normal nos parâmetros residuais.

Finalmente, para uma visualização superposta do comportamento dos

mecanismos de resistência do modelo Dente de Serra com o nível de tensão normal,

apresenta-se na Figura 5.14, as respectivas envoltórias de resistência.

y = -0,0014x

+ 1,0431x + 0,5746

y = -0,0014x

+ 1,0393x - 31,022

100

150

200

250

0 50 100 150 200 250 300 350

Tensão Normal (kPa)

Tensão Cisalhante (kPa)

Dente de Serra Deslizamento e Rolamento Dilatância Coesão Aparente

Figura 5.14 - Envoltórias de pico não lineares Dente de Serra.

Os resultados apresentados na Figura 5.14 mostram um bom ajuste da curva de

pico de resistência utilizando uma equação polinomial de segundo grau. Como deveria

ser, este ajuste indicou um intercepto de coesão praticamente nulo. Os dados também

demonstraram que a envoltória de resistência associada a contribuição do atrito grão-

grão (deslizamento e rolamento) é não linear e apresenta-se paralela a envoltória de

pico. Isto ocorreu devido a uma compensação entre as parcelas de dilatância e coesão

aparente que majoram e minoram, respectivamente, na mesma proporção, com o

aumento da tensão normal. Os dados ainda demonstram uma baixa contribuição das

parcelas de coesão aparente e dilatância, assim como um comportamento tipicamente

linear de ambas, com o aumento da tensão normal.

5.4 - CONSIDERAÇÕES GERAIS

O modelo Dente de Serra mostra-se uma ferramenta eficiente e interessante para

tratar os mecanismos de processos de ruptura de solos granulares.

As análises possibilitaram observar que o nível de tensão tem uma influência

grande na dilatância e na resistência residual.

Dentro da faixa de tensões estudada, o ângulo de dilatância de pico sofreu uma

queda de 7 graus e o ângulo de atrito grão-grão residual alcançou valores muito baixos,

bem aquém do determinado para o quartzo puro (26,6 graus).

Os resultados também indicaram que o nível de tensão tem influência

condicionada sobre o atrito grão-grão de pico. O valor deste parâmetro mostrou-se com

baixa variabilidade na faixa de tensão entre 100 e 200kPa, mas apresentou uma

tendência nítida de queda para níveis superiores a 300kPa.

A superposição dos mecanismos de resistência no pico mostraram que o atrito

grão-grão tem grande participação na resistência total. Uma fato interessante que pôde

ser ainda observado é que sua envoltória de resistência é não linear e paralela a

envoltória de resistência total do modelo Dente de Serra.

Capítulo 6

MODELO ESTRUTURAL

6.1 - INTRODUÇÃO

Com base nos resultados experimentais apresentados no Capítulo 4, observa-se

que o mecanismo de ruptura de solos estruturados é sensível ao estado de densificação

da amostra, ao grau de cimentação e ao nível de tensão inicial.

Sabe-se que os solos estruturados apresentam uma parcela da resistência

associada a cimentação entre os grãos, sendo essa cimentação aqui denominada de

"coesão estrutural".

Em vista dos diversos fatores que influenciam no ponto de plastificação dos

solos estruturados, a falta de uma padronização de procedimentos de ensaio tem

dificultado a determinação da magnitude da coesão estrutural.

Numa visão prática e profissional, a coesão tem sido interpretada de forma

matemática, através do critério de Mohr-Coulomb (Figura 6.1).

Figura 6.1 - Ajuste linear da envoltória de resistência de uma areia densa.

A Figura 6.1 apresenta o comportamento típico dos resultados de ensaios de

cisalhamento direto, realizados numa amostra de areia densa, a baixos níveis de tensão

normal (até 400kPa). Como pode ser observado, os resultados podem ser delineados por

uma envoltória não linear, denominada de envoltória não linear de resistência.

Apesar do comportamento nitidamente não linear, a maioria dos laboratórios e

empresas projetistas, fazem uso do critério de Mohr-Coulomb, ajustando uma reta aos

resultados, observando o nível de tensão de interesse. O intercepto é então denominado

coesão de intercepto e a inclinação da reta denominada ângulo de atrito do solo.

Alguns projetistas procuram melhorar essa aproximação através da segmentação

da envoltória de resistência em faixas específicas de tensão. No entanto,

independentemente do número de faixas, é comum que todos os trechos sejam

quantificados por um par de valores c

. Como apresentado no Capítulo 4, uma

função polinomial de segundo grau pode representar bem o comportamento não linear

desses materiais.

Especificamente, neste caso, a utilização do intercepto de coesão para estudos de

estabilidade de obras de corte em areias não cimentadas, pode levar a

dimensionamentos inadequados e incorretos.

Para solos finos, o conceito

=0 apresentado por Lambe e Whitman (1979), que

quantifica a resistência da argila em puramente coesiva, está associado a solicitações

não adensadas na compressão e não drenadas no cisalhamento. A resistência S

representa uma resistência intrínseca do material que é independente do valor do

carregamento imposto, ou seja, a resistência não depende do acréscimo de tensão e sim

da tensão efetiva in situ, valendo a história de tensão.

Naturalmente, esse não é o comportamento mais comum nas condições de

campo, que podem ser drenadas ou parcialmente drenadas, principalmente em situações

envolvendo argilas não saturadas.

Mitchell (1976), identifica algumas fontes para explicar a coesão em argilas, a saber:

• atração eletrostática, que pode alcançar 7kN/m2 para distância menor que 25 Å;

• atração eletromagnética das forças de van der Walls, que podem ser a grande

fonte de coesão de argilas normalmente adensadas e pré adensadas com

partículas menores que 1µm;

• adesão de primeira valência, que de acordo com Hvorslev (1960), podem ocorrer

no caso de pré adensamento;

• tensão capilar (sucção), que pode alcançar 700MPa (Ingles, 1962);

• coesão aparente, devido a parcela normal ao plano de cisalhamento originária da

própria tensão cisalhante mobilizada (discutido no Capítulo 2).

Algumas das ponderações de Mitchell (1976) usadas para explicar a existência de

coesão não alinham com as observações experimentais obtidas de ensaios drenados

realizado em amostras de solos argilosos saturados normalmente adensados. Esses

materiais apresentam envoltória razoavelmente linear, com intercepto nulo ou

praticamente nulo, como ilustrado na Figura 6.2.

Figura 6.2 - Envoltória de resistência de uma argila normalmente adensada.

Como mencionado por diversos autores, do critério de Mohr-Coulomb obtém-se

a coesão de intercepto. Esta denominação mostra que não existe uma associação deste

parâmetro com a coesão verdadeira do solo.

Face a essa questão, apresenta-se nesse capítulo um modelo simples, que busca a

obtenção da coesão verdadeira de solos estruturados, aqui denominada de coesão

estrutural. O desenvolvimento desse modelo foi sustentado com base nos resultados dos

ensaios de cisalhamento direto, apresentados no Capítulo 4.

6.2 - MODELO ESTRUTURAL

Assim como nos solos não cimentados, pode-se com base nos resultados dos

ensaios de cisalhamento direto apresentados no Capítulo 4, distinguir quatro fases

distintas de comportamento de um solo estruturado, como ilustrado na Figura 6.3.

Figura 6.3 - Processos de ruptura num solo estruturado.

Fase I

O solo estruturado está em seu estado rígido perfeito, sendo as deformações lidas

decorrentes de deformações puramente elásticas. Nesta fase não há quebra de

cimentação nos contatos. A resistência está sendo mobilizada pela coesão estrutural do

material, c

, e por uma parcela friccional estática, associada a uma superfície potencial

mobilizada de inclinação

e com atrito estático

., como ilustrado na Figura 6.4.

Figura 6.4 - Fase I - Parâmetros de atrito estático.

Fase II

Inicia-se o processo de dilatância concomitante com a abertura de uma fissura de

inclinação

com ângulo de atrito

. Essa fissura tem caráter estrutural e é formada

pela quebra rápida das cimentações nos pontos de contato grão-grão, como ilustrado na

Figura 6.5.

Figura 6.5 - Fase II - Quebra rápida da cimentação e formação de um dente de serra

estrutural.

Fase III

Na Fase III os grãos presentes na superfície de cisalhamento se desprendem da

matriz cimentada proporcionando um mecanismo de movimento semelhante ao de um

rolimã, ou seja, entre as matrizes sólidas remanescentes tem-se grãos soltos, habilitados

a deslizar e/ou rolar.

Figura 6.6 - Fase III - Quebra da cimentação dos grãos existentes na zona de

cisalhamento.

Fase IV

Um novo ângulo de dilatância é estabelecido, função do material parcialmente

desestruturado na Fase III. A resistência mobilizada pode ser considerada como

resistência residual e tem como destaque o estado granulométrico e a angulosidade dos

grãos e grumos formados após a desestruturação na Fase III. Um modelo esquemático

está ilustrado na Figura 6.7.

Figura 6.7 - Fase IV - Modelo estabelecido no estado residual.

De acordo com o comportamento apresentado nos gráficos da Figura 6.3, tem-se

ainda caracterizado os seguintes pontos de transição a seguir.

• Ponto 0: início da reação ao cisalhamento.

• Ponto 1: mobilização total da coesão; início da dilatância e formação rápida de

uma fissura.

• Ponto 2: mobilização da resistência de pico por um dente de serra estrutural.

• Ponto 3: quebra da cimentação dos grãos na zona de cisalhamento.

• Ponto 4: estabelecimento de uma resistência residual associada ao material

desagregado, presente na superfície de ruptura remanescente.

Até o final da Fase I - Ponto 1, tem-se um material rígido e intacto, com

comportamento linear elástico. Nesse trecho, a tensão cisalhante está sendo resistida por

mobilização de coesão, dilatância (negativa) e atrito estático. Uma vez que o solo

apresenta coesão, o modelo Dente de Serra pode ainda ser utilizado, ponderando-se o

caráter estático da mobilização de atrito.

A parcela associada a dilatância pode ser facilmente obtida através do gráfico

deslocamentos horizontais (

) versus deslocamentos verticais (

), como ilustrado na

Figura 6.3. Este parâmetro é aqui denominado de "Dilatância Estrutural" sendo

representado pelo símbolo (

A determinação do ângulo de atrito estrutural no final da Fase I (Ponto 1) não é

simples, uma vez que o material encontra-se intacto, sendo a tensão cisalhante resistida

por componente estática friccional e coesiva. Neste sistema, tem-se duas incógnitas para

apenas uma equação.

Neste trabalho é sugerido que o ângulo de atrito estrutural mobilizado no final da

Fase I seja igual ao valor do atrito mobilizado para mesma deformação horizontal no

mesmo solo, porém sem cimento. Este parâmetro foi denominado no Capítulo 5 de

ângulo de atrito grão-grão inicial.

Com a adoção deste procedimento, o sistema fica determinado, possibilitando assim

o cálculo da coesão estrutural, com base no estado de equilíbrio existente no final da

Fase I (Ponto 1).

Para quantificação da dilatância estrutural, tem-se













−

arctan

δδ

(6.1)

Acrescentando a coesão total (C) na Expressão (2.22), tem-se

µµ

φψφψ

tgTtgNtgNtgCT +++=

(6.2)

onde a primeira parcela do lado direito representa a coesão; a segunda parcela

representa a resistência devido a dilatância; a terceira parcela representa o atrito; e a

quarta parcela representa a coesão aparente.

Adaptando a Expressão (6.2) ao Modelo Estrutural proposto, para o final da Fase

I (Ponto 1), tem-se

eeeenenee

tgtgtgtgc

φψτφσψστ

+++=

(6.3)

ou,

eeeenenee

tgtgtgtgc

φψτφσψστ

−−−=

(6.4)

No final da Fase II (Ponto 2), tem-se a resistência ao cisalhamento de pico

mobilizada integralmente por resistência friccional. Para o modelo apresentado, o

ângulo de dilatância desse trecho é denominado "Ângulo de Dilatância Matricial" e é

representado por (

). Esse parâmetro pode ser facilmente determinado através do

cálculo da inclinação do trecho situado entre os Pontos 1 e 2, do diagrama

deslocamentos horizontais (

) versus deslocamentos verticais (

), como ilustrado na

Figura 6.3.













−

arctan

δδ

(6.5)

O ângulo de dilatância matricial de solos estruturados pode ser entendido como

sendo o ângulo formado pela junta de cisalhamento na escala de grãos, devendo ter

aproximadamente a magnitude do diâmetro do grão como altura da crista do Dente de

Serra.

Quantificado o ângulo de dilatância matricial, através da equação (6.5), é

possível determinar o ângulo de atrito do plano de cisalhamento, ou seja, da junta de

cisalhamento.

Para o modelo apresentado, esse parâmetro é denominado de "Ângulo de Atrito

Matricial", sendo representado pelo símbolo













−

ψτσ

ψστ

tan

arctan

max

(6.6)

onde

é a tensão normal ao plano de cisalhamento corrigida.

Na Fase IV o solo apresenta um comportamento puramente friccional. Os

parâmetros são denominados ângulo de dilatância residual,

, e ângulo de atrito

residual,

O ângulo de dilatância é determinado através da inclinação do trecho situado

entre os Pontos 4 e 5, como ilustrado na Figura 6.3.













−

arctan

δδ

(6.7)

O ângulo de dilatância residual de solos estruturados pode ser entendido como

sendo o ângulo formado pela junta de cisalhamento na escala de toda a amostra.

Uma vez conhecida a resistência residual ao cisalhamento (

) na Fase IV (Ponto

5), com base no modelo Dente de Serra, tem-se determinado o ângulo de atrito residual,













−

rrn

rnr

ψτσ

ψστ

tan

arctan

(6.8)

onde

é a tensão normal ao plano de cisalhamento corrigida.

De forma resumida, é apresentado a seguir os sete parâmetros de resistência do

Modelo Estrutural:

• c

- coesão estrutural;

•

- ângulo de atrito estrutural

•

- ângulo de dilatância estrutural

•

- ângulo de atrito matricial

•

- ângulo de dilatância matricial

•

- ângulo de atrito residual

•

- ângulo de dilatância residual

6.3 - APLICAÇÃO DO MODELO ESTRUTURAL

Para avaliação do Modelo Estrutural proposto, foram utilizados os resultados dos

ensaios de cisalhamento direto desenvolvidos neste trabalho e apresentados no Capítulo

4. Em todos os ensaios o material foi moldado no estado de compacidade denso, com

índice de vazios igual a 0,8 e teor de cimento igual a 15%.

Na Figura 6.8 são apresentados os resultados do ensaio de cisalhamento direto

realizado com tensão normal de 100kPa.

100

150

200

250

300

350

400

450

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13

Deslocamento horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (KPa)

-0,1

0,0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

1,0

1,1

1,2

1,3

1,4

1,5

1,6

1,7

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13

Deslocamento horizontal (mm)

Deslocamento vertical (mm)

Figura 6.8 - Ensaio em solo estruturado -

= 100kPa.

Devido a importância associada ao trecho inicial e para uma melhor visualização

dos dados que serão utilizados nos cálculos dos parâmetros estruturais (c

), os

resultados foram ampliados, como ilustrado na Figura 6.9. Para determinação do ângulo

de atrito estrutural, foi acrescentado os resultados do ensaio com o mesmo material

puro, ou seja, sem cimentação

50,69

264,96

100

150

200

250

300

350

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

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

Teor de Cimento 0% Teor de Cimento 15%

0,70

0,80

-0,18

-0,16

-0,14

-0,12

-0,10

-0,08

-0,06

-0,04

-0,02

0,00

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

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Teor de Cimento 0% Teor de Cimento 15%

Figura 6.9 - Escala ampliada do ensaio em solo estruturado -

= 100kPa.

De acordo com os resultados apresentados , a dilatância tem seu início em

0,8mm para o solo estruturado e 0,7mm para o solo sem cimento. Essa magnitude é

ligeiramente maior que a magnitude do diâmetro médio dos grãos, quantificada em

0,65mm.

Como já descrito anteriormente, o ângulo de atrito estrutural será aqui

determinado supondo ser a sua magnitude a mesma que estaria sendo mobilizada, no

mesmo solo não cimentado, sob o mesmo nível de tensão normal, para o deslocamento

horizontal do final da Fase I do solo estruturado.

Dos resultados apresentados na Figura 6.9, para o deslocamento horizontal de

0,8mm, relativo ao final da Fase I do solo estruturado, o solo não cimentado mobiliza

50,69kPa de resistência ao cisalhamento. Conforme Tabela 5.2, o ângulo de atrito

mobilizado é 37,47 graus. Assim, o ângulo de atrito estrutural será igual a 37,47 graus.

Na Tabela 6.1 apresentam-se resumidamente os valores dos parâmetros do

modelo estrutural para tensão normal de 100kPa. Os cálculos foram desenvolvidos com

auxílio de planilha eletrônica e estão disponíveis no Anexo II.

Tabela 6.1 - Parâmetros do Modelo Estrutural -

= 100kPa.

Parâmetros 100kPa

Coesão estrutural (kPa) 254,61

Ângulo de dilatância estrutural (º) -5,71

Ângulo de atrito estrutural (º) 37,47

Ângulo de dilatância matricial (º) 52,43

Ângulo de atrito matricial (º) 23,37

Ângulo de dilatância residual (º) 6,32

Ângulo de atrito residual (º) 36,35

Procurando melhorar o campo de informações para uma melhor análise do

estudo, uma vez que os parâmetros não apresentam uma mesma unidade de medida,

uma análise de valores absolutos poderia se traduzir numa visão mais limitada dos

processos. Assim, optou-se nesse estudo pelo desenvolvimento acoplado da avaliação

das taxas de mobilização relativas das parcelas de resistência do modelo estrutural, ou

seja, para a fase em estudo, qual estaria sendo a porcentagem de uma determinada

parcela de resistência sobre a mobilização total.

A Figura 6.10 ilustra a mobilização relativa de cada parcela de resistência nas

três fases distintas.

-3

-8

0 0

-10

Fas

e I

Fase

Taxa de Mobilização (%)

Resistência por dilatância Resistência por atrito

Resistência por coesão aparente Resistência por coesão

Figura 6.10 - Taxas de mobilização das resistências -

= 100kPa.

Observa-se nitidamente a relevância da coesão estrutural (85%) e do atrito

estático estrutural (26%), no final da Fase I.

No final da Fase II destacam-se as resistências por coesão aparente (56%) e

dilatância matricial (33%).

A elevada dilatância na Fase II está condicionada a forma geométrica da junta de

cisalhamento formada no processo de quebra progressiva da cimentação em escala de

grão. Como apresentado na Figura 6.11, na Fase II, a dilatância vertical foi de 0,65mm

(0,56mm-(-0,09mm)). Esta magnitude é idêntica ao diâmetro médio dos grãos. Esse

comportamento demonstra que o dente de serra formado na junta de cisalhamento da

Fase II tem a altura da crista igual ao diâmetro médio dos grãos da matriz cimentada.

Essa observação experimental sugere que a "serra" tem os "dentes" formados pelos

próprios grãos.

Na Fase IV a resistência é controlada essencialmente por atrito entre grumos e

grãos ainda com resíduos de cimentação (80%). Face ao elevado grau de aspereza

remanescente nesses materiais, justifica-se a magnitude do ângulo de atrito residual

calculado em 36,35 graus, valor bem acima dos 28,16 (Tabela 5.2) encontrado para o

mesmo material sem cimentação.

0,56

-0,09

-0,2

-0,1

0,0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Figura 6.11 - Altura da crista do dente de serra - Fase II -

= 100kPa.

O ângulo de dilatância estrutural determinado na Fase IV (6,32 graus) representa

a inclinação final da junta de cisalhamento, considerando a escala da amostra. Para a

condição de solo não cimentado, o ângulo de dilatância encontrado foi 0,14 graus, ou

seja, nulo.

Na Figura 6.12 são apresentados os resultados do ensaio de cisalhamento direto

realizado com tensão normal de 150kPa.

Na Figura 6.13 apresentam-se os resultados ampliados para o material cimentado

e não cimentado.

De acordo com os resultados, a dilatância tem seu início em 0,7mm para o solo

estruturado e 0,8mm para o solo não cimentado. Observa-se ainda que, esta magnitude é

ligeiramente maior que a magnitude do diâmetro médio dos grãos, ou seja, 0,65mm.

Dos resultados apresentados na Figura 6.13, para o deslocamento horizontal de

0,7mm o solo sem cimento mobiliza 63,36kPa de resistência. No entanto,

excepcionalmente neste caso, uma vez que houve uma queda "local" da resistência, essa

foi considerada igual a do ponto anterior (0,6mm), ou seja, igual a 89,86kPa.

Em consulta a Tabela 5.3, tem-se que o ângulo de atrito mobilizado nesse

deslocamento é 35,47. Logo, o ângulo de atrito estrutural será igual a 35,47 graus.

100

150

200

250

300

350

400

450

500

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

-0,1

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Figura 6.12 - Ensaio em solo estruturado -

= 150kPa.

89,86

63,36

273,02

100

150

200

250

300

350

400

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

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

Teor de Cimento 0% Teor de Cimento 15%

0,70

-0,08

-0,06

-0,04

-0,02

0,00

0,02

0,04

0,06

0,08

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

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Teor de Cimento 0% Teor de Cimento 15%

Figura 6.13 - Escala ampliada do ensaio em solo estruturado -

= 150kPa.

Na Tabela 6.2 apresentam-se resumidamente os valores dos parâmetros do

modelo estrutural para tensão normal de 100 e 150kPa. Os cálculos estão

detalhadamente apresentados em planilha no Anexo II.

Tabela 6.2 - Parâmetros do Modelo Estrutural -

= 100 e 150kPa.

Parâmetros do Modelo Estrutural 100kPa 150kPa

Coesão estrutural (kPa) 254,61

194,34

Ângulo de dilatância estrutural (º) -5,71

-4,90

Ângulo de atrito estrutural (º) 37,47

35,47

Ângulo de dilatância matricial (º) 52,43

21,80

Ângulo de atrito matricial (º) 23,37

49,42

Ângulo de dilatância residual (º) 6,32

1,43

Ângulo de atrito residual (º) 36,35

46,92

Na Tabela 6.2 tem-se os valores absolutos dos parâmetros de resistência do

modelo estrutural. Numa abordagem inicial, pode-se perceber a sua variabilidade em

concordância com o nível de tensão.

A Figura 6.14 ilustra as taxas relativas de mobilização de cada parcela de

resistência nas três fases distintas para 150kPa de tensão normal.

-5

40 40

-6

0 0

-10

110

Fase I

Fas

Taxa de Mobilização (%)

Resistência por dilatância Resistência por atrito

Resistência por coesão aparente Resistência por coesão

Figura 6.14 - Taxas de mobilização das resistências -

= 150kPa.

Similarmente aos resultados do ensaio anterior (100kPa), observa-se nitidamente

a relevância da coesão estrutural (71%) e do atrito estático estrutural (40%) no final da

Fase I.

No final da Fase II destacam-se as mobilizações por coesão aparente (47%) e por

atrito (40%). De forma distinta ao caso anterior, a mobilização por dilatância ficou

responsável por apenas 14%, contra os 33% relativos ao nível de tensão 100kPa.

Novamente, como apresentado no gráfico da Figura 6.13, pode ser observado

uma congruência do início da dilatância para deslocamentos horizontais muito próximos

e independentes do material estar com ou sem cimentação.

Como bem definido na Figura 6.12, ocorreu uma oscilação no pico de

resistência. Devido a esse fato, para cálculo da dilatância vertical na Fase II, foi

considerado o segundo pico. Assim, a dilatância vertical foi de 0,40mm (0,34mm-(-

0,06mm)). Esta magnitude está ainda próxima do diâmetro médio dos grãos (0,65mm).

Este fato reforça a possibilidade de que a junta é composta por arranjos de grãos

cimentados, sendo os dentes formados pelos próprios grãos.

0,34

-0,06

-0,10

-0,05

0,00

0,05

0,10

0,15

0,20

0,25

0,30

0,35

0,40

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Figura 6.15 - Altura da crista do dente de serra - Fase II -

= 150kPa.

Similarmente ao caso anterior, na Fase IV a resistência é controlada

essencialmente por atrito entre grumos e grãos ásperos (95%). Neste caso, a magnitude

do ângulo de atrito residual foi ainda maior que no caso anterior (100kPa), agora

calculado em 46,92 graus. Este valor está muito acima do encontrado para o mesmo

solo sem cimentação, sob o mesmo nível de tensão normal (30,73 graus), conforme

apresentado na Tabela 5.3.

Na Figura 6.16 são apresentados os resultados do ensaio de cisalhamento direto

realizado com tensão normal de 200kPa. A ampliação da escala com a inclusão do

comportamento do solo não cimentado está detalhada na Figura 6.17.

100

150

200

250

300

350

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

-0,2

0,2

0,4

0,6

0,8

1,2

1,4

1,6

1,8

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Figura 6.16 - Ensaio em solo estruturado -

= 200kPa.

133,63

233,86

100

150

200

250

300

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

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

Teor de Cimento 0% Teor de Cimento 15%

0,80

-0,07

-0,06

-0,05

-0,04

-0,03

-0,02

-0,01

0,00

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

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Teor de Cimento 0% Teor de Cimento 15%

Figura 6.17 - Escala ampliada do ensaio em solo estruturado -

= 200kPa.

O comportamento observado na Fase I caracteriza a possibilidade de ocorrência

de desestruturação (provavelmente parcial) do solo cimentado na fase de compressão.

Os dados mostram magnitudes praticamente idênticas, inferiores a 0,02mm, para os

deslocamentos verticais entre ambos os materiais.

Dos resultados apresentados na Figura 6.17, para o deslocamento horizontal de

0,8mm o solo não cimentado mobiliza 133,63kPa de resistência ao cisalhamento.

100

Conforme Tabela 5.4, o ângulo de atrito mobilizado neste nível de deslocamento é

36,90 graus, sendo considerado o mesmo valor para o ângulo de atrito estrutural.

Na Tabela 6.3 apresentam-se resumidamente os valores dos parâmetros do

modelo estrutural para tensão normal de 100, 150 e 200kPa, estando os cálculos

descritos detalhadamente no Anexo II.

Tabela 6.3 - Parâmetros do Modelo Estrutural -

= 100, 150 e 200kPa.

Parâmetros do Modelo Estrutural 100kPa 150kPa 200kPa

Coesão estrutural (kPa) 254,61

194,34

107,30

Ângulo de dilatância estrutural (º) -5,71

-4,90

-3,93

Ângulo de atrito estrutural (º) 37,47

35,47

36,90

Ângulo de dilatância matricial (º) 52,43

21,80

12,68

Ângulo de atrito matricial (º) 23,37

49,42

43,15

Ângulo de dilatância residual (º) 6,32

1,43

6,56

Ângulo de atrito residual (º) 36,35

46,92

30,89

Dentre os parâmetros que mostraram-se menos sensíveis dentro dessa faixa de

tensões normais tem-se, o ângulo de dilatância estrutural e o ângulo de atrito estrutural.

Dentre os mais sensíveis tem-se, a coesão estrutural e o ângulo de dilatância matricial,

que diminuem com o aumento da tensão. Valores dispersos foram encontrados para o

ângulo de atrito matricial, o ângulo de dilatância residual e o ângulo de atrito residual.

A Figura 6.18 ilustra as taxas relativas de mobilização para cada parcela de

resistência, nas três fases distintas, para 200kPa de tensão normal.

Para os níveis de tensão 100kPa e 150kPa foram encontradas taxas de

mobilização relativas bastante significativas da parcela coesiva, 85% e 71%,

respectivamente. No entanto, para o nível de tensão igual a 200kPa a taxa de

mobilização relativa da coesão foi de apenas 46%.

101

-6

-5

0 0

-10

Fase IV

Taxa de Mobilização (%)

Resistência por dilatância Resistência por atrito

Resistência por coesão aparente Resistência por coesão

Figura 6.18 - Taxas de mobilização das resistências -

= 200kPa.

Este fato pode ser suportado por dois fatores: a quebra parcial da cimentação e a

transferência de carga para o mecanismo friccional com o conseqüente aumento da

mobilização de atrito cinético; ou o simples aumento da mobilização de atrito estático

em função do aumento da compressão do solo estando esse ainda em condição

perfeitamente rígida.

No final da Fase II o atrito matricial controla 64% da resistência, sendo

observado uma queda significativa da contribuição da resistência por coesão aparente

(21%) e dilatância (15%). Esta queda está naturalmente associada a diminuição do

ângulo de dilatância, calculado em 12,68 graus, contra 52,43 graus e 21,80 graus, para

os níveis 100 e 150kPa, respectivamente.

Como apresentado na Figura 6.19, na Fase II, a dilatância vertical foi de 0,09mm

(0,03mm-(-0,06mm)). Esta magnitude está bem abaixo do diâmetro médio dos grãos

(0,65mm). Este fato demonstra que neste ensaio não foi possível formar uma junta de

cisalhamento com os grãos atuando como dentes. Parece que neste caso, os grãos

presentes na zona de cisalhamento de desprenderam da matriz estruturada, como

descrito para ocorre apenas na Fase III e ilustrado na Figura 6.6.

102

0,03

-0,06

-0,08

-0,06

-0,04

-0,02

0,00

0,02

0,04

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Figura 6.19 - Altura da crista do dente de serra - Fase II -

= 200kPa.

Na Figura 6.20 são apresentados os resultados do ensaio de cisalhamento direto

realizado com tensão normal de 300kPa. Na Figura 6.21, a ampliação da escala com a

inclusão do comportamento do solo não cimentado está ilustrada.

O fato da dilatância do solo cimentado iniciar no deslocamento horizontal igual a

1,2mm demonstra que, em comparação com os demais resultados (100, 150 e 200kPa),

o solo iniciou o processo de dilatância já desestruturado.

Para o solo não cimentado tem-se o início da dilatância em 1,8mm contra 1,2mm

do solo agora desestruturado. Este comportamento pode estar associado ao fato deste

material ter grumos e grãos com elevada aspereza e rugosidade, proporcionada pelos

resíduos da cimentação.

Uma vez que o solo encontra-se desestruturado no final da fase de compressão, o

mesmo tem coesão estrutural nula. Assim, toda resistência à tensão cisalhante estaria

sedo mobilizada por atrito grão-grão e dilatância, similarmente ao modelo Dente de

Serra tradicional, como apresentado no Capítulo 5.

Apenas com o objetivo de manter uma similitude de deslocamentos horizontais,

o ângulo de atrito grão-grão mobilizado será calculado para 0,8mm. Da Figura 6.21

tem-se que a tensão cisalhante é igual 322,56kPa. Com base no modelo dente de serra

convencional, o ângulo de atrito grão-grão é 48,46 graus e o ângulo de dilatância igual a

2,15 graus.

103

100

200

300

400

500

600

700

800

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Deslocamento horizontal (mm)

Deslocamento vertical (mm)

-0,20

0,00

0,20

0,40

0,60

0,80

1,00

1,20

1,40

1,60

1,80

2,00

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12

Deslocamento horizontal (mm)

Deslocamento vertical (mm)

Figura 6.20 - Ensaio em solo estruturado -

= 300kPa.

104

322,56

100

200

300

400

500

600

700

800

900

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0 2,2 2,4

Deslocamento Horizontal (mm)

Tensão Cisalhante (kPa)

Teor de Cimento 0% Teor de Cimento 15%

1,80

1,20

-0,20

-0,10

0,00

0,10

0,20

0,30

0,40

0,50

0,60

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0 2,2 2,4

Deslocamento Horizontal (mm)

Deslocamento Vertical (mm)

Teor de Cimento 0% Teor de Cimento 15%

Figura 6.21 - Escala ampliada do ensaio em solo estruturado -

= 300kPa.

Na Tabela 6.4 apresentam-se resumidamente os valores dos parâmetros do

modelo estrutural para tensão normal de 100, 150 e 200, e os parâmetros para tensão

300kPa que estariam associados ao modelo dente de serra convencional. Os cálculos

estão detalhadamente apresentados em planilha no Anexo II.

105

Tabela 6.4 - Parâmetros do Modelo Estrutural -

= 100, 150, 200 e 300kPa.

Parâmetros do Modelo Estrutural 100kPa 150kPa 200kPa 300kPa

Coesão estrutural (kPa) 254,61

194,34

107,30

0,00

Ângulo de dilatância estrutural (º) -5,71

-4,90

-3,93

-2,15

Ângulo de atrito estrutural (º) 37,47

35,47

36,90

48,76

Ângulo de dilatância matricial (º) 52,43

21,80

12,68

26,21

Ângulo de atrito matricial (º) 23,37

49,42

43,15

41,54

Ângulo de dilatância residual (º) 6,32

1,43

6,56

2,00

Ângulo de atrito residual (º) 36,35

46,92

30,89

30,07

A Figura 6.22 ilustra as taxas de mobilização relativas de cada parcela de

resistência nas três fases distintas, para 300kPa de tensão normal, considerando o

modelo Dente de Serra.

-4

108

-4

0 0 0

-10

110

130

ase I

Taxa de Mobilização (%)

Resistência por dilatância Resistência por atrito

Resistência por coesão aparente Resistência por coesão

Figura 6.22 - Taxas de mobilização das resistências -

= 300kPa.

Avaliando a dilatância vertical na Fase II deste solo desestruturado, com base

nos dados apresentados na Figura 6.23, tem-se: (0,60mm-(-0,03mm))=0,63mm.

Novamente pôde ser observado que esta magnitude está congruente com o diâmetro

médio dos grãos (0,65mm).

106

Este fato demonstra que apesar do elevado nível de tensão, o alto grau da

aspereza proporcionado pelos resíduos da cimentação, condiciona movimentos de

dilatância similares àqueles desenvolvidos na junta cisalhante com os dentes formados

por grãos individuais no sistema estruturado.

-0,03

0,60

-0,1

0,0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,0 1,2 1,4 1,6 1,8 2,0 2,2 2,4 2,6

Deslocamento horizontal (mm)

Deslocamento vertical (mm)

Figura 6.23 - Altura da crista do dente de serra - Fase II -

= 300kPa.

6.4 - COMPORTAMENTO DOS PARÂMETROS DO MODELO ESTRUTURAL

A seguir, faz-se uma análise do comportamento dos parâmetros do modelo

estrutural em função do nível de tensão.

Tendo sido verificado que para o nível de tensão normal igual a 300kPa o

material estudado entrou na fase de cisalhamento desestruturado, tem-se que já na fase

de compressão a desestruturação ocorre entre 200 e 300kPa.

Como ilustrado na Figura 6.24, de posse dos três outros resultados (

= 100,

150 e 200kPa), pode ser verificado um comportamento de queda não linear da coesão

estrutural com o aumento do nível de tensão normal.

107

100

150

200

250

300

0 50 100 150 200 250

Tensão Normal (kPa)

Coesão Estrutural (kPa)

Figura 6.24 - Comportamento da coesão estrutural com o nível de tensão.

A queda da coesão estrutural observada no gráfico da Figura 6.24 pode estar

associada a dois fatores distintos, a saber:

• em função do aumento da tensão normal, ainda na fase de compressão,

pontos cimentados poderiam estar perdendo a cimentação (degradação da

cimentação) minimizando assim, a coesão durante a fase de cisalhamento;

• considerando não haver quebra da cimentação em pontos isolados na fase de

compressão normal, um aumento da tensão normal poderia condicionar uma

maior mobilização de atrito estático estrutural em detrimento da

minimização da mobilização da coesão total, comportamento este que seria

refletido na fase de cisalhamento.

Sem maiores investigações torna-se difícil caracterizar qual dos dois fatores

poderiam estar atuando ou até mesmo se estes não estariam agindo concomitantemente.

No entanto, um fato importante observado no comportamento da coesão estrutural é a

sua tendência de queda acelerada (não linear) com o aumento de tensão normal. Este

comportamento não é típico de materiais rígidos perfeitos. Logo, pode-se concluir, para

o caso em questão, que na fase de compressão ocorre uma degradação da cimentação

nos contatos, sendo esta degradação cada vez maior quanto maior a tensão normal.

Minimizando progressivamente a tensão normal de compressão, a mobilização

do atrito estático estrutural e a degradação da cimentação seria cada vez menor. Para

108

tensão normal nula estes valores seriam também nulos. Nesta situação, estaria sendo

quantificada a coesão verdadeira do material estruturado.

Por outro lado, majorando progressivamente a tensão normal de compressão, a

mobilização do atrito estático estrutural e a degradação da cimentação seria cada vez

maior. Para coesão estrutural nula, estaria sendo identificada a tensão normal de

plastificação.

Como ilustrado no gráfico da Figura 6.25, uma função polinomial de segundo

grau fez um ótimo ajuste do comportamento da coesão estrutural com o aumento do

nível de tensão normal. Com base neste ajuste, foi possível quantificar a coesão

verdadeira do material (

= 0) em 294,81kPa e a tensão normal de plastificação em

246,33kPa.

y = -0,0054x

+ 0,1334x + 294,81

100

150

200

250

300

0 50 100 150 200 250

Tensão Normal (kPa)

Coesão Estrutural (kPa)

Figura 6.25 - Determinação da coesão verdadeira estrutural e da tensão normal de

plastificação.

O valor de 294,81kPa, encontrado para coesão verdadeira com base no modelo

estrutural não está próximo do valor 363,5kPa do intercepto de coesão, encontrado com

base na envoltória não linear de resistência, como apresentado no Capítulo 4. No

entanto, apenas como observação adicional, esse valor está muito próximo da média

aritmética dos valores dos interceptos de coesão linear (202,6kPa) e não linear

(363,5kPa).

A Figura 6.26 ilustra o comportamento dos parâmetros estáticos friccionais da

Fase I. O ângulo de atrito estático estrutural apresenta-se pouco sensível a variação das

109

tensões, enquanto o solo permanece estruturado (até

= 200kPa). A dilatância negativa

tende a diminuir com o aumento da tensão de compressão normal inicial.

-10

0 50 100 150 200 250 300 350

Tensão Normal (kPa)

Ângulo de atrito (º)

Ângulo de dilatância estrutural (º) Ângulo de atrito estrutural (º)

Ângulo estrutural (º)

Figura 6.26 - Comportamento dos parâmetros friccionais estáticos da Fase I.

A Figura 6.27 ilustra o comportamento dos parâmetros cinéticos friccionais da

Fase II. O ângulo de dilatância minimiza com o aumento da tensão normal. Esta

minimização é compensada com a majoração do atrito matricial.

0 50 100 150 200 250 300 350

Tensão Normal (kPa)

Ângulo de Atrito (º)

Ângulo de dilatância matricial (º) Ângulo de atrito matricial (º)

Ângulo matricial (º)

Figura 6.27 - Comportamento dos parâmetros friccionais cinéticos na Fase II.

110

Na Figura 6.28 tem-se ilustrado o comportamento dos parâmetros cinéticos

friccionais residuais da Fase IV. O ângulo de dilatância mostra-se muito baixo, no

entanto, diferente de zero. Valor este, encontrado para o mesmo material não cimentado.

Este comportamento realça que o plano de cisalhamento em materiais estruturados

tende a ter uma inclinação suave, mas diferente de zero. Neste estudo esta inclinação

ficou em torno de 2 a 6 graus.

Importante fato já comentado é a magnitude dos ângulos residuais, alcançando

valores da ordem de 47 graus. Outro fator observado é a tendência de minimização do

ângulo de atrito para os níveis de tensão 200 e 300kPa. Nestes casos eles ficaram em

torno de 30 graus, típicos de solos arenosos não cimentados.

0 50 100 150 200 250 300 350

Tensão Normal (kPa)

Ângulo (º)

Ângulo de dilatância residual (º) Ângulo de atrito residual (º) Ângulo residual (º)

Figura 6.28 - Comportamento dos parâmetros friccionais cinéticos na Fase VI.

6.5 - ENVOLTÓRIAS DE RESISTÊNCIA DO MODELO ESTRUTURAL

A Fase I do comportamento do solo estruturado é de especial importância neste

trabalho, uma vez que nesta fase tem-se presente a coesão por cimentação no material.

Esta coesão é de fundamental importância para o estudo da estabilidade de cortes

verticais, como exposto no início do trabalho. Na figura 6.29, apresenta-se o

comportamento superposto da mobilização do atrito estrutural estático e da coesão

estrutural, determinados para cada nível de tensão. Nesta apresentação, foi considerado

o limite da tensão normal o valor da tensão normal de plastificação, calculada em

111

246,33kPa no item anterior. O ângulo de atrito estrutural adotado para este nível de

tensão foi o mesmo determinado para a tensão normal de 200kPa.

A envoltória de resistência total da Fase I mostra-se não linear, sendo ajustada

por uma função polinomial do segundo grau, com concavidade voltada para baixo. De

acordo com a configuração desta envoltória, os efeitos combinados de atrito e coesão

mostram-se magnificados para o nível de tensão em torno de 70kPa. Após este nível de

tensão normal, devido a queda brusca de coesão com o aumento da tensão normal, a

envoltória mostra que a resistência líquida diminui sensivelmente com o aumento da

tensão.

y = -0,0051x

+ 0,7097x + 294,88

100

150

200

250

300

350

0 50 100 150 200 250 300

Tensão Normal (kPa)

Tensão Cisalhante (kPa)

Coesão estrutural (kPa) Resistência por Atrito Estático (kPa)

Resistência Total (kPa)

Figura 6.29 - Envoltória de resistência do modelo estrutural na Fase I.

A função polinomial que se apresenta no ajuste deste modelo, seria a função que

deveria ser utilizada em estudos de solos estruturados, quando a parcela coesiva é de

fundamental importância para a estabilidade do sistema. Atendendo o escopo principal

deste trabalho, este modelo pode ser diretamente aplicado no estudo dos cortes verticais,

muito comuns nas periferias das cidades.

A função polinomial apresentada pode ser reescrita na forma

)tan()(

eennee

ψφσστ

++−= (6.9)

112

onde

é a resistência ao cisalhamento na Fase I, c

é a coesão verdadeira estrutural, m

um coeficiente de minoração da coesão,

a tensão normal no plano de cisalhamento,

o atrito estático estrutural e

a dilatância estrutural.

Para o caso em questão, os parâmetros da envoltória estrutural estão

apresentados na Tabela 6.5.

Tabela 6.5 - Parâmetros do Modelo Estrutural - Fase I

Descrição Valor Unidade

Coesão estrutural verdadeira 294,88

kN/m

Coeficiente de minoração da coesão -0,0051

/kN

Ângulo de atrito estático estrutural 35,3

(º)

Para as fases de comportamento seguinte, com base nos parâmetros do modelo

estrutural, foi possível determinar os pares de tensão (cisalhante e normal) no final das

Fase II e IV. Os resultados estão apresentados na Figura 6.30.

y = 2,3436x + 70,165

y = 0,6632x + 28,575

y = -0,0051x

+ 0,7097x + 294,88

100

200

300

400

500

600

700

800

0 100 200 300 400 500 600 700 800

Tensão Normal (kPa)

Tensão Cisalhante (kPa)

Resistência Fase I Resistência Fase II Resistência Fase IV

Figura 6.30 - Envoltórias de resistência do modelo estrutural.

113

Face a dificuldade de se encontrar uma função de ajuste para esses pares, a

função linear foi adotada de forma ilustrativa. Esse procedimento expedito possibilitou

identificar que o ângulo de atrito no final da Fase II, ou seja, no pico de resistência foi

da ordem de 67 graus e que o ângulo de atrito no final da Fase IV, ou seja, na fase

residual, foi da ordem de 34 graus.

6.6 - CONSIDERAÇÕES GERAIS

O critério de Mohr-Coulomb tem sido a ferramenta mais comum para obtenção

da coesão de solos e rochas brandas. Com a adoção deste procedimento, a coesão passa

a ter um caráter puramente matemático, sendo quantificada através do intercepto com o

eixo das ordenadas de uma função de ajuste, previamente escolhida em função dos

dados de ensaios e nível de tensão de interesse.

Buscando uma alternativa mais adequada para determinação deste importante

parâmetro geotécnico, um novo modelo de comportamento foi aqui apresentado para os

solos estruturados. Com base no modelo conhecido por Dente de Serra, este novo

modelo foi denominado Modelo Estrutural sendo a coesão denominada coesão

estrutural.

O interesse particular contido neste trabalho era o de determinar o valor

verdadeiro da coesão de solos estruturados. Com base no modelo estrutural proposto, foi

possível avaliar que esse parâmetro parece sensível ao nível de tensão normal aplicado

na fase de compressão do ensaio de cisalhamento direto. Essa sensibilidade é sentida

nos resultados e comportamentos verificados nas fases de cisalhamento.

Determinando a coesão estrutural para os níveis de tensão 100, 150 e 200kPa, foi

possível identificar um comportamento não linear, indicando haver um processo de

degradação geometricamente progressivo da cimentação com o aumento da tensão

normal na fase de compressão.

Aplicando uma função de ajuste, que no caso em questão foi uma função

polinomial de segundo grau, foi possível apresentar um novo procedimento para

quantificar a coesão verdadeira do solo, definida para o nível de tensão normal igual a

zero.

114

Para coesão estrutural nula, utilizando a mesma função polinomial, foi possível

identificar a tensão normal que quebraria todos os pontos cimentados ainda na fase de

compressão. Essa tensão foi denominada tensão normal de plastificação e representa

dizer que para tensões acima deste valor o solo, anteriormente estruturado, encontra-se

desestruturado. Para tensões abaixo desse valor, o solo mantém-se estruturado, sendo

que o número de pontos cimentados degradados será tanto menor quanto maior for a

diferença entre a tensão normal aplicada e a tensão normal de plastificação.

Após desestruturado o solo na Fase I, seja por compressão ou cisalhamento, na

Fase II, verifica-se uma forte componente de dilatância associada ao dente de serra

estrutural cujos dentes são os próprios grãos de areia. Concomitante com a elevada

aspereza dos grãos, o ângulo de atrito total é da ordem de 70 graus. Esse

comportamento é muito importante do ponto de vista prático da engenharia, ou seja,

mesmo após haver a quebra da cimentação na zona de cisalhamento no final da Fase I,

as matrizes segmentadas remanescente ainda estão estruturadas e condicionam uma

resistência ao cisalhamento consideravelmente alta. Isto, graças aos dentes de serra

formados pelos grãos de areia, proporcionando elevada angulosidade e aspereza na zona

cisalhante. Nos ensaios realizados pode-se observar que o pico de resistência ocorre na

Fase II, ou seja, já com a perda total da cimentação na zona de cisalhamento.

Com os resultados obtidos dos ensaios, na Fase IV foi possível verificar uma boa

sensibilidade do ângulo de atrito residual com o nível de tensão. Para os níveis de tensão

normal 100 e 150kPa os valores foram de 36 e 47 graus, respectivamente. No entanto,

para os níveis 200 e 300kPa, os valores foram típicos de materiais não cimentados, ou

seja, em torno de 30 graus. Este comportamento mostra que mesmo para grandes

deformações a envoltória de resistência residual seria não linear em solos estruturados,

diferentemente do que ocorre para os solos não cimentados. Possivelmente, este

comportamento está associado aos resíduos remanescentes de cimento nos grãos. Este

efeito seria mais pronunciado para níveis baixos de tensão e menos significativo para

tensões normais mais elevadas.

O estudo da envoltória de resistência do modelo estrutural na Fase I possibilitou

finalizar este trabalho, demonstrando que superposição dos efeitos do atrito estrutural

estático e da coesão estrutural condiciona um comportamento não linear modelado por

uma função polinomial de segundo grau com a concavidade voltada para baixo.

115

Inicialmente as contribuições majoram a resistência total até um determinado nível de

tensão normal. Após este nível, a resistência total mostrou-se decrescer sensivelmente

com acréscimo do nível de tensão normal.

Apresenta-se então uma expressão para modelagem do comportamento de solos

estruturados, semelhante a de Mohr-Coulomb, porém acrescida de uma parcela de

minimização da coesão, função quadrática da tensão normal. Esta expressão pode ser

facilmente acoplada nos métodos adotados nos estudos de estabilidade de cortes

verticais e obras gerais de engenharia geotécnica.

Capítulo 7

CONCLUSÕES E SUGESTÕES PARA NOVAS PESQUISAS

7.1- CONCLUSÕES FINAIS

O ângulo de atrito tem sido tratado basicamente como um parâmetro,

esquecendo-se sua representatividade física, ou seja, o ângulo de atrito de um objeto

nada mais é do que o ângulo de inclinação do plano que este está apoiado durante o seu

movimento. Traduzindo essa informação para o sistema matricial composto por grãos, o

atrito nada mais é que um processo de dilatância sobreposto. No contato dos grãos tem-

se uma dilatância local, convenientemente denominada de atrito grão-grão. Entre os

grãos tem-se uma dilatância em escala maior, adequadamente denominada de dilatância.

Muito pouco se sabe sobre as tensões nos contatos dos grãos. Este sistema é

extremamente complexo e modelos aproximados podem ser ponderadamente adotados.

Numa análise inicial realizada nesta dissertação, pode-se observar que a plastificação

nos contatos pode ocorrer para níveis práticos de tensões de engenharia em solos

granulares. No entanto, é importante realçar que os contatos ocorrem nas cristas das

asperezas, ou seja, o raio representativo dos grãos para análise da plastificação no

contato é o raio representativo da ondulação presente na superfície.

Neste trabalho foi proposto que mesmo na ocorrência de plastificação, essa não

induz solda fria mas sim uma ondulação na superfície, que no caso do quartzo seria de

26,6 graus.

O movimento de rotação ou deslizamento está condicionado a angulosidade,

posição inicial e tamanho dos grãos. Face a tendência randômica dessas características,

pode-se concluir que os grãos se movimentam segundo processos conjugados de

deslizamento e rolamento. Estes processos podem ser individualmente mais relevantes

em cada situação particular inicial e de grandes deformações.

117

A aplicação da mecânica dos solos convencional parece não ser razoável para

uma avaliação mais detalhada do comportamento de solos estruturados. Diferentemente

dos solos convencionais, os solos estruturados podem se apresentar sob elevados índices

de vazios e propiciar rupturas muito bruscas, bem mais perigosas que as dos solos

colapsíveis, principalmente em condições não drenadas. O disperso grau de cimentação

e o estado granulométrico propiciam a formação de pontos cimentantes com diversos

graus de resistência. Este fato tende a gerar muita dificuldade na determinação mais

precisa do ponto de plastificação, considerado como o estado de tensão que leva o

material a perda total da cimentação no plano de ruptura, cisalhamento ou mesmo na

fase de compressão.

Parece ser consensual a existência de uma zona de transição entre o estado

intacto perfeito e o estado plastificado. Para fins práticos de engenharia, o ponto de

plastificação é definido com base nos resultados de ensaios oedométricos e de

cisalhamento, quando pode ser observado um comportamento diferencial nas curvas

tensão normal versus índice de vazios e tensão desvio versus deformação axial,

respectivamente.

Considerando que após a plastificação o material pode desagregar em forma de

grumos (grãos cimentados) e/ou ainda manter uma elevada aspereza superficial

proveniente da cimentação remanescente, o estado granulométrico final e o grau de

aspereza dos grãos é definido pelo nível de tensão e pelo grau da cimentação. Assim, o

estabelecimento de um estado crítico para solos estruturados está condicionado a casos

específicos não sendo ainda possível fazer uma generalização, como ocorre para os

solos sem cimentação.

De um estudo comparativo, foi possível avaliar semelhanças e diferenças entre o

mesmo solo sem cimento e cimentado. As semelhanças estão mais presentes nos

deslocamentos horizontais que proporcionam as resistências de pico e residuais de

ambos materiais. Percebe-se também uma semelhança do deslocamento horizontal

necessário para início da dilatância.

As divergências estão presentes nas resistências de pico e residuais, sendo bem

mais significativas na resistência de pico. Uma diferença importante está relacionada

com o comportamento da envoltória de resistência, côncava para baixo para os solos

sem cimento e côncava para cima para os solos cimentados. A utilização de envoltórias

118

lineares mostrou-se muito limitada para aplicação em estudos práticos de campo.

Contudo, uma rápida pesquisa possibilitou mostrar que a função polinomial de segundo

grau seria recomendada na quantificação da envoltória de resistência de ambos os solos.

O modelo Dente de Serra mostra-se uma ferramenta eficiente e interessante para

tratar os mecanismos de processos de ruptura de solos granulares. As análises

possibilitaram observar que o nível de tensão tem uma influência grande na dilatância e

na resistência residual. Dentro da faixa de tensões estudada, o ângulo de dilatância de

pico sofreu uma queda de 7 graus e o ângulo de atrito grão-grão residual alcançou

valores muito baixos, bem aquém do determinado para o quartzo puro (26,6 graus).

Os resultados também indicaram que o nível de tensão tem influência sobre o

atrito grão-grão de pico. O valor deste parâmetro mostrou-se com baixa variabilidade na

faixa de tensão entre 100 e 200kPa, mas apresentou uma tendência nítida de queda para

níveis superiores a 300kPa.

A superposição dos mecanismos de resistência no pico mostraram que o atrito

grão-grão tem grande participação na resistência total. Uma fato interessante que pôde

ser ainda observado é que sua envoltória de resistência é não linear e paralela a

envoltória de resistência total do modelo Dente de Serra.

O critério de Mohr-Coulomb tem sido a ferramenta mais comum para obtenção

da coesão de solos e rochas brandas. Com a adoção deste procedimento, a coesão passa

a ter um caráter puramente matemático, sendo quantificada através do intercepto com o

eixo das ordenadas de uma função de ajuste, previamente escolhida em função dos

dados de ensaios e nível de tensão de interesse. Esta função traz de forma implícita as

contribuições da coesão e da resistência friccional, sem fazer a separação dos mesmos

no processo de ruptura.

Buscando uma alternativa mais adequada para determinação deste importante

parâmetro geotécnico, um novo modelo de comportamento foi aqui apresentado para os

solos estruturados. Com base no modelo conhecido por Dente de Serra, este novo

modelo foi denominado Modelo Estrutural sendo a coesão denominada coesão

estrutural.

O interesse particular contido neste trabalho era o de determinar o valor

verdadeiro da coesão de solos estruturados para desenvolver de forma mais adequada

análises de estabilidade de cortes verticais. Com base no modelo estrutural proposto, foi

119

possível avaliar que esse parâmetro parece sensível ao nível de tensão normal aplicado

na fase de compressão do ensaio de cisalhamento direto. Essa sensibilidade é observada

nos resultados e comportamentos verificados nas fases de cisalhamento.

Determinando a coesão estrutural para os níveis de tensão 100, 150 e 200kPa, foi

possível identificar um comportamento não linear, indicando haver um processo de

degradação geometricamente progressivo da cimentação com o aumento da tensão

normal na fase de compressão.

Aplicando uma função de ajuste, que no caso em questão foi uma função

polinomial de segundo grau, foi possível apresentar um novo procedimento para

quantificar a coesão verdadeira do solo, definida para o nível de tensão normal igual a

zero. Diferentemente do critério de Mohr-Coulomb, neste ajuste tem-se implícito apenas

a parcela coesiva do sistema.