Análise do potencial de liquefacção de areias com finos

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1 Análise do potencial de liquefacção de areias com finos Influência de finos não plásticos na resistência à liquefacção da Areia de Coimbra: Ensaio laboratorial e modelação numérica Francisco Paes de Vasconcelos Santos Marques Dissertação para obtenção do grau de Mestre em Engenharia Civil Júri Presidente: Doutor José Manuel Matos Noronha da Câmara Orientador: Doutor Jaime Alberto dos Santos Co-Orientador: Doutor Rui Pedro Carrilho Gomes Vogal: Doutor Paulo Alexandre Lopes de Figueiredo Coelho Dezembro de 2011

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3 Pedras no caminho? Guardo todas, um dia vou construir um castelo Fernando Pessoa Aos meus pais e à Carmen I

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5 Resumo A liquefacção de solos é dos fenómenos mais temidos em Engenharia Geotécnica, pois a enorme perda de resistência e rigidez do solo induzida pelo excesso de pressão intersticial gerado tem efeitos devastadores. Como os sismos passados demonstram, a liquefacção é um risco sério em Portugal, devido às características sísmicas, hidrogeológicas, geotécnicas e demográficas do território. Muitos conceitos básicos sobre a iniciação, progresso e mitigação da liquefacção continuam inexplicados, o que impede a criação de uma definição unívoca para o fenómeno. O trabalho desenvolvido nesta tese incidiu na caracterização física e mecânica dos solos estudados através de ensaios experimentais. Nomeadamente, foram realizados ensaios triaxiais e ensaios cíclicos de torção, em condições não drenadas, sobre a Areia de Coimbra e sobre uma areia siltosa que é constituída pela Areia de Coimbra com 20% de finos não plásticos. Desta forma procura-se avaliar o efeito da presença de finos não plásticos, da tensão efectiva de confinamento inicial e da compacidade relativa na resistência à liquefacção da Areia de Coimbra. Realizou-se ainda simulação numérica dos ensaios experimentais recorrendo ao programa GEFDYN desenvolvido pela École Centrale Paris que incorpora a lei constitutiva de Hujeux. Desta forma procura-se evidenciar os parâmetros do modelo que são afectados pela presença de finos não plásticos no solo. Palavras-chaves Liquefacção Areias Finos não plásticos Modelo elastoplástico cíclico III

6 ABSTRACT The soil liquefaction is one of the most feared phenomena in the field of Geotechnical Engineering, since the lost of the soil s resistances and stiffness, due to the increase of the water pore pressure, causes severe damages effects. Previous earthquakes have already shown that liquefaction hazard is very high in Portugal, due to seismic, hydrogeological, geotechnical and demographic s characteristics of its territory. Many basic concepts of the initiation, development or mitigation of the liquefaction phenomena are still unexplained, which prevents the creation of a unique definition of the liquefaction phenomena. The work developed in this thesis focus on the characterization of sands, through experimental testing. In specifically, undrained triaxial and cyclic torsion shear tests were made on the Coimbra Sand and on a silty sand made by Coimbra Sand with 20 % of non-plastic fines. Doing this, the goal is to analyze the effects of non-plastic fines, initial effective confining pressure and relative density on the liquefaction resistance. A numerical simulation of the undrained monotonic triaxial compression and undrained cyclic torsional shear test were also made using the GEFDYN software, developed in the École Centrale Paris, which included the Hujeux constitutive law. The goal was to seek the parameters of the model that are affected with the presence of the fines on the soil. Keywords Liquefaction Sands Non-Plastic fines Cyclic Elastoplastic model IV

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8 AGRADECIMENTOS Este trabalho, que serve como prova final para a minha formação para Mestre em Eng.º Civil, exigiu, da minha parte, uma enorme dedicação e um esforço pessoal. Nunca teria sido possível completar este trabalho sem apoio e compreensão de inúmeras pessoas. Ao Prof. Jaime Alberto dos Santos, orientador da minha tese, agradeço pela oportunidade, que me foi dada, de poder participar neste trabalho de investigação e que demostrou ser bastante desafiador e recompensador para a minha formação científica na Área de Geotecnia. Agradeço-lhe também todo o apoio experimental, incentivo e conhecimentos que me foram transmitidos, no decorrer deste trabalho. Ao Prof. Rui Carrilho Gomes, co-orientador da minha tese, fica um forte agradecimento pelo apoio que me foi dado na parte da modelação numérica, principalmente na execução e interpretação das simulações. Além disso, queria-lhe agradecer pela sua total disponibilidade e ajuda na interpretação dos resultados experimentais. Ao Prof. Paulo Coelho, do Departamento de Engenheira Civil da FCTUC (Universidade de Coimbra), queria-lhe agradecer pelo fornecimento da Areia de Coimbra e de trabalhos científicos já realizados acerca este material. Agradeço-lhe também total disponibilidade e dedicação na procura de uma material que pudesse ser usado como fino não plástico. Ao Sr. José Alberto, técnico de laboratório de Geotecnia do IST, manifesto o meu profundo agradecimento pelo empenho, dedicação, paciência, transmissão de conhecimentos e total disponibilidade na realização dos ensaios triaxiais e na caracterização dos solos. Sem a sua disponibilidade, muito dificilmente teria realizado os ensaios experimentais. Gostaria de agradecer á Doutora Isabel Lopes o incentivo que me deu para a realização dos ensaios experimentais. Fico bastante grato com pela contribuição e ajuda do Eng.º João Camões Lourenço na montagem e realização dos ensaios de torção cíclica, na reinterpretação dos meus dados experimentais e sugestões dadas para a elaboração desta tese. Queria agradecer a amizade e todo o apoio dado, ao longo do curso, dos meus colegas José João Saraiva, Frederico Henriques, Pedro Pedroso e muitos outros. A todos os meus amigos fora do IST, agradeço a amizade e a total compreensão pelas minhas ausências forçadas, devido ao estudo a realização deste trabalho. Em particular, agradeço muito ao meu grande amigo Eduardo Banito pela amizade, compreensão, incentivo e sugestões que me deu na elaboração deste trabalho. VI

9 Gostaria de agradecer a minha família, principalmente aos meus pais e meus irmãos, por todo o apoio e ajuda que me deram, não só neste trabalho, mas ao longo dos anos. Sem o apoio deles e amor incondicional, nunca conseguira ultrapassar certos obstáculos e dificuldades que foram aparecendo em determinadas fases da minha vida. Por isso, fico-lhes bastante grato. Finalmente, gostaria de dar uma palavra de agradecimento e gratidão à minha namorada, Carmen, pelo apoio, amor, amizade, compreensão que me deu e pela enorme paciência que teve comigo nos momentos mais difíceis do curso e na realização deste trabalho. VII

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11 1 Introdução Enquadramento Âmbito do Trabalho Trabalho desenvolvido Estrutura da Tese Comportamento dos solos Resistência ao corte de uma areia Compacidade relativa Comportamento dos solos sob a acções cíclicas em estado de corte simples. 5 3 Liquefacção Introdução Análise da susceptibilidade de um solo à liquefacção Critério Geológico Critério de Composição do solo Critério baseado no estado inicial do solo Linha do Estado Crítico em condições drenadas (LEC) e a influência do índice de vazios na relação tensão deformação Linha de Steady-State (SSL) Comparação entre a LEC e a SSL Critério de carregamento Solo sujeito a carregamento monotónico Solo sujeito a carregamento cíclico Caracterização da resistência à liquefacção de um solo Influência de finos não plásticos na resistência à liquefacção Introdução Influência do aumento de finos no e da resistência cíclica do solo Incerteza do papel dos finos não plásticos na resistência à liquefacção Caracterização física dos materiais em estudo Areia de Coimbra Introdução Caracterização física da Areia de Coimbra Introdução Granulometria IX

12 Outros parâmetros de caracterização física Método de deposição de material para a preparação de provetes com diferentes índices de vazios Areia Siltosa Introdução Densidade de partículas sólidas Granulometria Análise granulométrica do Pó de Rocha Análise granulométrica da Areia Siltosa Índice de Plasticidade do Pó de Rocha Pesos volúmicos secos mínimo e máximo da Areia Siltosa Introdução Peso volúmico seco mínimo Peso volúmico seco máximo Compacidade relativa Areia Siltosa vs Areia Coimbra Método de deposição de material para a preparação de provetes com diferentes índices de vazios Descrição dos ensaios laboratoriais realizados Introdução Ensaios triaxiais não drenado com carregamento monotónico Introdução Equipamento Ensaio triaxial consolidado e não drenado (CU) Fases do ensaio Comportamentos não drenado de uma areia Procedimentos Ensaio triaxial de torção cíclica Introdução Trajectória das tensões. Calculo das tensões e das extensões Equipamento Resultados tipos de um ensaio de torção cíclica Procedimentos Resultados experimentais Ensaio triaxial não drenado Introdução X

13 6.1.2 Areia de Coimbra Areia Siltosa Comparação de resultados Estimativa das LEC s dos materiais estudados Ensaio de Torção cíclica, em condições não drenadas Introdução Areia de Coimbra Areia Siltosa Comparação de resultados Modelação numérica Introdução Lei constitutiva elastoplástica de Hujeux Identificação dos parâmetros da lei de Hujeux Classificação dos parâmetros Parâmetros elásticos Parâmetro Parâmetro Parâmetro Parâmetros plásticos e do estado crítico Parâmetro Parâmetro Parâmetro Parâmetro Parâmetros de endurecimento Parâmetros e Parâmetros Parâmetros Parâmetros do Estado inicial Pressão crítica inicial Resultados Aplicação aos Ensaios Triaxiais Areia de Coimbra Areia Siltosa Considerações finais XI

14 7.4.2 Aplicação aos ensaios de Torção Cíclica Areia de Coimbra Areia Siltosa Conclusão Conclusões e desenvolvimentos Conclusões Desenvolvimentos futuros Bibliografia XII

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16 ÍNDICE DE FIGURAS Figura 1.1 Colapso de um conjunto de apartamentos em Niigata, Japão, devido ao fenómeno da liquefacção do subsolo durante o sismo de Niigata, em 1964 (National Geophysical Data Center, US)... 1 Figura 1.2 Colpaso da ponte Showa o sismo de Niigata, em 1964 (National Geophysical Data Center, US)... 2 Figura 2.1 Definição da envolvente de rotura com vários estados de tensão... 4 Figura 2.2 Ciclo Histerético, módulo de rigidez tangente, e secante (... 6 Figura 2.3 Conceito de Amortecimento... 6 Figura 2.4 Relação tensão-deformação de um solo tipo sujeito a carregamento cíclico (Vucetic 1994) - a) Zona A (muito pequenas deformações); b) Zona B (pequenas deformações); c) Zona C (médias a grandes deformações)... 7 Figura 2.5 Curva de rigidez e de amortecimento dependentes da distorção para solo não plástico (Ishibashi e Zhang 1993)... 8 Figura 3.1 Exemplo de Lateral Spreading, num terreno ligeiramente inclinado Sismo de Christchurch, Nova Zelândia, em 2010 (Wikipédia) Figura 3.2 Ensaio não drenado com volume constante, em solo saturado (adaptado de Castro e Poulos, 1977 e citado por Todo-Bom,2008) Figura 3.3 Limites granulométricos para a susceptibilidade à liquefacção (adaptado de Terzaghi et al,1996) Figura 3.4 Curvas tensão deformação e tensão-índice de vazios para areia soltas e densas com mesma pressão de confinamento (Kramer,1996) Figura 3.5 Comportamento do solo granular em condições drenadas no plano e p (Kramer,1996) Figura Resultados obtidos em duas amostra da mesma areia: uma inicialmente no estado solto e outra no estado denso (Santos, 2009) Figura 3.7 Comportamento drenado e não drenado no gráfico (Kramer, 1996) Figura 3.8 Hipótese inicalmente considerada para a analise da suspectibilidade da liquefacção de um solo, em ensaios drenados. (Kramer ;1996) Figura 3.9 Liquefacção, liquefacção limitada e dilatância em ensaios triaxiais monotónicos em condições não drenadas ( Kramer,1996) Figura Critério de estado do solo para a avaliação da susceptibilidade à liquefacção com efeitos de fluxo, em ensaios triaxiais não drenados. (Kramer,1996) Figura 3.11 Exemplo de liquefacção para carregamento monotonico (Kramer 1996) Figura 3.12 Definição da linha de superficie de liquefacção com efeitos de fluxo (Kramer,1996) Figura 3.13 Linha FLS (Adaptado de Kramer,1996) Figura 3.14 Zona de susceptibilidade dos efeitos de fluxo no carregamento ciclico (Adaptado de Kramer,1996) XIV

17 Figura Zona de susceptibilidade dos efeitos de mobilidade ciclica, para carregamentos ciclicos (Adaptado de Kramer,1996) Figura 3.16 Vários tipos de iniciação de liquefacção com efeito de mobilidade cíclica (Adaptado de Kramer, 1996) Figura Resultados de um ensaio de torção cíclica isotropicamente consolidado. (a) areia solta (b) areia densa (Kramer,1996) Figura Tensão de cortes cíclicas, e número de ciclos necessários para iniciar a liquefacção, N, em provetes isotropicamente consolidados da areia do rio Sacramento (Kramer,1996) Figura Evolução da CSR com o número de ciclos, da areia Toyoura com finos, para várias compacidades relativas, obtidas no ensaio de torção cíclica ( Nabeshima, 2002).. 24 Figura Variação dos índices de vazios máximo e mínimo e da compacidade relativa da areia Yatesville com índice de vazios de 0.76 (Adaptado de Polito (2001) e citado por Todo-Bom (2008)) Figura 3.21 Variação da resistência cíclica e da compacidade relativa da areia Monterey para amostras preparadas com um índice de vazios de Polito (2001) e retirado de Todo- Bom (2009) Figura 3.22 Comparação de vários trabalhos com a resistência cíclica normalizada, que afirmam o decréscimo do mesmo em função do aumento da percentagem de silte (Todo- Bom,2009) Figura 4.1 Curva granulométrica da Areia de Coimbra Figura 4.2 Comparação da curva granulométrica utilizada neste trabalho com a que foram obtidas nos ensaios de peneiração de Santos (2009) e Cunha (2010) Figura 4.3 Esquema do molde + membrana antes da deposição do material (Rees 2010) Figura 4.4 Método de deposição de material para provetes de Areia de Coimbra com índices de vazios de Figura 4.5 Método de deposição de material para provetes de Areia de Coimbra com índices de vazios de Figura 4.6 Esquema do ensaio de sedimentação Figura 4.7 Solução aquosa em suspensão e hidrométro Figura Curva Granulométrica do Pó de Rocha Figura 4.9 Curva Granulométrica da Areia Siltosa e sua comparação com a da Areia de Coimbra Figura 4.10 Molde e funil utilizados Figura 4.11 Deposição da Areia Siltosa para a obteção de provetes Figura 5.1 Equipamento Triaxial - a) Esquema ; b) Fotografia Figura 5.2 Controlador de pressão - volume Figura 5.3 Equipamento de aquisição a) Computador ; b) Transdutor Figura 5.4 Programa GDSLAB v2.1.2 a) Monitorização do sistema b) Representação gráfica da carga axial vs deformação axial, em tempo real XV

18 Figura 5.5 Câmara Triaxial a) Fotografia da câmara triaxial e prensa ; b) Esquema pormenorizado da câmara triaxial (Santos 2010) Figura 5.6 Esquema da fase consolidação e de corte, no ensaio do tipo CU Figura 5.7 Tipos de comportamento não drenado da areia, no plano - (Adaptado de Rees 2010) Figura 5.8 Ensaio de torção cíclica (Santos; 1999) Figura 5.9 Torção Simples (Santos 1999) Figura 5.10 Distribuição das tensões aplicadas, nas facetas horizontal e vertical do provete (Santos,1999) Figura 5.11 Circulo de Mohr, em termos de tensões totais ( Santos, 1999) Figura 5.12 Equipamento de Torção cíclica Figura 5.13 a) Desenho esquemático da prensa e da câmara triaxial (Santos, 1999) ; b) Fotografia da câmara triaxial no Laboratório de Geotecnia IST Figura Pormenorização do transdutor angular de precisão (Santos 1999) Figura 5.15 Painel de controlo de pressões Figura a) Computador e equipamento de aquisição b) Software de aquisição Figura 5.17 Máquina Hidráulica Figura 5.18 Painel de controlo do ensaio de torção cíclica Figura 5.19 Exemplo de gráficos obtidos num ensaio de torção cíclica, na areia Toyoura com Dr=40% (Nabeshima, 2002) Figura Geração de em função de, num ensaio de torção cíclica. (DeAlba et al;1975 e referido em Kramer,1996) Figura 6.1 Resultados do ensaio TXAC_e0.71/p 50 : a) - ; b) - ; c) Figura 6.2 Resultados do ensaio TXAC_e0.73/p 200 : a) - ; b) - ; c) Figura 6.3 Resultados do ensaio TXAC_e0.52/p 50: a) - ; b) - ; c) Figura 6.4 Resultados do ensaio TXAC_e0.53/p 200: a) - ; b) - ; c) Figura 6.5 Sobreposição dos resultados dos primeiros ensaios triaxiais não drenados realizados na Areia de Coimbra a) - (solto); b) - (denso); c) - ; d) Figura 6.6 Evolução da pressão intersticial (absoluta) e sua variação - a) TXAC_e0.52/p 50; b) TXAC_e0.53/p Figura 6.7 Sobreposição dos resultados dos ensaios triaxiais não drenados realizados na Areia de Coimbra no plano - ; Figura 6.8 Resultados do ensaio TXAC_e0.54/p 50_SEM_CAVI: a) - ; b) - ; c) Figura 6.9 Provete triaxial de Areia de Coimbra (denso). Após o colapso, é visível a formação de superfície de rotura Figura 6.10 Sobreposição dos resultados dos ensaios triaxiais da Areia de Coimbra (Denso) que tiveram ou não cavitação - a) - ; b) - ; c) - ; d) - ; Figura 6.11 Estimativa de da Areia de Coimbra,por regressão linear XVI

19 Figura 6.12 Resultados obtidos para e=0.74 e e=0.54 da Areia de Coimbra para pressões de confinamento de 50,200 e 400 kpa - a) - de e=0.74 ; b) - de e=0.54 ; c) - ; d - (Santos 2009) Figura 6.13 Resultados do ensaio TXAS_e0.67/p 50: a) - ; b) - ; c) Figura 6.14 Resultados do ensaio TXAS_e0.63/p 200: a) - ; b) - ; c) Figura 6.15 Resultados do ensaio TXAS_e0.54/p 200: a) - ; b) - ; c) Figura 6.16 Sobreposição dos resultados dos ensaios triaxiais não drenados realizados na Areia Siltosa: a) - ; b) - ; c) Figura 6.17 Sobreposição dos resultados dos ensaios triaxiais não drenados realizados na Areia Siltosa no plano - ; Figura Estimativa de da Areia Siltosa,por regressão linear Figura 6.19 Sobreposição dos resultados dos ensaios triaxiais não drenados realizados na Areia de Coimbra e na Areia Siltosa, no estado solto: a) - ; b) - ; c) Figura 6.20 Sobreposição dos resultados dos ensaios triaxiais não drenados realizados na Areia de Coimbra e na Areia Siltosa, com e=0.74 e para diferentes pressões de confinamento: a) - ; b) - ; c) Figura 6.21 Estimativa da LEC da Areia de Coimbra Figura 6.22 Posição relativa dos estados iniciais dos provetes de Areia de Coimbra, em relação a LEC Figura Estimativa da LEC da Areia de Coimbra Figura 6.24 Posição relativa dos estados iniciais dos provetes de Areia Siltosa, em relação a LEC Figura 6.25 Comparação entre a LEC s Figura 6.26 Resultados do ensaio AC_p 50/CSR_0.223: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 6.27 Resultados do ensaio AC_p 50/CSR_0.233: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 6.28 Resultados do ensaio AC_p 50/CSR_0.259: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 6.29 Resultados do ensaio AC_p 50/CSR_0.272: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 6.30 Resultados do ensaio AC_p200/CSR_0.225: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 6.31 Resultados do ensaio AC_p 200/CSR_0.187: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 6.32 Resultados do ensaio AC_p 200/CSR_0.150 a) - ; b) - ; c) ; d) Figura 6.33 Exemplo de determinação do para distorções na ordem dos 3 a 4 % e - a) AC_p 50/CSR_0.259 ; b) AC_p 50/CSR_ XVII

20 Figura 6.34 Exemplo de determinação do para distorções na ordem dos 3 a 4 % e - a) AC_p 200/CSR_0.225 ; b) AC_p 200/CSR_ Figura 6.35 Evolução do em função de, na Areia de Coimbra : a) ; b) Figura 6.36 Obtenção da curva média de evolução de, na Areia de Coimbra Figura 6.37 Linhas de CSR, para 50 e 200 kpa, da Areia de Coimbra com. 123 Figura 6.38 Resultados do ensaio AS_p50/CSR_0.203: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 6.39 Resultados do ensaio AS_p 50/CSR_0.151: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 6.40 Resultados do ensaio AS_p 200/CSR_0.146: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 6.41 Resultados do ensaio AS_p 200/CSR_0.108: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 6.42 Exemplo de determinação do, da Areia Siltosa, para distorções na ordem dos 4 % - a) ; b) Figura Evolução do em função de, na Areia Siltosa Figura Obtenção da curva média de evolução de, na Areia Siltosa Figura 6.45 Linhas de CSR, para 50 e 200 kpa, da Areia Siltosa com Figura 6.46 Comparação das Linhas CSR obtidas da Areia de Coimbra e da Areia Siltosa a) ; b) ; c) com as duas pressões de confinamento Figura 7.1 Forma da função de cedência em função dos parâmetros e (Gomes,2009) Figura 7.2- Relação (Gomes,2009) Figura 7.3 Evolução de e da função de cedência (Gomes, 2008) Figura 7.4 em função da percentagem de finos para a Areia Iruma (Santos,1999) Figura 7.5 a) representação da linha característica (LC) no plano (p-q) ; b) Definição do estado característico através de ensaios triaxiais drenados Figura 7.6 Calibração dos parâmetros no plano - (López-Caballero,2003) Figura 7.7 Modelação numérica do ensaio TXAC_e0.71/p 50 e respectiva comparação com a curva experimental: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 7.8 Modelação numérica do ensaio TXAC_e0.73/p 200 e respectiva comparação com a curva experimental: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 7.9 Modelação numérica do ensaio TXAC_e0.54/p 50_SEM_CAVI e respectiva comparação com a curva experimental: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 7.10 Modelação numérica do ensaio TXAS_e0.67/p 50 e respectiva comparação com a curva experimental: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 7.11 Modelação numérica do ensaio TXAS_e0.63/p'200 e respectiva comparação com a curva experimental: a) - ; b) - ; c) - ; d) d) XVIII

21 Figura 7.12 Modelação numérica do ensaio TXAS_e0.54/p 200 e respectiva comparação com a curva experimental: a) - ; b) - ; c) - ; d) Figura 7.13 LEC obtidas para areias bem caracterizadas em diversos trabalhos científicos, em escala logarítmica - a)areia Toyoura (Ishihara,1996) b) Areia Erksak (Jefferies et al, 2006) Figura 7.14 Geração veloz de pressões intresticiais para igual ou superior a unidade Figura 7.15 Modelação numérica de diversos ensaios de torção cíclica e respectivas comparações com as curvas experimentais, para p =50kPa Figura 7.16 Modelação numérica de diversos ensaios de torção cíclica e respectivas comparações com as curvas experimentais, para p =200 kpa Figura 7.17 Modelação numérica de diversos ensaios de torção cíclica e respectivas comparações com as curvas experimentais a)p =50 kpa ;b)p=200 kpa XIX

22 ÍNDICE DE QUADROS Quadro 2.1 Classificação do estado de densificação de uma areia, com base na compacidade relativa (segundo a ISSMGE)... 5 Quadro 3.1 Carregamento imposto do ensaio triaxial cíclico e de torção cíclica (Adaptado de Jefferies et al, 2006) Quadro Valores possível de (Jefferies et al, 2006) Quadro Percentagem acumulada de material que passa, obtida em Santos (2009) e Cunha (2010) Quadro Percentagem acumulados de material que passa, utilizada neste trabalho Quadro 4.3 Influência na compacidade relativa, com a variação das dimensões de um provete triaxial com dimensões teóricas de, utilizada neste trabalho 33 Quadro 4.4 Influência na compacidade relativa, com a variação das dimensões do molde grande do ensaio Proctor (dimensões teóricas de ),utilizado no trabalho de Santos (2009) Quadro 4.5 Resultados obtidos no ensaio da determinação de G do pó de rocha Quadro Dimensões das partículas e percentagens acumuladas Quadro 4.7 Resultados obtidos na determinação do peso volúmico seco mínimo Quadro 4.8 Características técnicas do ensaio de compactação efectuado Quadro 4.9 Resultados da compactação pesada Quadro 4.10 Compacidade relativa da Areia de Coimbra e da Areia Siltosa Quadro 5.1 Fase de montagem do ensaio triaxial Quadro 5.2 Fase de montagem do ensaio triaxial Quadro 6.1 Dados dos ensaios triaxiais realizados Quadro 6.2 Caracterização dos primeiros provetes triaxiais de Areia de Coimbra ensaiados 74 Quadro 6.3 Provetes triaxiais de Areia de Coimbra após o ensaio Quadro Caracterização do 5º provete triaxial de Areia de Coimbra Quadro 6.5 e finais de cada ensaio triaxial sobre a Areia de Coimbra Quadro Caracterização dos provetes triaxiais de Areia Siltosa Quadro 6.7 Provetes triaxiais de Areia Siltosa após o ensaio Quadro 6.8 e finais de cada ensaio triaxial sobre a Areia Siltosa Quadro 6.9 Valores utilizados para a estimativa da LEC da Areia de Coimbra Quadro Valores utilizados para a estimativa da LEC da Areia Siltosa Quadro 6.11 Resumo dos ensaios de torção cíclica realizados Quadro 6.12 Condição de carregamento e número de ciclos para liquefacção na Areia de Coimbra Quadro 6.13 Condições de carregamento e nº de ciclos para liquefacção na Areia de Siltosa Quadro 7.1 Domínios de variável de endurecimento,, (Gomes,2009) XX

23 Quadro 7.2- Classificação dos parâmetros da lei de Hujeux Quadro 7.3 Valores dos parâmetros de Hujeux determinados, para os ensaios triaxiais monotónico, em condições não drenadas, para Areia de Coimbra Quadro 7.4 Valores dos parâmetros de Hujeux determinados, para os ensaios triaxiais monotónico, em condições não drenadas, para a Areia Siltosa XXI

24 SIMBOLOGIA ALFABETO GREGO parâmetro empírico equação que permite relacionar o em função de escalar que controla a amplitude da dilatância, no carregamento estático escalar que controla a amplitude da dilatância, no carregamento dinâmico módulo de compressibilidade plástico distorção peso volúmico seco peso volúmico seco mínimo peso volúmico seco máximo peso volúmico da água a 20º de temperatura ponto de intersecção da LEC nos eixo do (plano deslocamento axial excesso de pressão intersticial excesso de pressão intersticial normalizada Variação de Volume deformação axial deformação radial - deformação principal máxima e mínima, respectivamente deformação distorcional deformação volumétrica deformação volumétrica elástica deformação volumétrica plástica deformação volumétrica plástica do mecanismo isotrópico deformação volumétrica plástica do mecanismo deviatórico k rotação do topo do provete declive da LEC no plano viscosidade da água raio do provete coordenadas polares tensão efectiva e total, respectivamente tensão efectiva principal máxima, média e mínima, respectivamente - tensão efectiva de confinamento inicial XXII

25 - tensão efectiva vertical inicial tensão total radial tensão total axial tensão de corte ou tangencial tensão de corte ou tangencial, em situação estática tensão de corte ou tangencial, em situação ciclica diâmetro do provete ângulo de atrito crítico ângulo de atrito crítico obtido em ensaios triaxiais de compressão ângulo de atrito crítico obtido em ensaios triaxiais de compressão ângulo de atrito correspondente a plasticidade perfeita ângulo de dilatância ALFABETO LATINO área do Provete parametros de evolução do endurecimento deviatórico - parâmetros da equação de Skempton parâmetros utilizados na correlação para obtenção de parâmetro de forma da superfície de cedência coesão dos solos parâmetros de evolução do endurecimento isotrópico - coeficiente de Uniformidade distancia entre a linha dos estados críticos (LEC) e a linha de compressão normal (LCN), no plano diâmetro das partículas no ensaio de sedimentação diâmetro das partículas correspondentes a 10% de passados diâmetro das partículas correspondentes a 60 % de passados compacidade relativa de um solo - índice de vazios - índice de vazios inicial e crítico, respectivamente - índice de vazios máximo e mínimo,respectivamente frequência módulo de distorção densidade das partículas sólidas módulo de distorção inicial módulo de distorção tangente XXIII

26 módulo de distorção secante - altura do provete - Inércia polar da secção módulo de compressibilidade volumétrica inicial declive da linha dos estados críticos no plano - momento torção declive da envolvente de rotura em ensaios triaxiais de compressão declive da envolvente de rotura, em ensaios triaxiais de extensão - massa do solo nº de ciclos de carregamento aplicados - força axial - nº de ciclos de carregamento necessários para atingir a liquefacção - tensão isotrópica efectiva - tensão efectiva inicial - tensão crítica - tensão crítica para o índice de vazios inicial peso do solo tensão deviatórica - raio do provete excesso de pressão intersticial normalizada - pressão intersticial Volume do molde volume específico coordenadas genéricas profundidade que corresponde a uma dada densidade na curva de calibração no ensaio de sedimentação SIGLAS E ABREVIATURAS cyclic stress ratio Linha dos estados críticos linha de compressão normal superficie de liquefacção com efeitos de fluxo linha de steady-state International Society for Soil Mechanics and Geotechnical Engineering American Society for Testing and Materials Areia de Coimbra Areia Siltosa XXIV

27 TXAC_eX/p Y ensaio não drenado com compressão triaxial monotónica realizado na Areia de Coimbra com índice de vazios X e para uma tensão efectiva de confinamento inicial de Y kpa. TXAS_eX/p Y ensaio não drenado com compressão triaxial monotónica realizado na Areia Siltosa com índice de vazios X e para uma tensão efectiva de confinamento inicial de Y kpa. AC_p X/CSR_Y ensaio de torção cíclica simples e não drenado realizado na Areia de Coimbra com índice de vazios próximo de 0.74 para uma tensão efectiva de confinamento inicial de X kpa e com um CSR imposto de Y. AS_p X/CSR_Y ensaio de torção cíclica simples e não drenado realizado na Areia de Coimbra com índice de vazios próximo de 0.74 para uma tensão efectiva de confinamento inicial de X kpa e com um CSR imposto de Y. XXV

28 1 Introdução 1.1 Enquadramento Historicamente, o termo liquefacção tem sido utilizado na caracterização de diversos fenómenos, originados por acções monotónicas e cíclicas, que envolviam deformações em solos granulares e saturados em condições não drenadas. Apesar da grande complexidade, é um facto que todos os fenómenos de liquefacção têm em comum a geração do excesso de pressão intersticial em condições de carregamento não drenadas. Esse excesso de pressão intersticial, quando é próximo ou igual á tensão efectiva de confinamento inicial do solo, é responsável pela perda total da resistência e que o solo tenha um comportamento líquido, ou seja, que ocorra a liquefacção. A liquefacção é um dos fenómenos que mais tem gerado receio devido aos seus efeitos destrutivos, tais como ruptura de barragens de aterro, deslizamento de terras e derrubamento de infra-estruturas. Apesar deste fenómeno já ter sido relatado em diversos sismos ocorrido ao longo dos séculos, só captou a atenção publica após o sismo de Niigata (1964), pois o fenómeno da liquefacção causou danos ou/e destruição em todo o tipo de infraestruturas modernas, como em por exemplo em edifícios (Figura 1.1), em pontes (Figura 1.2), causando assim um grande impacto económico. Figura 1.1 Colapso de um conjunto de apartamentos em Niigata, Japão, devido ao fenómeno da liquefacção do subsolo durante o sismo de Niigata, em 1964 (National Geophysical Data Center, US) 1

29 Figura 1.2 Colpaso da ponte Showa o sismo de Niigata, em 1964 (National Geophysical Data Center, US) 1.2 Âmbito do Trabalho Ao abrigo de um projecto de investigação, várias equipas de diversas universidades portuguesas, estão a caracterizar o comportamento monotónico e cíclico de uma areia mal graduada que foi designada por Areia de Coimbra. Para além de estarem presentes equipas do IST, estão presentes também equipas da Faculdade de Ciências e Tecnologia da Universidade de Coimbra, da Faculdade de Engenheira da Universidade do Porto e colaboram também investigadores da Universidade de Cambrige e do Imperial College. O trabalho desenvolvido nesta dissertação foi realizado pela equipa de investigação do IST. O principal objectivo desta equipa foi estudar a influência de finos não plásticos na resistência à liquefacção da Areia de Coimbra, quando sujeita a carregamento monotónico ou cíclico. 1.3 Trabalho desenvolvido Para estudar a influência de finos não plásticos na Areia de Coimbra, foram realizados no Laboratório de Geotecnia do IST um conjunto de ensaios triaxiais e de torção cíclica, em condições não drenadas, em dois materiais distintos: i) Areia de Coimbra e ii) Areia Siltosa - constituída por Areia de Coimbra com 20 % de finos não plásticos (silte). Foram também efectuados ensaios de caracterização física nesses dois solos. De seguida, com recurso a lei constitutiva elastoplástica, foram elaboradas simulações numéricas dos ensaios laboratoriais e foi feita a sua comparação com os resultados experimentais. 2

30 No final deste trabalho, tecem-se algumas conclusões gerais acerca da influência dos finos não plásticos no comportamento da Areia de Coimbra e definem-se novas linhas de orientação para trabalhos futuros nesta área. 1.4 Estrutura da Tese O trabalho está dividido em 6 partes. Nos capítulos 2, 3 e 4 descrevem-se os principais aspectos acerca do comportamento dos solos sob acções cíclicas, da liquefacção e da influência de finos não plásticos na resistência à liquefacção. No capítulo 5, é feita a caracterização dos materiais estudados. No capítulo 6 descrevem-se os equipamentos, as teorias e procedimentos dos ensaios triaxiais e torção cíclica. No capítulo 7 far-se-á uma análise dos resultados obtidos nos ensaios laboratoriais. No capítulo 8 apresenta-se a modelação numérica efectuada e respectiva comparação com os ensaios experimentais. Finalmente, no capítulo 9, são apresentados algumas conclusões gerias do trabalho e linhas de orientação para trabalhos futuros. 3

31 2 Comportamento dos solos 2.1 Resistência ao corte de uma areia Para descrever a rotura dos solos, recorre-se em geral ao critérios de rotura Mohr- Coulomb. Este critério permite a representação das tensões de corte ou deviatórica que um dado solo pode suportar em função da tensão normal (envolvente de rotura), funcionando como fronteira que separa os estados de tensões possíveis dos impossíveis. Segundo este critério, a resistência cresce linearmente com o aumento da tensão normal e o material atinge a rotura quando o círculo de Mohr é tangente à envolvente de rotura ( Equação 2.1): Equação 2.1 Onde representa a tensão de corte na rotura, tensão normal efectiva na rotura, representa a coesão ( tensão de corte ou resistência quando é nulo) e o ângulo de atrito ou de resistência ao corte. Em geral os solos granulares não exibem qualquer coesão efectiva. No caso de exibirem, essa coesão é muito pequena e pode ser desprezada. Assim pode-se considerar que nesses solos. Conhecendo vários estados de tensão de rotura, é possível obter, por regressão linear, uma tangente comum que define a envolvente de rotura pelo critério de Mohr-Coulomb (Figura 2.1). Figura 2.1 Definição da envolvente de rotura com vários estados de tensão No diagrama pela equação seguinte:, o critério de Mohr Coulomb, em areias pode ser representado Equação 2.2 Em que : representa a tensão isotrópica - representa a tensão deviatórica - ( no ensaio triaxial) representa a relação entre e no estado de rotura 4

32 Num ensaio triaxial de compressão, o valor do com o ângulo de atrito crítico pela seguinte equação: no estado crítico está relacionado Equação 2.3 Se o ensaio triaxial for de extensão, o valor de é dado pela seguinte equação: Equação Compacidade relativa A compacidade relativa define o intervalo de compacidades possíveis de uma determinada areia. A mesma pode ser definida em função dos pesos volúmicos secos máximo, mínimo e natural : Equação 2.5 Sabendo que, a compacidade relativa pode ser dada em função dos Equação 2.6 Segundo a ISSMGE (International Society for Soil Mechanics and Geotechnical Engineer), é possível, clarificar o estado de compacidade de uma areia em função do índice de (Quadro 2.1): Quadro 2.1 Classificação do estado de densificação de uma areia, com base na compacidade relativa (segundo a ISSMGE) Descrição Muito solta Solta Média Compacta Muito Compacta 0-20% 20% -40% 40% - 60% 60%-80% 80%-100% 2.3 Comportamento dos solos sob a acções cíclicas em estado de corte simples Em estado de corte simples, a rigidez de um solo pode ser descrito através do modulo de distorção, que relaciona a variação de tensão de corte com a variação de distorção: Equação 2.7 Em geral, quando um solo é submetido a um carregamento cíclico simétrico, exibe ciclos histeréticos como o que está representado na Figura 2.2. Ao longo do ciclo histerético o modulo de distorção não é constante, pois a inclinação varia com a distorção, sendo possível definir em cada ponto do ciclo um módulo de distorção tangente (Figura 2.2). Contudo é 5

33 possível identificar um valor médio para módulo de distorção que consiste no declive da recta que une os pontos extremos do ciclo histerético - módulo de distorção secante (Figura 2.2 e Equação 2.8). Figura 2.2 Ciclo Histerético, módulo de rigidez tangente, e secante ( Equação 2.8 A área do ciclo histerético está relacionada com a energia dissipada pelo solo em cada ciclo. Essa energia dissipada pode ser caracterizada pelo coeficiente de amortecimento (Figura 2.3). Figura 2.3 Conceito de Amortecimento Equação 2.9 Em que corresponde à energia de deformação durante um ciclo, a energia de pico durante um ciclo 6

34 Quando um solo é sujeito a um determinado carregamento cíclico, 3 zonas de comportamentos poderão ser identificadas na relação tensão-deformação (Figura 2.4): Figura 2.4 Relação tensão-deformação de um solo tipo sujeito a carregamento cíclico (Vucetic 1994) - a) Zona A (muito pequenas deformações); b) Zona B (pequenas deformações); c) Zona C (médias a grandes deformações) A zona A - Figura 2.4 a) - corresponde à zona onde o solo exibe comportamento elástico linear. Este tipo comportamento só ocorre no domínio das muito pequenas deformações, ou seja, quando as perturbações impostas a solos são muito pequenas ao ponto de só ocorrerem deformações elásticas. Ao contrário das argilas, nos solos granulares essa zona é menos extensiva. O parâmetro de referência é o modulo de distorção inicial, enquanto que o amortecimento é muito reduzido. A zona B - Figura 2.4 b) - está localizada no domínio das pequenas deformações. O solo exibe um comportamento elastoplástico reversível, descrevendo uma histerese estável no plano, pelo que as características de rigidez e de amortecimento são independentes do número de ciclos. É possível observar que o módulo de distorção secante coeficiente de amortecimento decresce e o aumentam com o crescimento da amplitude de distorção. A zona C - Figura 2.4 c) - localiza-se no domínio das médias a grande deformações. Esse domínio é essencialmente caracterizado pelo desenvolvimento de deformações plásticas permanentes e irreversíveis. Essas deformações têm maior importância à medida que se aproxima da superfície de rotura do solo. No plano os ciclos histeréticos deixam de ser estáveis e a sua evolução, para além continuarem a depender do nível de deformação, passam a depender do número de ciclos. Ocorrem grandes alterações ao nível do arranjo interno das partículas e que poderão levar a ocorrência de fenómenos de dilatância, positiva ou negativa, e de rotura do material. Um desses fenómenos é o da liquefacção dos solos que, por ser tema chave desta tese, será abordado mais adiante. A dependência da rigidez e do amortecimento do solo em função da distorção pode ser representa por meio de curvas e (Figura 2.5): 7

35 Figura 2.5 Curva de rigidez e de amortecimento dependentes da distorção para solo não plástico (Ishibashi e Zhang 1993) 8

36 3 Liquefacção 3.1 Introdução Actualmente, é bem conhecido que numa areia solta, em condições drenadas, existe uma certa tendência de adensamento quando sujeita a carregamento. Em condições não drenadas a volume constante, o carregamento dá origem a deformações plásticas que, ao serem acumuladas, induzem a geração do excesso de pressão intersticial. Com o aumento da pressão intersticial, a tensão efectiva do solo decresce, reduzindo a sua resistência. Quando as tensões efectivas se anulam, o solo entra em rotura com comportamento de um fluido. O fenómeno de liquefacção que resulta deste processo pode ser caracterizado, em termos de efeitos produzidos, em dois grupos principais: fluxo (flow liquefaction) e mobilidade cíclica (cyclic mobility). A grande diferença entre ambos está na maneira como as deformações plásticas se processam. O efeito de fluxo é, dos dois tipos possíveis de efeitos verificados no fenómeno da liquefacção, o que provoca maior devastação pois o solo, após a rotura causada pela liquefacção, não consegue adquirir um novo estado de equilíbrio. Este fenómeno ocorre quando a tensão de corte necessária para equilibrar uma determinada massa de solo é maior do que a resistência ao corte do solo no estado crítico. Este tipo de efeito é verificado apenas em solos granulares, que sejam susceptíveis a liquefacção, no estado solto. Apesar do efeito de mobilidade cíclica ser mais frequente do que o de fluxo, este tipo de efeito produz deformações menos acentuadas no solo sujeito a um evento sísmico ou por acção de carregamento. Por outras palavras, as deformações são mais controladas e o solo, após a rotura por liquefacção, consegue adquirir um novo estado de equilíbrio. Este tipo de efeito ocorre quando a tensão de corte induzida e necessária para equilibrar uma determinada massa de solo, é menor do que a resistência ao corte do solo no seu estado de crítico, pois a amplitude da acção, que origina as deformações, resulta da combinação das tensões de cortes cíclicas e estáticas. Na bibliografia inglesa, esse tipo de deformações são referenciadas como lateral spreading e podem ocorrer em terrenos ligeiramente inclinados (Figura 3.1) ou em margens de rios. Ao contrário do efeito de fluxo, a liquefacção com efeito de mobilidade cíclica pode ocorrer tanto em solos soltos e densos, sendo mais provável de ocorrer quanto menor for compacidade relativa do solo. 9

37 Figura 3.1 Exemplo de Lateral Spreading, num terreno ligeiramente inclinado Sismo de Christchurch, Nova Zelândia, em 2010 (Wikipédia) A distinção entre os dois efeitos pode ser representada com recurso a um diagrama que relaciona tensão de confinamento efectiva (p ) com o índices de vazios (e) de um ensaio não drenado de um solo saturado(figura 3.2). A linha dos estados críticos (LEC), une os pontos de índices de vazios correspondentes ao estado crítico. O estado crítico de um solo é o estado onde o solo continua a deformar-se com tensão e volume constante. Figura 3.2 Ensaio não drenado com volume constante, em solo saturado (adaptado de Castro e Poulos, 1977 e citado por Todo-Bom,2008) O efeito de fluxo é resultado da rotura de um solo no estado solto sujeito a um carregamento monotónico ou cíclico, em condições não drenadas, em que a tensão de corte induzida é superior à resistência ao corte no estado crítico do solo. Esse solo, no estado solto, estava inicialmente no ponto C e termina no ponto A. Se um solo estiver no estado denso e for sujeito a carregamento monotónico, a trajectória desloca-se de ponto D até alcançar a LEC, não havendo a ocorrência da liquefacção. Porém, se o carregamento for cíclico e não havendo variação de volume, o 10

38 aumento das pressões intersectais resulta no decréscimo de p e, a trajectória desloca-se para a esquerda do ponto D. Dependendo da magnitude do carregamento cíclico e de outros factores, a trajectória de tensões pode atingir o ponto B, que corresponde a situação de rotura (tensão de confinamento efectivas iguais ou próximas de nulas). Diz-se então que houve a ocorrência de liquefacção mas com efeitos de mobilidade cíclica no solo, pois, após a ocorrência da rotura, o solo consegue adquirir um novo estado de equilíbrio. Esse tipo de liquefacção também pode ocorrer em solos no estado solto, desde que a tensão de corte induzida não seja superior à resistência ao corte no estado crítico do solo. 3.2 Análise da susceptibilidade de um solo à liquefacção Em zonas com elevada perigosidade sísmica ou sujeitas a carregamentos monotónicos e cíclicos, é fundamental determinar onde vai ser implementada uma obra de Engenheira Civil, o respectivo potencial de ocorrência de liquefacção, isto é, se esse solo é susceptível à liquefacção. Esta análise pode ser efectuada utilizando os seguintes critérios (Kramer,1996): Histórico Geológico Composição Estado inicial Segundo Todo-Bom (2008), um solo pode ser considerando susceptível à liquefacção se satisfazer simultaneamente os critérios geológico, de composição e do estado inicial do solo Critério Geológico Este critério pode funcionar como ponto de partida na análise da susceptibilidade à liquefacção de um solo. De acordo com Youd (1991), citado por Kramer (1996), os depósitos de solos susceptíveis à liquefacção são formados em condições geológicas muito particulares. Segundo o critério geológico, todos os depósitos naturais de solos, formados por processos geológicos que depositam o solo no seu estado solto e que estão saturados previamente, devem ser classificados, como susceptíveis ao fenómeno da liquefacção Critério de Composição do solo Como a iniciação da liquefacção resulta da geração de pressão intersticial, segundo Kramer (1996), a susceptibilidade a liquefacção é influenciada pelas características da composição do solo (ex: tamanho e forma das partículas) que, por sua vez, influenciam o comportamento de variação volumétrica. A granulometria do solo é um dos parâmetros que mais contribui para a susceptibilidade à liquefacção. Em geral, é possível afirmar que solos bem graduados são menos susceptíveis à liquefacção do que solos mal graduados. Segundo Kramer (1996) isto deve-se ao facto de que, num solo bem graduado, os vazios entre partículas maiores são 11

39 preenchidos pelas menores fazendo com que o potencial variação volumétrica em solos bem graduados seja baixo. Tsushida, (1970), citado em Terzaghi et al (1996), propôs fusos granulométricos (Figura 3.3) para definir a zona de solos que seguramente são susceptíveis a liquefacção segundo o este critério (Zona 2) e também fusos que definem a existência de potencial de liquefacção (Zonas 1 e 3). Figura 3.3 Limites granulométricos para a susceptibilidade à liquefacção (adaptado de Terzaghi et al,1996) Inicialmente pensava-se que o fenómeno da liquefacção estaria só limitado às areias finas (Zona 2 na Figura 3.3). Isto porque se considerava que nas areias siltosas não seria possível a geração de pressões intersticiais suficientemente elevadas para a ocorrência da liquefacção e que os solos constituídos por areias grossas ou cascalhos teriam uma permeabilidade muito elevada para não permitir a ocorrência do fenómeno. Mais tarde, veio a verificar-se que essa conclusão não poderia ser usada como regra geral, pois à medida que o tema da liquefacção começou a ser mais estudado, ao longo da segunda metade do século XX, começou-se a verificar, in-situ e em laboratório, a ocorrência de liquefacção em solos que inicialmente nunca poderiam ser susceptíveis ao mesmo. Essas ocorrências são representadas na Figura 3.3 nas zonas 1 e 3. Na zona 2 estão incluídos os solos granulares com mais de 5 % de finos e partículas com dimensões inferiores a mm. O potencial de liquefacção destes solos depende da quantidade e da plasticidade dos finos. Se é verdade que finos plásticos aumentam a resistência de liquefacção do solo (pois não deixam as partículas da areia separarem-se entre si), o mesmo não se pode afirmar se os finos forem não-plásticos. A existência de vários trabalhos com resultados contraditórios não permitiu ainda à comunidade científica concluir se a presença de finos não-plásticos diminui ou aumenta a susceptibilidade do solo à liquefacção. Este assunto será abordado com mais detalhe no Capítulo 3.4. Na zona 3 estão incluídos os solos compostos por areias grossas e cascalhos. Terzaghi et al (1996) defendem que apesar de ser menos provável o fenómeno de liquefacção em solos compostos por areias grossas e cascalhos, tal fenómeno é possível se esses solos contiverem partículas 12

40 finas ou se existir uma camada menos permeável, o que limitará a possibilidade de dissipar pressões intersticiais Critério baseado no estado inicial do solo Tal como foi referido, mesmo que sejam satisfeitos os dois critérios anteriores, tal não significa que um determinado solo possa ser ou não ser susceptível à liquefacção. A susceptibilidade de um solo à liquefacção depende também do seu estado inicial, porque é fortemente influenciada pela sua compacidade relativa e tensões iniciais. Ao contrário dos critérios anteriores, a análise da susceptibilidade de acordo com este critério vai depender do tipo de liquefacção que se irá desenvolver Linha do Estado Crítico em condições drenadas (LEC) e a influência do índice de vazios na relação tensão deformação Durante a sua pesquisa sobre a resistência ao corte nos solos, Casagrande (1936) realizou uma série de triaxiais drenados, com deformação controlada, em amostras de areia soltas e densas. Os resultados desses ensaios demonstraram que em todas as amostras testadas, independentemente do índice de vazios inicial e submetidos à mesma pressão de confinamento, a compacidade das amostras tende a atingir um valor constante quando são submetidas a grandes deformações. Atingida essa compacidade, diz-se que o solo está no seu estado crítico que, segundo Roscoe et al (1958) e citado por Jefferies et al (2006), é o estado onde o solo continua a deformar-se à tensão e índice de vazios constante. O índice de vazios que corresponde ao estado crítico foi designado por índice de vazios crítico. Representado o estado do solo num diagrama índice de vazios-tensão de confinamento efectiva, Casagrande (1936) descobriu que de um dado solo depende unicamente da pressão de confinamento (Figura 3.4) e deu o nome de linha dos estados críticos (LEC) à linha que une os pontos dos índices de vazios críticos, em função da pressão de confinamento, de um dado solo(figura 3.5). Figura 3.4 Curvas tensão deformação e tensão-índice de vazios para areia soltas e densas com mesma pressão de confinamento (Kramer,1996) 13

41 Figura 3.5 Comportamento do solo granular em condições drenadas no plano e p (Kramer,1996) Assim, segundo a Figura 3.4, se uma areia densa for sujeita a corte, inicialmente tende a contrair-se rapidamente e atinge um valor máximo na respectiva curva tensão-deformação referente à sua resistência de pico, para deformações axiais entre 1 a 5%. Alcançado esse ponto, a amostra tende, de seguida, a expandir-se (dilatar-se) até atingir o seu estado crítico a grandes deformações. Nesta situação, é possível determinar dois tipos de ângulos de atrito: o de pico, que corresponde ao ângulo de atrito do solo no pico da curva do diagrama, e o de estado crítico para as grandes deformações. O solo é um material que existe na natureza em diversos estados, em que cada estado define como é que as propriedades intrínsecas do solo influenciam no seu comportamento (Jefferies et al,2006). Enquanto é uma propriedade intrínseca do material, é dependente das tensões de confinamento iniciais e de outros factores. Por sua vez, se uma areia solta for sujeita a corte, a areia vai sofrer contracção (densificação) contínua e a sua resistência ao corte atinge o seu máximo no estado crítico. Através do gráfico que relaciona a deformação volumétrica ( com a deformação axial ( é também fácil de definir o estado crítico uma vez que a taxa de variação de deve ser nula (Figura 3.6): 14

42 Figura Resultados obtidos em duas amostra da mesma areia: uma inicialmente no estado solto e outra no estado denso (Santos, 2009) Apesar de na altura não existirem equipamentos de medição de pressão intersticiais, Casagrande(1936), admitiu que os ensaios triaxiais com deformação controlada criariam, em condições não drenadas, excessos positivos de pressão intersticial em solos soltos e excessos negativos em solos densos, até a linha dos estados críticos ser alcançada. Esta hipótese veio mais tarde a ser comprovada experimentalmente por Castro(1969). Assim, no diagrama índice de vazios-pressão de confinamento, a linha dos estados críticos é alcançada por mudanças de volume, em condições drenadas, ou por mudança da tensão efectiva, em condições não drenadas(figura 3.7). 15

43 Figura 3.7 Comportamento drenado e não drenado no gráfico (Kramer, 1996) Linha de Steady-State (SSL) Com base no trabalho pioneiro de Casagrande (1936), pensava-se que a linha de estados críticos -Critical Void Ratio Line (CVR) - seria a fronteira entre os solos susceptíveis ou não susceptíveis à liquefacção (Figura 3.8). Figura 3.8 Hipótese inicalmente considerada para a analise da suspectibilidade da liquefacção de um solo, em ensaios drenados. (Kramer ;1996) Em 1938, verificou-se que tal abordagem não seria correcta, devido à ocorrência de liquefacção com efeitos de fluxo durante a construção de um dos taludes da barragem de aterro de Fort Peck que teve deslizamento, ou seja, o talude não conseguiu adquirir nova posição de equilíbrio. As investigações que se procederam após o acidente concluíam que o estado inicial do solo liquefeito situava-se abaixo da linha dos estados críticos, ou seja, não seria susceptível à ocorrência de efeitos de fluxo. Segundo Kramer (1996), Casagrande atribuiu essa discrepância à impossibilidade dos ensaios triaxiais drenados com deformação controlada poderem replicar todos os fenómenos que influenciam o comportamento do solo, em condições não-drenadas com tensões controladas, do efeito de fluxo. Só a partir dos anos 60 é que foi possível executar ensaios triaxiais estáticos e cíclicos com tensão controlada e em condições não drenadas em amostras consolidadas anisotropicamente (Castro,1969). Nos seus ensaios triaxiais monotónicos foram observados 3 tipos de comportamentos de tensão-deformação (Figura 3.9). Amostras muito soltas (amostra 16

44 A) exibiam picos de resistência não drenada para deformações axiais na ordem dos 1 a 5%. Após atingido o pico de resistência não drenada, o solo colapsava-se e verificava-se um decréscimo da tensão deviatórica e da tensão efectiva de confinamento para grandes deformações axiais liquefacção estática, porque o carregamento é monotónico. Em amostras densas (amostra B), o solo começa por contrair-se para deformações axiais na ordem dos 1 a 5%, exibido de seguida uma forte dilatação e um aumento da tensão deviatórica para grandes deformações axiais, não se verificando assim qualquer fenómeno de liquefacção. As amostras com densidades relativas intermédias (amostra C) exibiam, tal como na amostra A, picos de resistência não drenada para pequenas deformações axiais. Logo de seguida, as tensões deviatórica decresciam, tal como na amostra A, mas, para deformações axiais intermédias, voltariam a aumentar e comportamento do solo passaria de contráctil para dilatante. Liquefacção limitada. Figura 3.9 Liquefacção, liquefacção limitada e dilatância em ensaios triaxiais monotónicos em condições não drenadas ( Kramer,1996) Este conjunto de ensaios demonstrou uma relação única entre os índices de vazios e a tensão de confinamento efectiva, para grandes deformações axiais. Representando graficamente essa relação num plano, verifica-se que a linha que representa essa relação é paralela à LEC, que é obtida nos ensaios triaxiais drenados. A diferença entre as duas linhas pode ser explicada pelo facto de nos ensaios não drenados ser possível replicar os efeitos de fluxo da liquefacção. Castro e Poulos (1977) e mais tarde Poulos (1981), definiram o steady-state como o estado onde o solo flui continuamente, sobre tensão de corte e de pressão de confinamento efectiva constante e a volume e velocidade constante. Portanto, a linhas que contêm o conjunto de pontos que relaciona os índices de vazios com a pressão de confinamento na deformação de steady-state é designada como linha de steady state (SSL). 17

45 A SSL pode ser usada como critério de estado do solo, para a avaliação da susceptibilidade de um dado solo à liquefacção: Figura Critério de estado do solo para a avaliação da susceptibilidade à liquefacção com efeitos de fluxo, em ensaios triaxiais não drenados. (Kramer,1996) Como se pode verificar na Figura 3.10: Se o seu estado inicial se localizar acima da SSL, o solo só é susceptível à ocorrência de liquefacção com efeitos de fluxo, se a tensão de corte estática for maior do que resistência ao corte do solo no seu estado crítico. Se o seu estado inicial se localizar abaixo da SSL, o solo não é susceptível à ocorrência de liquefacção com efeitos de fluxo. Por outro lado, o efeito de mobilidade cíclica de um solo pode ocorrer tanto em solos soltos como densos, desde que tensão de corte estática seja menor do que a resistência ao corte do solo no seu estado crítico Comparação entre a LEC e a SSL Tem havido discussão entre os especialistas se de facto a LEC e a SSL são idênticas. Em areias, a distinção entre as duas linhas é muito pequena, ao ponto de Been et al (1991), citado por Jefferies et al (2006), concluírem, após analisar os resultados de vários ensaios triaxiais drenados e não drenados, que, para fins práticos, as duas linhas são coincidentes. Neste trabalho, esta será a filosofia adoptada: SSL e LEC são coincidentes e para evitar confusões, utilizar-se-á daqui em adiante o termo LEC para se referir a ambas Critério de carregamento Mesmo num dado solo susceptível à liquefacção, a ocorrência deste fenómeno depende da natureza do carregamento Solo sujeito a carregamento monotónico A explicação da ocorrência da liquefacção em solos sujeitos a carregamento monotónicos, ou liquefacção estática, já foi explicada na Figura 3.9. Na Figura 3.11 está 18

46 representado novamente esse fenómeno e é possível verificar que o inicio da liquefacção ocorre na passagem de B para C. Figura 3.11 Exemplo de liquefacção para carregamento monotonico (Kramer 1996) Considere-se agora a resposta de uma série de amostras de triaxiais consolidadas isotropicamente com o mesmo índice de vazios mas para diferentes pressões de confinamento efectivas, sujeitas a carregamento monotónico (Figura 3.12). Como o ensaio é não drenado, todas as amostras vão atingir a mesma tensão efectiva no estado crítico, mas por trajectórias de tensões diferentes. Como os estados iniciais das amostras A e B se localizam abaixo da LEC, ambas vão exibir comportamento dilatante. As amostras C,D e E exibem comportamento de contracção e cada uma terá a sua resistência de pico (marcado com cruzes na Figura 3.12), que representa o inicio da liquefacção. No caso da amostra C, essa liquefacção é limitada, pois o solo consegue recuperar parte da resistência após o fenómeno. Figura 3.12 Definição da linha de superficie de liquefacção com efeitos de fluxo (Kramer,1996) Graficamente a linha que une os picos representados por cruzes é definida como superfície de liquefacção com efeitos de fluxo (flow liquefaction surface - FLS) que representa as condições de tensões para a iniciação da liquefacção e também a fronteira entre os estados 19

47 de liquefacção estáveis (efeito de mobilidade cíclica) e instáveis (efeito de fluxo) durante o corte não drenado. Como o efeito de fluxo não pode ocorrer se o pico da trajectória de tensões localizar-se abaixo do ponto dos estados críticos, a FLS não pode ser prolongada abaixo desse ponto (Figura 3.13). Figura 3.13 Linha FLS (Adaptado de Kramer,1996) Solo sujeito a carregamento cíclico Se o carregamento for cíclico, não se sabe ao certo se os estados de liquefacção estáveis (efeito de mobilidade cíclica) e instáveis (efeito de fluxo) durante o corte não drenado são delimitados pela FLS, tal como no carregamento monotónico. Porém, segundo Kramer (1996), é conservativo considerar que é na FLS que existe essa delimitação, quando o carregamento é cíclico. A ocorrência do efeito de fluxo num solo sujeito a carregamento cíclico só é possível se a tensão de corte induzida pelo carregamento cíclico for superior à resistência ao corte do solo no seu estado crítico. Por outras palavras, o aparecimento dos efeitos de fluxo com carregamento cíclico, ao contrário da situação do carregamento monotónico, exige que o solo esteja anisotropicamente consolidado e que o seu estado inicial se localize na zona sombreada da Figura Além disso dessa condição, é necessário que o carregamento cíclico consiga levar a trajectória de tensões a intersectar a FLS. 20

48 Figura 3.14 Zona de susceptibilidade dos efeitos de fluxo no carregamento ciclico (Adaptado de Kramer,1996) O efeito de mobilidade cíclica na liquefacção, tal como foi dito anteriormente, pode ocorrer para todas compacidades relativas do solo, se tensão de corte estática for menor do que a resistência ao corte do solo no seu estado crítico. Assim, todos os solos cujos estados iniciais se localizam na zona sombreada na Figura 3.15 são susceptíveis de sofrer efeitos de mobilidade cíclica, com carregamento cíclico. Figura Zona de susceptibilidade dos efeitos de mobilidade ciclica, para carregamentos ciclicos (Adaptado de Kramer,1996) Considerando uma consolidação anisotrópica, em geral são 3 as combinações de carregamento cíclico que permitem a ocorrência de liquefacção com efeitos de mobilidade cíclica. 1º. e Figura 3.16 a) 2º. e Figura 3.16 b) 3º. (há reversão de tensões) e Figura 3.16 c) 21

49 Figura 3.16 Vários tipos de iniciação de liquefacção com efeito de mobilidade cíclica (Adaptado de Kramer, 1996) Na primeira condição, a trajectória de tensões efectivas move-se, inicialmente, à esquerda do estado inicial, até ser atingida a superfície de rotura. Como é fisicamente impossível haver estados de tensões para além da superfície de rotura, o caminho de tensões move-se ao alongo da superfície de rotura, até atingir a pressão de confinamento efectiva nula. Na segunda condição, tal como na primeira, o caminho de tensões efectivas move-se à esquerda do estado inicial mas acaba por intersectar a FLS, pois a amplitude das tensões de corte é superior que a resistência ao corte do solo no seu estado crítico -. Essa intersecção origina períodos de instabilidade no solo, que geralmente terminam quando a tensão de corte regressa a. Finalmente, na terceira condição, como existe reversão de tensões efectivas, cada ciclo tem uma parcela de carregamento de compressão e de extensão. Essa reversão de tensões efectivas faz aumentar a taxa do incremento de excesso de pressão intersticial, fazendo com que o caminho de tensões efectivas se desloque rapidamente à esquerda do estado inicial, até ser atingida a pressão de confinamento efectiva nula ou a superfície de rotura. 3.3 Caracterização da resistência à liquefacção de um solo A resistência do solo ao fenómeno da liquefacção depende da proximidade do estado inicial ao estado de rotura e da natureza do carregamento. No caso da liquefacção com efeitos de fluxo, tal como foi referido anteriormente, a resistência é facilmente caracterizada, pois esta será tanto maior quanto mais afastado estiver o estado inicial do solo da FLS. Contudo, no caso do efeito de mobilidade cíclica não é trivial a identificação de um ponto distinto da ocorrência desse efeito, pois o nível de deformação axial causado pode ser aceitável ou não, consoante o solo em causa. Ao caracterizar a resistência de uma areia à liquefacção, por via de ensaios laboratoriais, é fundamental estabelecer e identificar, no decurso do ensaio, o critério que se 22

50 define a rotura por liquefacção. Existem diversos critérios adaptados por diversos autores, como, por exemplo, que a liquefacção ocorre após atingido 5% da distorção do solo. Porém, neste trabalho, o critério adoptado é que a liquefacção ocorre quando (variação da pressão intersticial normalizada) é igual a 1 (Figura 3.17). No caso de uma areia ser consolidada isotropicamente, isso significa que Figura Resultados de um ensaio de torção cíclica isotropicamente consolidado. (a) areia solta (b) areia densa (Kramer,1996) O número de ciclos de carregamento necessários para a ocorrência da liquefacção ( ) tende a decrescer com o aumento da amplitude da tensões de corte e com o aumento do índice de vazios. A relação entre o índice de vazios, a amplitude das tensão de corte e de pode ser expressa graficamente tal como exemplificado na Figura Figura Tensão de cortes cíclicas, e número de ciclos necessários para iniciar a liquefacção, N, em provetes isotropicamente consolidados da areia do rio Sacramento (Kramer,1996) 23

51 Essas curvas quando são normalizadas pela tensão de confinamento inicial, dão origem a uma tensão tangencial cíclica normalizada, que na literatura inglesa é referido como cyclic stress ratio ( ) (Ver Figura 3.20). Figura Evolução da CSR com o número de ciclos, da areia Toyoura com finos, para várias compacidades relativas, obtidas no ensaio de torção cíclica ( Nabeshima, 2002) O cálculo de CSR depende do tipo de carregamento imposto. Se o ensaio for de torção cíclica, CSR é definido como a razão entre a tensão de corte cíclica e a tensão efectiva vertical inicial ( ). Se o ensaio for triaxial cíclico, é dado como o razão entre a tensão máxima de corte cíclica e a tensão efectiva de confinamento inicial ( ). Esses CSR não idênticos entre si, pois as tensões de corte obtidas nos ensaios triaxiais cíclicos e de torção cíclica não são idênticas entre si. No ensaio de torção cíclica, a tensão de corte é imposta directamente pelo carregamento e é responsável pela variação do carregamento com o tempo. Devido ao corte, deixa de estar alinhada numa direcção vertical e à medida que a tensão de corte varia com o tempo também as direcções das tensões principais e variam, sofrendo rotações suaves. Essas rotações são uma boa analogia da propagação vertical das ondas de corte no solo, durante um sismo (Quadro 3.1 coluna B). No ensaio triaxial cíclico, existe variação na magnitude das tensões efectivas principais, mas causadas pela transição do carregamento de compressão para extensão ou vice-versa. Metade do carregamento (compressão) é a tensão vertical a maior tensão principal e na outra metade do carregamento (extensão) 24

52 é a horizontal que representa a maior tensão principal. A tensão de corte é originada pelos saltos de 90 º na direcção de tensão efectiva principal vertical, ou seja, é imposta ao solo indirectamente pelo carregamento (Quadro 3.1 coluna A). Quadro 3.1 Carregamento imposto do ensaio triaxial cíclico e de torção cíclica (Adaptado de Jefferies et al, 2006) Sendo assim, existe a necessidade de estabelecer uma relação os CSR obtidos em cada um dos ensaios, de forma a ser possível converter o para valores mais realísticos. A relação entre os CSR pode ser dada pela seguinte equação: Equação

53 Em que é um factor de correcção dado pela seguinte quadro: Quadro Valores possível de (Jefferies et al, 2006) 3.4 Influência de finos não plásticos na resistência à liquefacção Introdução Nos últimos 40 anos tem-se assistindo a uma maior compreensão do fenómeno da liquefacção em areias limpas sujeitas a acções sísmicas. Porém, essa compressão é muito menor em areias que contenham finos não plásticos. É sabido, desde os anos 60 do século passado, que a presença de partículas de silte e argila influenciam, a resistência à liquefacção de uma areia. Contudo, vários trabalhos laboratoriais e in-situ realizados sobre esse tema, têm chegado a resultados contraditórios entre si pelo que, actualmente, não existe um consenso sobre o efeito do aumento da percentagem de finos não plásticos na resistência da areia à liquefacção. Vários investigadores, com base em ensaios laboratoriais, têm concluído que a resistência de uma areia siltosa aumenta com a percentagem de finos não plásticos quando sujeita a acções cíclicas, enquanto outros verificaram precisamente o contrário. Há quem afirme que a resistência da areia decresce com o aumento de finos não plásticos, mas que volta a aumentar quando um certo limite de percentagem deste fino é ultrapassado. Existem outros que afirmam que a resistência cíclica está mais relacionada com o índice de vazios que existiria se fossem removidas todas as partículas de silte e de argila do solo (skeleton void ratio), do que propriamente do seu índice de vazios, compacidade relativa ou percentagem de finos não plásticos Influência do aumento de finos no e da resistência cíclica do solo Os índices de vazios máximo,, e mínimo,, de qualquer solo granular são indicadores dos intervalos de compacidade relativa que uma areia pode ter. Contudo, esses indicadores são dependentes da percentagem de finos adicionados na areia. Inicialmente, quando se adiciona partículas finas a uma areia limpa, as mesmas tendem ocupar os vazios da estrutura da areia, ou seja, o solo tende a ficar bem graduado. Os 26

54 índices de vazios máximo e mínimo da areia tendem a decrescer e como consequência, a compacidade relativa do solo, para um dado índice de vazios, diminui, ficando o solo mais solto. Quando os vazios da estrutura da areia contêm o maior nºumero possível de partículas finas são os valores mínimos de e são atingidos. Diz-se então que esses valores mínimos são alcançados para uma dada percentagem limite de partículas finas, que costuma ser entre 20 a 40 %. A partir dessa percentagem, faz com que a estrutura do solo passe de uma matriz de areia para uma matriz de partículas finas. Essa mudança de tipo de estrutura de solo faz com que e aumentem com o aumento da percentagem de finos, aumentando assim também a compacidade relativa do solo para um dado índice de vazio. A Figura 3.20 demostra esse comportamento na areia de Yatesville para provetes preparados com um índice de vazios de Figura Variação dos índices de vazios máximo e mínimo e da compacidade relativa da areia Yatesville com índice de vazios de 0.76 (Adaptado de Polito (2001) e citado por Todo-Bom (2008)) Como a resistência à liquefacção do provete está directamente relacionada com a sua compacidade relativa, um decréscimo da compacidade relativa faz diminuir a sua resistência cíclica, em função da areia limpa, e vice-versa. Esse padrão pode ser verificado nos resultados experimentais de Polito (2001), na Figura 3.21: 27

55 Figura 3.21 Variação da resistência cíclica e da compacidade relativa da areia Monterey para amostras preparadas com um índice de vazios de Polito (2001) e retirado de Todo-Bom (2009) Apesar da estrutura do solo deixar de ser uma matriz de areia quando é atingida a percentagem limite de finos, tal não significa que o valor de resistência cíclica seja o valor mínimo (Figura 3.21). Isto porque imediatamente acima dessa percentagem limite, os grãos de areia continuam muito próximos entre si e ainda continuam a exercer influência entre si Incerteza do papel dos finos não plásticos na resistência à liquefacção Todo-Bom (2009) realizou um estado de arte acerca deste tema no seu trabalho. Ao analisar os vários resultados obteve algumas conclusões que serão apresentadas de seguida. Nos trabalhos em que foram relatados decréscimos da resistência cíclica com o aumento do conteúdo de finos não plásticos, tais como Tronsco e Verdugo (1985), Todo-Bom (2009) coloca como hipótese que as amostras preparadas, com índice de vazios constante, teriam uma percentagem de finos abaixo do limite (< 30 a 40 %). Nessa situação, o aumento do conteúdo de finos fez diminuir a compacidade relativa da mistura e por sua vez diminui a respectiva resistência cíclica (Figura 3.22). 28

56 Figura 3.22 Comparação de vários trabalhos com a resistência cíclica normalizada, que afirmam o decréscimo do mesmo em função do aumento da percentagem de silte (Todo-Bom,2009) Em certos trabalhos foram relatados grandes aumentos da resistência cíclica com o aumento do conteúdo de silte (ex: Chang, 1982). Contudo, suspeita-se de que esse comportamento se ficou a dever ao facto das siltes utilizadas terem alguma plasticidade (silte com índice de plasticidade de 5%). Porém, um estudo recente de Carrado (2003) demostrou que na areia Ottawa com 0 a 15 % de partículas finas não plásticas a resistência cíclica também aumenta ligeiramente e só depois decrescem. Vários investigadores relataram que, em vez de um decréscimo da resistência cíclica do solo, em função do aumento da percentagem de siltes, existe primeiro um decréscimo seguido de um aumento da resistência cíclica com o aumento da percentagem de finos. Esse comportamento, segundo Todo-Bom (2009), está de acordo com a relação que a compacidade relativa do solo tem com o aumento da percentagem de conteúdo de finos, que já foi abordado em A existência de alguns trabalhos contraditórios (Ex: Carrado,2003) e os recentes trabalhos que demostram que a resistência cíclica está mais relacionada com o skeleton void ratio do que propriamente com o seu índice de vazios, compacidade relativa ou percentagem de finos (ex: Vaid, 1994) não permitiram ainda concluir sobre o efeito dos finos não plásticos na resistência à liquefacção das areias. 29

57 4 Caracterização física dos materiais em estudo 4.1 Areia de Coimbra Introdução A Areia de Coimbra é uma areia extraída de um depósito na margem do Rio Mondego e que foi utilizada em trabalhos realizados na Faculdade de Ciências e Tecnologia da Universidade de Coimbra. Neste capítulo, pretende-se fazer uma caracterização geral deste material, recorrendo aos trabalhos de Santos (2009) e Cunha (2010) e também descrever os métodos utilizados para a montagens de provetes com diferentes compacidades relativas e dimensões Caracterização física da Areia de Coimbra Introdução Como Santos (2009) e Cunha (2010) efectuaram ensaios de caracterização física da Areia de Coimbra, neste trabalho optou-se por replicar as mesmas condições usadas nesses trabalhos Granulometria Neste trabalho, tentou-se replicar a mesma curva granulométrica que Santos (2009) e Cunha (2010) obtiveram através do ensaio de peneiração do material que passava no peneiro #40 e ficava retido no peneiro #100. Desses ensaios, foram obtidos os seguintes resultados, que se apresentam no Quadro 4.1: Quadro Percentagem acumulada de material que passa, obtida em Santos (2009) e Cunha (2010) % acumulada de material que passa Diâmetro Cunha (2010) Valores Santos (2009) Peneiro [mm] aproximados #40 (ASTM) # #60 (ASTM) #80 (ASTM) # Contudo, como o Laboratório de Geotecnia do IST não possui os peneiros que não pertencem à série ASTM (#50 e #100), utilizaram-se os seguintes peneiros e respectivas percentagens acumuladas de material passado, que se apresentam no Quadro 4.2, para tentar replicar a Areia de Coimbra (Figura 4.1). 30

58 % de material acum. que passa % de material acum. que passa Quadro Percentagem acumulados de material que passa, utilizada neste trabalho Peneiro Diâmetro [mm] % de material acumulado que passa #40 (ASTM) #60 (ASTM) #80 (ASTM) #140 (ASTM) PENEIROS /8" 3/4" 1'' 3/2 2'' Diâmetro das partículas (mm) Figura 4.1 Curva granulométrica da Areia de Coimbra Comparando a curva granulométrica da Figura 4.1 com as obtidas em Santos (2009) e Cunha (2010), verifica-se que as curvas apenas se diferenciam no trecho correspondente ao intervalo entre os diâmetros de partículas de 0.18 a 0.106, pois utilizou-se o peneiro # 140, em vez do #100 (Figura 4.2). Porém, essa diferença é irrelevante, o que se pode assumir que as curvas são granulométricas são semelhantes. Marques (2011) Santos (2009) Cunha (2010) 100 PENEIROS /8" 3/4" 1'' 3/2 2'' Diâmetro das partículas (mm) Figura 4.2 Comparação da curva granulométrica utilizada neste trabalho com a que foram obtidas nos ensaios de peneiração de Santos (2009) e Cunha (2010) 31

59 Analisando a curva granulométrica, verifica-se que o que dá um Coeficiente de Uniformidade ( ) próximo de Como é inferior a 4 e tem menos de 5% de finos, segundo a classificação unificada de solos (Norma ASTM D ), pode concluir-se que a Areia de Coimbra se trata de uma areia mal graduada ( SP). Ao comparar a curva granulométrica obtida com os fusos apresentados na Figura 3.3, pode-se observar que a curva granulométrica da Areia de Coimbra obtida localiza-se na zona 2 Assim, segundo o critério de composição do solo, Areia de Coimbra é susceptível à liquefacção Outros parâmetros de caracterização física Santos (2009) e Cunha (2010) realizaram também outros ensaios de caracterização física da Areia de Coimbra, tendo obtido os seguintes valores Densidade das partículas (G) à temperatura de 20º Peso volúmico seco mínimo Peso volúmico seco máximo O índice de vazios é definido pela seguinte equação: Equação 4.1 Em que representa o peso volúmico da água e é igual a. Assim, é possível determinar os índices de vazios mínimo e máximo da Areia de Coimbra: Método de deposição de material para a preparação de provetes com diferentes índices de vazios A maneira como é feita a preparação de provetes afecta directamente o comportamento dos solos sujeitos a acções monotónicas e cíclicas. Não existe um método único ou uma norma técnica de preparação de provetes para materiais granulares que normaliza a montagem de provetes, independentemente do material granular usado. Portanto é necessário determinar, por tentativa de erro, um método de preparação que permita obter, com menor erro possível, os provetes pretendidos para cada tipo de areia. Como ponto de partida, recorreu-se aos métodos de pluviação que Santos (2009) utilizou no seu trabalho de caracterização da Areia de Coimbra para obter provetes com compacidades relativas de 20 % (e=0.74) e 80 % (e=0.54) À partida sabe-se que altura e o fluxo de queda do material influenciam a compacidade relativa de uma areia: quanto maior for a 32

60 altura e o fluxo de queda, mais denso tende a ficar a areia. O fluxo tem maior influência na compacidade relativa do que a altura de queda. Contudo Santos (2009) fez a calibração do seu método com base num recipiente de volume fixo. É preciso ter em consideração que um provete de areia, após realizada a montagem, muito dificilmente terá as dimensões pretendidas devido às seguintes razões: Por mais cuidado que se tenha, o material tende sempre a adensar ligeiramente, devido às perturbações impostas pelo procedimento, ao vácuo aplicado e ao peso das placas porosas e do bloco do topo. Como tal, as dimensões reais do provete são ligeiramente inferiores às teóricas; A espessura da membrana, por mais fina que seja, retira espaço útil ao provete dentro do molde. A membrana utilizada tem espessura de 0.3 mm O erro entre a compacidade relativa teórica e a obtida tende a ser maior para menores volumes de provete. Os quadros 4.3 e 4.4 demostram como é que num provete, com determinadas dimensões teóricas, os erros entre os valores teóricos e os experimentais influenciam consideravelmente a compacidade relativa e o respectivo índice de vazios. Quadro 4.3 Influência na compacidade relativa, com a variação das dimensões de um provete triaxial com dimensões teóricas de, utilizada neste trabalho Massa (g) Situação Teórico Variações de 0.01 cm no diâmetro Variaçõe s de 0.01 cm na altura influência da membrana (esp = cm) Diâmetro [cm] Altura [cm] Erro no diâmetro ou altura % 0.07% 0.86% Volume Peso Volúmico seco Índice de vazio obtido ( Compacidade relativa ( 20.00% 21.52% 20.37% 29.09% 0.00% 1.52% 0.37% 9.09%

61 Quadro 4.4 Influência na compacidade relativa, com a variação das dimensões do molde grande do ensaio Proctor (dimensões teóricas de ),utilizado no trabalho de Santos (2009) Massa (g) Situação Teórico Variando 0.01 cm no diâmetro Variação de 0.01 cm na altura influência da membrana (esp = cm) Diâmetro [cm] Altura [cm] Erro no diâmetro ou altura % 0.06% 0.39% Volume Peso Volúmico seco Índice de vazio obtido ( Compacidade relativa obtida ( ) 21.00% 21.00% 21.00% 25.00% 0.00% 0.00% 0.00% 4.00% É visível nos quadros 4.3 e 4.4 que o decréscimo de volume do provete agrava o erro entre os valores teóricos e experimentais. Além disso, os erros, no caso do provete triaxial, não podem serem desprezados, mesmo que haja pequenas variações nas dimensões do provete experimental. Um exemplo que se observar nos quadros é a influência da variação do diâmetro na compacidade relativa. A diferença entre as compacidades relativas, gerada com variação de uma décima de milímetro no diâmetro do provete triaxial é aproximadamente 2 %. No molde grande do ensaio Proctor, essa pequena variação do diâmetro não implica grande variação no erro. É visível também nos quadros 4.3 e 4.4 que espessura da membrana influencia muito na compacidade relativa (ou dos índices de vazios), independentemente do recipiente usado. Essa influência vai ser maior no provete triaxial (quase 10 % ) do que no molde grande do ensaio Proctor (4%). Esta comparação dos quadros demostra que é fundamental a medição das dimensões dos provetes no final da montagem e que é necessário ter em conta a redução do diâmetro causada pela espessura da membrana. 34

62 Figura 4.3 Esquema do molde + membrana antes da deposição do material (Rees 2010) Para obtenção de provetes de Areia de Coimbra com compacidade relativa próxima de 20 % ou com índice de vazios próximo de 0.74, a técnica desenvolvida neste trabalho consiste na pluviação do material através do funil, do ensaio da garrafa de areia, a uma dada altura constante e com determinado fluxo fixo para um recipiente como está representado na Figura 4.3. Neste trabalho foi necessário determinar a altura de queda e o fluxo necessário para obter provetes com as características pretendidas. Fixando uma determinada altura de queda e efectuando várias tentativas de pluviação do material, em que se variava o fluxo, foi possível estabelecer um método de pluviação que permite a obtenção, com alguma aproximação, provetes com índice de vazios próximo de O método consiste na utilização de um tubo PVC ( acoplado ao funil, do ensaio de garrafa de areia, com abertura total (Figura 4.4). Figura 4.4 Método de deposição de material para provetes de Areia de Coimbra com índices de vazios de

63 Para a obtenção de provetes com compacidade relativa próxima de 80% ou com índice de vazios próximo de 0.54, foi necessário, tal como em Santos (2009), utilizar peneiros para tentar minimizar o fluxo da pluviação do material. Para esta compacidade relativa, a variação da altura de queda demonstrou não ter muita influência na compacidade relativa. Assim, como se pode verificar pela Figura 4.5,utilizaram-se 3 peneiros da série ASTM e dispostos, de cima para baixo, pela seguinte ordem: #20 (0.85 mm) e dois #10 (2.00 mm). Figura 4.5 Método de deposição de material para provetes de Areia de Coimbra com índices de vazios de 0.54 Resumindo, devido às devido às dificuldades inerentes ao processo de montagem, é muito difícil na prática fixar com grande rigor o volume final ao provete montado, por mais perfeita e calibrada seja a técnica de deposição de material. Como consequência, os índices de vazios obtidos poderão ou não estar próximo dos pretendidos, pelo que é exigido ao utilizador muita prática e concentração para este tipo de montagem, de forma a minimizar os erros. 4.2 Areia Siltosa Introdução Vai-se abordar agora um segundo material composto pela Areia de Coimbra à qual adicionam finos não plásticos, de forma a ser possível estudar a sua contribuição na resistência à liquefacção da Areia de Coimbra. Denominou-se a este material Areia Siltosa, um solo que contém 80 % da Areia de Coimbra e 20 % de finos não plásticos do tipo silte. O silte utilizado proveniente de pó de uma rocha de natureza siliciosa, sendo correntemente denominada de Pó de Rocha. 36

64 Como não existia, a priori, nenhuma caracterização do Pó de Rocha ou da Areia Siltosa, foi necessário efectuar ensaios de caracterização física ao materiais, que serão descritos de seguida Densidade de partículas sólidas O ensaio de determinação da densidade de partículas sólidas,, do Pó de Rocha foi realizado de acordo com a norma NP-83 (1965). Para a realização deste ensaio, foi essencial garantir uma temperatura ambiente de 20 graus e a utilização de picnómetros. De acordo com a norma NP-83, a densidade das partículas sólidas de um solo pode ser obtida da seguinte maneira: Equação 4.2 em que: é a massa do picnómetro preenchido com água destilada é a massa do solo seco é a massa do picnómetro com solo + água destilada Realizaram-se 2 determinações em que se obtiveram os seguintes valores de, representados no Quadro 4.5. Quadro 4.5 Resultados obtidos no ensaio da determinação de G do pó de rocha Número do Picnómetro Cápsula - - Massa de cápsula g - - Massa do solo + cápsula g - - Massa de solo seco g Massa do picnómetro + água + solo g Temperatura do ensaio C Massa do picnómetro cheio de água à temperatura (t) g Quociente entre a densidade da água à temperatura t e 20 C Densidade das partículas Media das densidade das partículas

65 Como se pode verificar, o valor médio de do Pó de Rocha é 2.63, sendo 2 centésimas menor do que o da Areia de Coimbra (2.65). Sendo reduzida essa diferença, pode-se afirmar que o do Pó de Rocha e da Areia Siltosa é 2.65 para efeitos práticos Granulometria Análise granulométrica do Pó de Rocha Como o silte é um material que passa no peneiro #200, foi necessário efectuar um ensaio de sedimentação, de acordo com a norma do LNEC E-196, que define a granulometria para solos finos com diâmetros inferiores a mm. Esta técnica da sedimentação permite determinar, quantitativamente, a distribuição em massa da dimensão das partículas. O solo é sujeito a um tratamento prévio com água oxigenada, de forma a eliminar a matéria orgânica nele contida. A solução aquosa é composta pelo solo tratado, água destilada e antifloculante (hexametafosfato de sódio). A técnica consiste na medição da densidade da solução aquosa com um auxílio de um hidrómetro - a 1, 2, 5, 15, 30, 60, 250 e 1440 minutos após do inicio da mesma. Um hidrómetro é um tipo de densímetro que permite a leitura da massa volúmica à profundidade do bolbo (Figura 4.7). Com auxílio de uma curva de calibração, a altura de queda pode ser correlacionada com a densidade obtida (Figura 4.6). Figura 4.6 Esquema do ensaio de sedimentação 38

66 Figura 4.7 Solução aquosa em suspensão e hidrométro Conhecendo a temperatura da solução aquosa na altura da medição e recorrendo a lei de Stokes, é possível saber a qual é evolução da deposição das partículas e os seus respectivos diâmetros. Equação 4.3 Em que: - Viscosidade da água ( Profundidade que corresponde a uma dada densidade, na curva de calibração - Peso volúmico da água Densidade das partículas sólidas Intervalo de tempo, em minutos, medido desde o início da sedimentação até a leitura do hidrómetro. Obteve-se assim a seguinte curva granulométrica do Pó de Rocha (Figura 4.8): 39

67 % de material acum. que passa 100 PENEIROS Diâmetro das partículas (mm) Figura Curva Granulométrica do Pó de Rocha Quadro Dimensões das partículas e percentagens acumuladas D Percentagem de acumulados (mm) % De acordo com a Norma LNEC E-196 e analisando a Figura 4.8 e Quadro 4.6, verificase que, em termos de dimensões das partículas, aproximadamente metade do pó de rocha é constituída de silte grossa (0.06 a 0.02 mm), 40 % por silte média e fina (0.02 a 0.002) e 10 % de partículas com dimensões de uma partícula de argila (< mm). Comparado esta curvas granulométrica com os fusos Figura 3.3, pode-se observar que 60 a 70 % do Pó de Rocha localiza-se na zona 1 enquanto que os restante não se localiza em nenhuma das zonas. Apesar da curva granulométrica não se localizar na totalidade nas zonas definidas na Figura 3.3, é provável que existe algum potencial de liquefacção neste material. A ficha técnica do ensaio pode ser consultada no anexo I. 40

68 % de material acum. que passa Análise granulométrica da Areia Siltosa Sabendo as percentagens de Areia de Coimbra (80%) e de Pó de Rocha (20%) na Areia Siltosa, é possível obter as percentagens acumuladas da curva granulométrica da Areia Siltosa (Figura 4.9). Na Figura 4.9 está representada também a curva granulométrica da Areia de Coimbra, para efeitos de comparação. Ao comparar a curva granulométrica obtida com os fusos apresentados na Figura 3.3, pode-se observar que maior parte da curva granulométrica da Areia Siltosa localiza-se nas zona 2 (parcela da Areia de Coimbra) na zona 1 (parcela do Pó de Rocha). Apenas 5 a 10 % do material ( que corresponde aos 20 a 30% da parcela de Pó de rocha) não se localizam em nenhuma das zonas. Assim, segundo o critério de composição do solo, Areia Siltosa é susceptível à liquefacção. 100 Areia Siltosa Areia de Coimbra PENEIROS /8" 3/4" 1" 3/2" 2" Diâmetro das partículas (mm) Figura 4.9 Curva Granulométrica da Areia Siltosa e sua comparação com a da Areia de Coimbra Índice de Plasticidade do Pó de Rocha Neste trabalho, foi fundamental conferir que o do Pó de Rocha, em termos de plasticidade, fosse não plástico. O índice de plasticidade de um solo é dado pela subtracção dos limites de liquidez ( e de plasticidade : Equação 4.4 Estes limites de consistência podem ser determinados de acordo com a norma NP 143 (1969), sendo só possível determinar esses limites para solos que contenham 30% ou mais, em massa, de partículas com dimensões inferiores a 0.05 mm. Sendo assim, o Pó de Rocha satisfaz esse critério. O limite de liquidez, segundo a norma NP 143 (1969), é o teor de água do solo após 25 pancadas na concha de Casagrande. Por limite de plasticidade, de acordo com a mesma 41

69 norma, é o maior teor de água com que rompe o provete ao pretender-se transforma-lo num filamento cilíndrico com cerca de 3 mm de diâmetro, por rolagem entre a palma da mão e uma placa de vidro. A NP 143 (1969) afirma que um solo é não plástico, quando não é possível determinar pelo menos um dos limites. Ao tentar determinar esses limites, verificou-se que não era possível determinar o limite de plasticidade do pó de rocha, pois não foi possível a formação de filamentos por rolagem, ao adicionar água. Sendo assim, pode-se concluir que o pó de Rocha é um material não plástico Pesos volúmicos secos mínimo e máximo da Areia Siltosa Introdução De forma a ser possível caracterizar a compacidade relativa da Areia siltosa, é necessário determinar os pesos volúmicos secos mínimo e máximo, como forma de determinar o índice de vazios máximo e mínimo respectivamente Peso volúmico seco mínimo A norma ASTM D define 3 procedimentos distintos e independentes, para a determinação do peso volúmico seco mínimo de solo. Optou-se por utilizar o método A referido na norma: Com recurso a um funil, coloca-se o solo no seu estado mais solto, a partir do fundo do molde (Figura 4.10) À medida que o molde se vai enchendo, deve-se, continuamente, ajustar a altura de queda do solo de forma a garantir um fluxo de queda contínuo. Quando o molde estiver cheio, deve-se retirar o excesso do solo e pesar o conjunto molde e solo. A diferença entre a massa do conjunto molde e solo com a do molde é igual à massa de solo que está contida no molde. Figura 4.10 Molde e funil utilizados 42

70 Tendo em conta que e que, é possível assim determinar o peso volúmico seco mínimo do material. Realizou-se três ensaios, com os seguintes resultados representados no Quadro 4.7 Quadro 4.7 Resultados obtidos na determinação do peso volúmico seco mínimo Ensaio 1 Massa do molde (g) Massa do molde +solo (g) Massa do solo (g) Peso [N] Sabendo o valor do peso volúmico seco mínimo da Areia Siltosa, é possível agora determinar o respectivo índice de vazios máximo da areia: Como se pode verificar, a adição de finos fez diminuir o índice de vazios máximo em cerca de 4 % relativamente a Areia de Coimbra ( ) Peso volúmico seco máximo Segundo as normas ASTM, a determinação dos pesos volúmicos máximos secos depende da capacidade de drenagem dos solos. Para solos drenantes, não coesivos e com percentagens de finos até 15 %, deve-se utilizar a norma da mesa vibratória (D ). Se o solo for não drenantes deve-se usar as normas da compactação leve ( D698-00) ou/e a pesada (D ). A diferença entre os dois tipos de compactação está na energia específica utilizada para compactar o solo. Essa energia (por unidade de volume) depende do: Número de camadas de solo; Número de pancadas por camada de solo; Altura de queda e o peso do pilão utilizado; As normas ASTM referidas não referem qual é o melhor tipo de compactação para um dado solo não drenante. Porém, para solos que contenham quantidades consideráveis de silte, Head (1980) recomenda, como forma de determinar o peso volúmico seco máximo, a realização de uma compactação em molde pequeno, segundo a norma ASTM da compactação pesada, mas em vez de aplicar 27 pancadas por camada aplicam-se 80. Foi esse o procedimento utilizado neste trabalho, que está descrito no Quadro 4.8, para determinar o peso volúmico seco máximo da Areia Siltosa. 43

71 Quadro 4.8 Características técnicas do ensaio de compactação efectuado Compactação, Segundo Head (1980) Molde Diâmetro (mm) Altura (mm) Pilão (kg) 4.54 Altura de queda (cm) 47.5 Número de camadas 5 Número de pancadas por camada 80 Foi só realizado um ensaio com os seguintes resultados (Quadro 4.9): Quadro 4.9 Resultados da compactação pesada Ensaio Massa do molde (g) Massa do molde +solo (g) Massa do solo (g) Peso [N] Sabendo o valor do peso volúmico seco máximo da Areia Siltosa, agora é possível determinar o respectivo índice de vazios mínimo da areia: Como se pode verificar, a adição de finos fez diminuir índice de vazios mínimo em cerca de 40 %, relativamente à Areia de Coimbra ( Compacidade relativa Areia Siltosa vs Areia Coimbra Sabendo quais são os índices de vazios máximo e mínimo da Areia Siltosa, é possível agora perceber a influência dos finos na compacidade relativa da Areia de Coimbra. Quadro 4.10 Compacidade relativa da Areia de Coimbra e da Areia Siltosa Compacidade relativa (%) Areia Coimbra 20% 80% Areia Siltosa 8% 49% Para um dado índice de vazios, a adição de finos na Areia de Coimbra fez diminuir a compacidade relativa da mesma. Esse diminuição deve-se ao decréscimo dos índices de vazios mínimo e máximo ( e. Verifca-se também que a diminuição da compacidade relativa é mais acentuada para índices de vazios próximos do índice de vazios mínimo ( Estados mais densos), pois é significativamente maior do. Quando a 44

72 Areia Siltosa está no seu estado mais denso, todas as partículas de finos estão contidas nos vazios originados pela estrutura de areia, reduzindo assim bastante o índice de vazios em comparação com a Areia Coimbra. Uma justificação possível para a pequena variação do índice de vazios máximo entre os dois materiais é de que os finos adicionados, na Areia de Coimbra, façam parte da estrutura do solo e não estando assim a preencher os vazios entre as partículas de areia. Como a adição de 20% de finos fez diminuir os índices de vazios máximo e mínimo, admite-se que esta percentagem de finos seja inferior à percentagem limite (discutida no capitulo 3.5) Método de deposição de material para a preparação de provetes com diferentes índices de vazios. Tal como na Areia de Coimbra, para a Areia Siltosa foi necessário estabelecer um método de preparação de provetes com diferentes índices de vazios e as suas respectivas calibrações. Além da existência das dificuldades já discutidas em 4.1.3, existem agora duas dificuldades adicionais: O risco de segregação de partículas neste material é maior do que na Areia de Coimbra, devido à grande diferença de dimensão entre as partículas da areia e as da silte. Este material, para compacidades relativas baixas, demonstrou ser muito mais sensível ao efeito do vácuo,por ter uma estrutura mais colapsável, criando assim maior perturbação nos provetes durante as suas montagens. Estes factos constituíram um problema na montagem dos provetes com Areia Siltosa, principalmente para índice de vazio de Sabendo que, na prática, existem sempre perturbações no provete durante a montagem, é muito difícil garantir um provete com uma compacidade relativa muito baixa. Em , discutiu-se a hipótese da estrutura da Areia Siltosa, para pequenas compacidades relativas, depender dos finos. Possivelmente essa estrutura tem uma estabilidade muito reduzida e talvez seja esta a razão para a grande sensibilidade deste material ao vácuo. Resumido, não foi possível a preparação de provetes deste material com um índice de vazios de O maior índice de vazios possíveis de obter, após montagem e medição do provete, foi de 0.67 que em termos de compacidade relativa está muito próximo dos 20 % (. Na montagem de provetes com índices de vazios entre os 0.63 a 0.67 (, foi adaptado o mesmo método de deposição de material discutido no ensaio de determinação do peso volúmico seco mínimo ( ),ou seja, depositar o material no seu estado mais solto (Figura 4.11). 45

73 O mesmo tipo de montagem pode ser utilizado para provetes com índice de vazios 0.54 (. Porém é necessário que a altura de queda seja maior e bater ligeiramente com uma espátula ao longo do molde para garantir a compacidade relativa pretendida. Apesar deste método fazer diminuir consideravelmente a probabilidade de segregação de partículas, é preciso certificar que não ocorre segregação quando é depositado o material no funil. Figura 4.11 Deposição da Areia Siltosa para a obteção de provetes 46

74 5 Descrição dos ensaios laboratoriais realizados 5.1 Introdução Os ensaios laboratoriais sobre solos constituem umas das ferramentas com maior relevância para caracterização mecânica. Apesar de existirem desvantagens nos ensaios laboratoriais em relação aos ensaios in-situ (devido ao facto de serem mais morosos,necessitarem de amostragem e da influência da qualidade das amostra nos resultados), é um facto que os ensaios laboratoriais possibilitam estudos mais detalhados do comportamento tensão-deformação e maior controlo de outros parâmetros ou propriedades dos solos, permitindo assim um dimensionamento mais racional das obras geotécnicas. Os ensaios realizados no âmbito deste trabalho foram realizados no Laboratório de Geotecnia do IST. 5.2 Ensaios triaxiais não drenado com carregamento monotónico Introdução O ensaio triaxial é um dos ensaios mais populares e com maior divulgação em geotecnia. O principal objectivo deste ensaio é a determinação dos parâmetros de resistência e a caracterização do comportamento tensão-deformação dos solos. A designação triaxial surgere que neste tipo de ensaio é possível controlar-se, teoricamente, as três tensões principais (, podendo assim gerar-se um estado de tensão que reproduza as condições in-situ do solo em estudo. Contudo, os ensaios são realizados em amostras cilíndricas, tirando assim proveito da sua simetria segundo o seu eixo. Portanto, as tensões aplicadas no ensaio são duas: radial e axial, e. No caso do equipamento para realizar o ensaio triaxial disponível no IST, os ensaios são realizados com deformação imposta: a tensão axial é aplicada através do descolamento do prato da pressa, que obriga o provete encostar-se a um êmbolo, enquanto a tensão radial é imposta pela água na câmara triaxial. À diferença entre a tensão axial e a radial dá-se o nome de tensão deviatórica. Existem diversas modalidades de ensaio triaxial, sendo as mais frequentes os ensaios triaxiais consolidados drenados (CD) e não drenados (CU). No âmbito desta tese, só se vão abordar os ensaios do tipo CU Equipamento O equipamento para realizar o ensaio triaxial disponível no Laboratório de Geotecnia do IST é constituído pelos componentes seguintes: câmara triaxial, controladores de volumepressões e equipamento de aquisição. A Figura 5.1 demostra como esses componentes estão interligadas entre si. 47

75 a) b) Figura 5.1 Equipamento Triaxial - a) Esquema ; b) Fotografia A aplicação de pressões e medição da variação de volume na câmara triaxial e no provete é feita com recurso a dois controladores de pressão-volume GDS Advanced Digital Controllers (Figura 5.2) : um para a câmara triaxial e outro para o provete. Estes aparelhos permitem o armazenamento de água desareada num cilindro pressurizado com capacidade de 200. Têm a grande vantagem, para além de se poder aplicar e controlar as pressões com precisão e directamente no computador (através de um transdutor integrado), de possibilitarem leituras de variação de volume, quer na câmara triaxial quer no provete. Pode-se ainda recorrer a um terceiro controlador quando se deseja impor um diferencial de pressões no provete (dois controladores um na base e outro no topo). 48

76 Figura 5.2 Controlador de pressão - volume O equipamento de aquisição é composto por um transdutor e por um computador (Figura 5.3). O transdutor permite receber os dados da célula de carga, do LVDT com cursor de aproximadamente de 25, dos transdutores de medição de pressão intersticial e dos controladores de pressão-volume e enviá-los para o computador que, através de um software (GDSLAB v ), consegue fazer leituras contínuas e calcular parâmetros relevantes do ensaio, permitindo assim elaborar representações gráficas do ensaio em tempo real (Figura 5.4). a) 49

77 b) Figura 5.3 Equipamento de aquisição a) Computador ; b) Transdutor a) 50

78 Figura 5.4 Programa GDSLAB v2.1.2 a) Monitorização do sistema b) Representação gráfica da carga axial vs deformação axial, em tempo real O sistema contém também um tanque de água destilada desareada. O Laboratório de Geotécnica do IST tem ao seu dispor uma máquina de destilação de água corrente. O desareamento da água destilada é efectuado com aplicação de vácuo (com pressões na ordem dos -80 a -100 KPa) no tanque, durante 2 a 4 horas. Realça-se a grande importância de assegurar o desareamento da água destilada, pois afecta consideravelmente a eficácia e o tempo da fase de saturação. A Figura 5.5 pormenoriza os detalhes da câmara triaxial, onde é colocada a amostra de solo (provete) a ensaiar. As dimensões do provete devem respeitar uma relação entre a altura/ diâmetro de 1.5 a 2. O Laboratório de Geotecnia do IST possuí dois conjuntos distintos de câmaras triaxiais. Assim neste trabalho, utilizou-se dois tipos de provetes - ; e. Cada conjuntos de câmara triaxial contêm um transdutor independente de medição de pressões, que permite medir as pressões intersticiais na base do provete, e uma célula de carga. Tal como foi referido anteriormente, o ensaio realizado neste equipamento é com controlo de deformações. A velocidade de deformação constante (velocidade de ascensão da base) utilizada neste trabalho foi de 0.2 mm/min. b) e 51

79 a) b) Figura 5.5 Câmara Triaxial a) Fotografia da câmara triaxial e prensa ; b) Esquema pormenorizado da câmara triaxial (Santos 2010) 52

80 A saturação do provete é efectuada com a introdução de água desareada e com pressão, pelas válvulas de contrapressão (localizadas na base e topo do provete). Durante a realização do ensaio com solos arenosos, é fundamental garantir que a pressão da câmara seja sempre superior à da contrapressão, pois caso contrário, o provete começa a expandir-se e colapsa Ensaio triaxial consolidado e não drenado (CU) Fases do ensaio O ensaio triaxial do tipo CU é efectuado em 3 fases pela seguinte ordem: Saturação, Consolidação e Corte. O início da fase de saturação começa-se com a imposição de um gradiente de pressões (da ordem dos 15 kpa) para que haja uma percolação ascendente da base para o topo do provete. O objectivo desta percolação é de expulsar o máximo ar possível, dentro do provete. Após algum tempo de percolação (aproximadamente 30 a 60 minutos), a saturação de provete é alcançada por aplicação de contrapressão, ou seja, aplicação de uma pressão no interior do mesmo. O aumento dessa pressão interior facilita a dissolução de ar do provete na água desareada. Assim, é recomendado o aumento gradual das pressões internas do provete até aos KPa e deixar o provete saturar durante 4 a 5 dias (solos granulares). A verificação da saturação pode ser feita recorrendo ao parâmetro B de Skempton, que é correlacionável com o grau de saturação quando B é superior a 0.9. O valor de B é igual a unidade quando o solo está totalmente saturado. Para incrementos isotrópicos de tensões efectivas (, a expressão Skempton pode ser escrita da seguinte maneira: [ ( )] Equação 5.1 Isso significa que quando o solo está saturado, a variação da pressão intersticial é igual a variação da pressão radial (. Em solos arenosos, considera-se, na prática, que a saturação está garantida para valor de B superior ou igual a Se ao fim de 4 a 5 dias, não forem alcançados valores satisfatórios de B, é sempre possível aplicar um diferencial de pressões na ordem dos KPa no interior do provete (com recurso a dois controladores volume-pressão distintos), para obrigar a saída da água com ar dissolvido do provete e a entrada de água desareada, no provete. Após garantida a saturação, o provete é consolidado de forma a definir um estado de tensão inicial em termos de tensão efectiva,. A consolidação pode ser isotrópica,se, ou anisotrópica, se. No caso de ser isotrópica, a consolidação é conseguida deixando as válvulas da câmara e de contrapressão abertas, sendo que a diferença entre as pressões na câmara e da contrapressão corresponde ao valor da pressão de confinamento desejada para o ensaio (Figura 5.6). Durante esta fase mede-se, com recurso aos controladores de volumepressão, a variação de volume do provete de forma a saber quais as verdadeiras dimensões do provete ou respectivo índice de vazios antes da fase de corte. Considera-se que 53

81 o provete está consolidado quando a variação de é ou próxima de zero. Em princípio, como o material é granular, essa fase não demora cerca de 30 a 40 minutos. A partir daqui, o solo está pronto para ser sujeito ao corte. Nesta modalidade de ensaio, o corte é realizado em condições não drenadas, o que significa que as válvulas de drenagem devem estar fechadas para não permitir a dissipação de excesso de pressão intersticial gerado pelo carregamento (Figura 5.6). Figura 5.6 Esquema da fase consolidação e de corte, no ensaio do tipo CU O corte é efectuado com a subida, a velocidade constante, da base da prensa, fazendo com que o topo do provete se encosta ao êmbolo da célula de carga, mantendo a pressão de confinamento constante. A subida progressiva da pressa faz aumentar a carga de compressão vertical (medido na célula de carga) e faz diminuir do ponteiro do LVDT. Essa diminuição do ponteiro LVDT permite obter a deformação axial. Como não existe drenagem, a variação volumétrica do provete é nula durante o ensaio ( =0). Logo =,a deformação radial ( do provete ao longo do ensaio pode ser determinada em função da deformação axial (. Equação 5.2 Assim é possível saber a área da secção do provete ( nas várias etapas da fase de corte e quantificar respectivamente a variação da tensão deviatórica Comportamentos não drenado de uma areia Na prática, os ensaios do tipo CU não são utilizado para a caracterização mecânica de areias devido à sua elevada permeabilidade. Este ensaio só faz sentido, em areias, no âmbito do estudo da liquefacção. No capítulo 3, foram já apresentados e explicados os três possíveis comportamentos de areia obtidas em ensaios do tipo CU ( Figuras 3.18 e 3.19). Em geral, o comportamento da areia durante a fase de corte é caracterizado nos planos, e. A figura seguinte resume o comportamento da areia no ensaio triaxial do tipo CU, no plano. 54

82 Figura 5.7 Tipos de comportamento não drenado da areia, no plano Rees 2010) (Adaptado de Procedimentos Apesar da teoria dos ensaios triaxiais não ser muito complexa de compreender, na prática a sua montagem e execução, pode ser complexa. Essa complexidade aumenta muito se o solo a analisar for granular, devido à sensibilidade do provete na montagem (tal como foi discutido em e 4.2.6) e durante as fases de saturação e consolidação. Um erro na sua execução pode criar perturbações ou mesmo o colapso acidental do provete. Assim, neste trabalho, foi necessário estabelecer e testar um conjunto de procedimentos, de forma a facilitar a montagem e a execução dos triaxiais. Montagem O procedimento de montagem é idêntico para os dois tipos de provetes utilizados e os seus passos são os seguintes: 55

83 Quadro 5.1 Fase de montagem do ensaio triaxial 1- Colocar, no pedestal, uma membrana presa com dois o-rings (anéis de borracha). 2 - Colocar, à volta do pedestal o molde do provete e aperta-lo; neste caso, utilizou-se fita cola. 3 - Inserir, entre a membrana e o molde, um papel de filtro com o tamanho semelhante às dimensões do provete, de forma a garantir, no passo seguinte, que a sucção seja bem distribuída no molde. 4 - Aplicar sucção, à volta do molde, na ordem dos -25 a -30 kpa para a Areia de Coimbra ou -15 a -20 kpa para a Areia Siltosa. 5 - Ajustar a membrana no mesmo e colocar uma placa porosa e um papel de filtro, com as dimensões da secção do provete, na base. 6 - Preparar o provete com a compacidade relativa desejada ( ver ou 5.2.6) e retirar e pesar o material em excesso. 56

84 7 - Colocar, entre o tubo do bloco do topo do provete, um anel metálico com 2 o-rings. 8 - Colocar pela seguinte ordem e com bastante cuidado, para minimizar assentamentos do material, o papel de filtro circular, placa porosa e o bloco do topo. 9 - Ajustar, com bastante cuidado novamente, a membrana ao bloco do topo Colocar, numa das cavidades do bloco do topo e com muito cuidado, um dos o- rings no anel metálico. 11 Aplicar vácuo no topo do provete e esperar alguns minutos para que o vácuo se distribui uniformemente pelo provete Alguns minutos após a aplicação do vácuo, aplicar o segundo o-ring no bloco do topo. 57

85 13 - Retirar o molde e o papel de filtro e garantir que o provete se mantém direito e rígido. Caso contrário, poderá existir fuga de vácuo, por a membrana estar rasgada ou por os o-rings não estarem bem colocados, e o processo de montagem volta ao início (passo 1) Medir as dimensões do provete e recalcular o índice de vazios do provete. Se o índice de vazios obtido não for o desejado, o procedimento tem que ser recomeçado a partir do passo Dobrar a membrana de cima para baixo e garantir que não existe material no pedestal ou na cavidade onde é colocada a caixa da câmara triaxial Colocar a caixa da câmara triaxial no pedestal e apertar os parafusos da célula triaxial Mantendo aberta a purga de ar no topo da câmara, encher, com água destilada e desareada, a câmara triaxial Após enchida a câmara triaxial, colocar uma pressão e retirar o vácuo do provete. 58

86 Saturação 1) Colocar uma pressão de 10 kpa na base e no topo de 0 kpa do provete (pressão atmosférica), para que haja uma percolação ascendente. Manter essa percolação 30 a 60 min após a saída de água do topo. 2) Aumentar as pressões gradualmente, garantido que a pressão na câmara seja sempre 30 KPa superior à do interior do provete, até atingir pressões dentro do provete da ordem dos 400 a 500 KPa. 3) Deixar o provete saturar durante 4 a 5 dias. 4) Após os 4 a 5 dias, determinar o parâmetro de Skempton B. Se, então pode-se avançar para a fase de corte. 5) Caso de, então criar um diferencial de pressões na ordem dos kpa no interior do provete (com recurso a dois controladores volume-pressão distintos), para obrigar a água saturada com ar a sair do provete e a ser substituída por água desareada, durante 3 a 4 horas. Após a percolação deixa 1 a 2 horas a saturar e efectuar novamente a medição de B, até alcançar valores desejáveis. Consolidação 1) Após garantida a saturação do provete, colocar o provete no estado de tensão efectiva desejada (diferença entre pressão da câmara e do interior do provete = pressão de confinamento). 2) Abrir as válvulas de drenagem. 3) Com auxílio do software de GDSLAB v 2.1.2, medir a variação de volume na câmara triaxial e no interior do provete. Esta fase termina quando é ou próximo de zero. 5.3 Ensaio triaxial de torção cíclica Introdução O ensaio de torção cíclica visa aplicar sobre o solo uma acção de corte cíclica (Figura 5.8). Sendo nestes ensaios possível atingir grandes níveis de deformações e a de rotura nos provetes, podem ser complementado com o ensaio de coluna ressonante para caracterização do comportamento cíclico do solo desde as muito pequenas até as pequenas deformações. O ensaio pode ser realizados em condições não drenadas. As fases de saturação e de consolidação são idênticas às do ensaio triaxial já descrito em

87 Figura 5.8 Ensaio de torção cíclica (Santos; 1999) Porém, é necessário antes apresentar previamente alguns fundamentos teóricos que permitem a interpretação do ensaio de torção, antes da descrição do equipamento e apresentação de resultados do ensaio Trajectória das tensões. Calculo das tensões e das extensões Como forma de perceber o funcionamento de um ensaio de torção cíclica, considera-se o caso de um provete cilíndrico maciço sujeito apenas à acção do momento de torção no topo. Para a interpretação do ensaio, recorre-se a teoria das peças lineares da resistência de materiais. Como tal, o provete pode ser considerado como uma peça linear. O andamento de tensões e a distorção sofrida estão representados na Figura 5.9: Figura 5.9 Torção Simples (Santos 1999) 60

88 A geratriz, inicialmente rectilínea, passou a helicoidal para a posição, após a deformação causada pela aplicação do momento de torção. Considerando um elemento do solo, verifica-se que a distorção, varia linearmente com o raio,, e depende do ângulo de torção por unidade de comprimento, : Equação 5.3 De acordo com as hipóteses simplificativas da teoria das peças lineares, é constante e igual a. A tensão de corte pode ser obtida aplicando-se a lei de Hooke que conduz a: Equação 5.4 Uma força actuará num elemento de área infinitesimal, cujo momento em torno do eixo x é igual a : Equação 5.5 Juntando as duas equações anteriores e integrando para toda a área da secção obtêmse a seguinte equação, em que é o momento de inércia polar da secção. Equação 5.6 Combinando as equações 5.2 e 5.4 vem que: Equação 5.7 Ou seja, a tensão de corte, tal como a distorção, varia linearmente de 0 até ao valor máximo no contorno exterior ( ). Daí resulta que a distribuição de tensões no topo do provete não seja uniforme. Esse problema pode ser ultrapassado recorrendo-se a provetes de cilindro ocos, fazendo com que a diferença entre a tensão de corte máxima e a mínima seja bastante reduzida e podendo assim considerar, por simplificação, que a distribuição de tensões é uniforme. Contudo, sendo a montagem deste tipo provetes extremamente difícil, principalmente em solos granulares, neste trabalho optou-se por utilizar provetes de cilindro maciço. Segundo Saad et al (1981), citado por Santos (1999), é recomendado a adopção de um valor médio e ponderado para a distorção ao raio. Equação

89 Na Figura 5.10 está representada a distribuição de tensões num provete cilíndrico oco quando sujeito a uma força axial N e um momento de torção M, com pressões externas e internas. tensões de Figura 5.10 Distribuição das tensões aplicadas, nas facetas horizontal e vertical do provete (Santos,1999) A força axial N contribui para a tensão vertical e o momento de torção M gera nas facetas vertical e horizontal. Como nas paredes exteriores e interiores a tensão de corte é nula, a tensão radial é sempre uma tensão principal,. As restantes tensões principais, e, podem ser obtidas em função das tensões normais e de corte aplicadas ( e ). Na Figura 5.11 está representada o círculo de Mohr em termos de tensões totais e a distribuição das tensões principais. Figura 5.11 Circulo de Mohr, em termos de tensões totais ( Santos, 1999) Durante o ensaio de torção cíclica, o solo não se comporta como um corpo elástico, pelo que as expressões anteriormente deduzidas têm que ser adaptadas para ter em consideração a progressiva plastificação do solo. Hight et al (1983), citado por Santos (1999), propuseram que as tensões normais e de corte média fossem determinadas com base nas seguintes expressões: 62

90 Equação 5.9 Equação 5.10 Equação 5.11 tem-se que Como neste trabalho utiliza-se provete cilíndrico maciço e a consolidação é isotrópica, e N são igual a zero. Sendo assim, as equações anteriores ficam: Equação 5.12 Equação 5.13 O cálculo das tensões principais e é efectuada através da seguinte equação: Equação Equipamento O equipamento para a realização de ensaio de torção cíclica que está disponível no Laboratório de Geotecnia do IST, é constituído por 4 componentes: conjunto câmara triaxial e prensa, painel de controlo de pressões, máquina hidráulica e equipamento de aquisição (Figura 5.12). A interligação entre as diversas partes é muito semelhante à do equipamento triaxial clássico. Porém este equipamento está menos automatizado, uma vez que a aplicação das pressões é feita com recurso ao ar comprimido e por válvulas, não sendo possível controlar ou fazer leituras da maioria das pressões do ensaio, no computador e existe uma máquina hidráulica. Os ensaios neste equipamento são realizados com controlo de tensões. 63

91 Figura 5.12 Equipamento de Torção cíclica Nas Figuras 5.13 a) e b) apresentam-se o desenho esquemático e a fotografia da prensa onde se localiza a câmara triaxial. Este equipamento permite realizar ensaios com provetes maciços com 7 cm de diâmetro e 10 cm de altura. Ao contrário do ensaio triaxial clássico, a câmara triaxial é semipreenchida com água, até um nível superior ao topo do provete. O facto da câmara ser semipreenchida provém do facto de existir dentro da câmara equipamento de aquisição que, por limitações técnicas, não pode ser submersível. Um desses equipamentos é o transdutor angular de precisão, que será pormenorizado já de seguida. a) b) Figura 5.13 a) Desenho esquemático da prensa e da câmara triaxial (Santos, 1999) ; b) Fotografia da câmara triaxial no Laboratório de Geotecnia IST 64

92 Na Figura 5.14 representa-se uma pormenorização do transdutor angular de precisão. É fundamental, durante o todo o ensaio (desde a montagem até ao corte), assegurar que o transdutor fique sempre encostado ao topo do provete, por forma de minimizar erros. Segundo Santos (1999) o transdutor só apresenta leituras com alguma fiabilidade para valores de distorção superiores a, embora que as especificações do fabricante indiquem precisão para leituras na ordem dos. Figura Pormenorização do transdutor angular de precisão (Santos 1999) Na Figura 5.15 representa-se o painel de controlo de pressões. Como se pode verificar, o controlo deste equipamento é bastante manual e a sua utilização requer, do operador, maior experiência para operá-la, do que quando se opera o ensaio triaxial clássico. A aplicação de pressões é feito com recurso de válvulas e a maioria das leituras de pressões são feitas manualmente. A única excepção é a pressão para a contrapressão na base que, como serve também como medidor da pressão intersticial, está ligado ao sistema de automatização, sendo possível assim fazer leituras e registo desta pressão no computador. Como a pressão máxima da rede é de 700 KPa, não é possível aplicar as mesmas ordens de pressão que foram utilizadas na saturação do provete no ensaio triaxial. Contudo, como mais a frente será possível verificar, é possível a saturação dos provetes, neste equipamento, com maior rapidez e utilizando pressões menores do que equipamento do ensaio triaxial. Apesar da aplicação de pressões ser feita com recurso a ar comprimido, é possível, ligar o topo do provete a um controlador de volume/pressão. Só se recorre a esse equipamento quando se pretende aplicar um diferencial de pressões controlado nos provetes. 65

93 Figura 5.15 Painel de controlo de pressões O sistema de automatização de aquisição de dados, representado na Figura 5.16 a), foi desenvolvido no âmbito do trabalho de Santos (1999) e permite um certo grau de automatização (mas não elaboração de gráficos em tempo real) no controlo de ensaio e no tratamento dos resultados. Com um recurso a um software, é possível registar em tempo real, durante a fase de corte, os valores do deslocamento angular, momento de torção aplicado no topo do provete e pressão intersticial (Figura 5.16 b)). Para uma frequência de 1 Hz, o programa regista cerca de 20 pontos por ciclos. 66

94 a) b) Figura a) Computador e equipamento de aquisição b) Software de aquisição A máquina hidráulica é o equipamento que, na fase de corte, permite aplicar momentos de torção no topo do provete(figura 5.17): Figura 5.17 Máquina Hidráulica No equipamento de aquisição existe um painel de controlo do ensaio, onde é possível controlar o número de ciclos e a intensidade do momento de torção aplicado no topo do provete durante o ensaio (Figura 5.18): 67

95 Figura 5.18 Painel de controlo do ensaio de torção cíclica. O manípulo STATIC permite o ajustamento do pistão da máquina hidráulica à prensa (componente estática). O manípulo DYANAMIC permite ajustar a intensidade da componente cíclica a aplicar no ensaio de torção cíclica. O manípulo FREQUENCY permite ajustar a frequência dos ciclos. Neste trabalho, os ciclos têm 1 HZ de frequência. Os botões START e STOP servem para iniciar e parar o ensaio, respectivamente Resultados tipos de um ensaio de torção cíclica Os resultados obtidos num ensaio de torção cíclica podem ser observados na Figura Nos primeiros ciclos, o carregamento só provoca uma resposta elástica linear a não linear no provete, formando histereses estáveis (Figura 5.19 d)) e incremento do excesso das pressões intersticiais que tende a aumentar com o aumento do nº de ciclos (Figura 5.19 a)), fazendo diminuir em simultâneo a tensão efectiva do provete (Figura 5.19 c)). Quando o excesso de pressão intersticial é igual à pressão de confinamento ), o fenómeno da liquefacção ocorre no provete. O provete começa a sofrer grandes deformações liquefacção e se os seus efeitos forem de mobilidade cilícica, é atingida uma posição de equilíbrio. Essa posição de equilíbrio é caracterizada por formar histereses estáveis com grandes distorções para uma menor tensão de corte. 68

96 Figura 5.19 Exemplo de gráficos obtidos num ensaio de torção cíclica, na areia Toyoura com Dr=40% (Nabeshima, 2002) Os resultados obtidos nestes ensaios dependem da compacidade relativa do provete, da tensão efectiva de confinamento e da tensão de corte normalizada (CSR), tal como já foi discutido em 3.3. Quando maior for a tensão efectiva de confinamento e o CSR, menor será os número de ciclos necessários para a liquefacção do provete enquanto que o inverso se passa quando maior for a compacidade relativa do provete. DaAlba et al, citado por Kramer (1996), estabeleceram uma equação que permite relacionar o excesso de pressão neutra normalizada ( em função de : [ ( ) ] Equação 5.15 Onde é o número de ciclos necessarios para antigir a liquefação e é um parametro empírico obtidos nos ensaios triaxiais ciclicos e de torção ciclica. 69

97 Figura Geração de em função de, num ensaio de torção cíclica. (DeAlba et al;1975 e referido em Kramer,1996) A linha a tracejado na Figura 5.20 representa a equação 6.15 com e é a curva média dos limites superiores e inferiores da evolução de, em função de Procedimentos Neste ensaio, com excepção da montagem, os princípios bases da sua execução são muito semelhantes aos do ensaio triaxial. A fase de montagem e manutenção são procedimentos bastante complexos. Refira-se que a parte de manutenção foi a que deu mais problemas na execução deste trabalho, pois todo o equipamento é muito susceptível a fugas de pressão, acumulações de bolhas de ar nos tubos, problemas de calcificação nas válvulas e problemas com compressores de ar comprimido. Isso significa que, de vez em quando, fosse necessário efectuar uma manutenção geral aos equipamentos para assegurar a não ocorrência de problemas técnicos durante os ensaios. Ao nível da saturação, apesar do procedimento ser bastante semelhante ao do ensaio triaxial, a aplicação de pressões é feita com recurso a válvulas no painel de controlo de pressões e todas as leituras feitas nos painéis de aquisição e de controlo de pressões. O cálculo e obtenção do parâmetro B de Skempton é idêntico ao do ensaio triaxial. seguintes: Montagem Os passos para a montagem de um provete no equipamento de torção cíclica são os Quadro 5.2 Fase de montagem do ensaio triaxial 1- Colocar, no pedestal, uma membrana presa com dois o- rings (anéis de borracha). 2 - Colocar, à volta do pedestal o molde do provete e aperta-lo; neste caso, utilizou-se fita cola. 3 - Aplicar sucção, a volta do molde, na ordem dos -25 a -30 kpa para a Areia de Coimbra ou -15 a -20 kpa para a Areia Siltosa. 70

98 4 - Ajustar a membrana no mesmo e colocar uma placa porosa e um papel de filtro, com as dimensões da secção do provete, na base. 5 - Preparar o provete com a compacidade relativa desejada ( ver ou 4.2.6) e retirar e pesar o material em excesso. 6 - Inserir no pedestal o equipamento de topo com bastante cuidado para minimizar assentamentos do solo. 7 - Ajustar o bloco de topo (já com o-rings inseridos) ao topo do molde. Imediatamente após o ajustamento, apertar o parafuso que imobiliza o pistão na vertical. 8 - Ajustar, com bastante cuidado novamente, a membrana ao bloco do topo e colocar um dos um dos o-rings na membrana. Assegurar que o tubo do topo tenha a mesma configuração da foto. 9 Aplicar vácuo no topo do provete e esperar alguns minutos para que o vácuo se distribui uniformemente pelo provete. 71

99 10 - Alguns minutos após a aplicação do vácuo, aplicar o segundo o-ring no bloco do topo 11 - Colocar a caixa da caixa lateral da câmara triaxial no pedestal. 12 Medir as dimensões do provete e recalcular o índice de vazios do provete. Se o índice de vazios obtidos não for o desejado, o procedimento tem que ser recomeçado a partir do passo 1) Dobrar a membrana de cima para baixo e garantir que não existe material no pedestal ou na cavidade onde é colocada a célula triaxial, para evitar fugas Medir as dimensões do provete e recalcular o índice de vazios do provete. Se o índice de vazios obtido não for o desejado, o procedimento tem que ser recomeçado a partir do passo Certificar que o cursor do deslocamento angular está bem colocado e a registar valores próximo de zero Mantendo aberta a purga de ar no topo da câmara, encher a câmara triaxial, com água destilada e desareada, até atingir todo o bloco do topo do provete, assegurando que todo o provete esteja submerso. A câmara triaxial fica semipreenchida, para não danificar o equipamento de aquisição do deslocamento angular Conectar a parte superior do provete com ao pistão da prensa. 18 Após a câmara triaxial ficar semipreenchida, colocar uma pressão e retirar o vácuo do provete. 72

100 Saturação 1) Colocar uma pressão na base de 10 KPa e no topo do provete de 0 KPa (pressão atmosférica), respectivamente, para originar uma percolação ascendente no provete. Continuar essa percolação 30 a 60 min. após a saída de água do topo. 2) Aumentar as pressões gradualmente, garantido que a pressão na câmara seja sempre 30 KPa superior à contrapressão no interior do provete, até serem atingidos pressões, dentro do provete, da ordem dos 300 a 400 KPa. 3) Deixar o provete saturar durante 2 a 3 dias. 4) Após os 2 a 3 dias, determinar o parâmetro de Skempton B. Se, então pode-se avançar para a fase de corte. Caso contrário, Caso de, criar um diferencial de pressões na ordem dos KPa no interior do provete (com recurso a um controladores volume-pressões ligado no topo do provete), para obrigar a água saturada com ar a sair do provete e a ser substituída por água desareada, durante 3 a 4 horas. Após a percolação deixa 1 a 2 horas a saturar e efectuar novamente a medição de B, até ser superior ou igual a Consolidação 1) Após garantida a saturação do provete, impor ao provete o estado de tensão efectiva desejada. 2) De acordo com da pressão aplicada na câmara, aplicar uma força vertical no pistão de forma a equivaler, em termos de tensão, à pressão aplicada na câmara. 3) Despertar o parafuso que imobiliza o pistão na vertical. 4) Abrir as válvulas de drenagem. 5) Com auxílio da bureta do painel de controlo de pressões, medir a variação de volume no interior do provete. Esta fase termina quando a variação de altura de água na bureta é nula. Preparativos para a fase de corte 1) Ligar a máquina hidráulica. 2) Ligar o equipamento de controlo do ensaio. 3) Colocar o valor desejado no manípulo DYNAMIC e zerar o número de ciclos do ensaio. 4) Mexer no manípulo STATIC só até o pistão horizontal começar a mexer e então esperar que o pistão toque no aplicador da prensa. 5) Colocar o momento de torção no topo do provete a zero com o manípulo STATIC. 6) Fechar as válvulas (Topo e contrapressão), deixando só aberta a válvula que permite a medição da pressão intersticial no provete. 73

101 6 Resultados experimentais Neste capítulo, serão apresentados os resultados dos ensaios triaxiais e de torção cíclica realizados sobre a Areia de Coimbra e a Areia Siltosa. 6.1 Ensaio triaxial não drenado Introdução Nestes ensaios, o carregamento foi efectuado através de uma deformação imposta de 0.2 mm/min. O quadro seguinte resume os índices de vazios e características geométricas, após consolidação, dos provetes usados nos 8 ensaios triaxiais realizados no âmbito deste trabalho. Quadro 6.1 Dados dos ensaios triaxiais realizados Material [KPa] [g] [cm] [cm] Designação % TXAC_e0.71/p % TXAC_e0.73/p 200 Areia Coimbra % TXAC_e0.52/p % TXAC_e0.53/p % TXAC_e0.54/p 50_SEM_CAVI % TXAS_e0.67/p 50 Areia Siltosa % TXAS_e0.63/p % TXAS_e0.54/p Areia de Coimbra Inicialmente, foram planeados e realizados 4 ensaios triaxiais não drenados com carregamento de compressão monotónico, com pressões de confinamento iniciais de 50 KPa e 200KPa para índices de vazios próximos de 0.74 (areia solta com compacidade relativa de 20%) e de 0.54 (areia densa com compacidade relativa de 80 %). As condições iniciais dos ensaios estão presentes no Quadro 6.2: Quadro 6.2 Caracterização dos primeiros provetes triaxiais de Areia de Coimbra ensaiados Pressão intersticial Designação B [kpa] [kpa] TXAC_e0.71/p TXAC_e0.73/p TXAC_e0.52/p TXAC_e0.53/p Nas 7.1 a 7.4, apresentam-se os resultados obtidos destes 4 ensaios triaxiais. Nas Figuras 7.3 e 7.4, a linha a vermelho corresponde a aquisição de dados com pressão intersticial negativa. 74

102 a) b) 75

103 Figura 6.1 Resultados do ensaio TXAC_e0.71/p 50 : a) ; b) ; c) c) a) 76

104 b) c) Figura 6.2 Resultados do ensaio TXAC_e0.73/p 200 : a) ; b) ; c) 77

105 a) b) 78

106 c) Figura 6.3 Resultados do ensaio TXAC_e0.52/p 50: a) ; b) ; c) a) 79

107 b) c) Figura 6.4 Resultados do ensaio TXAC_e0.53/p 200: a) ; b) ; c) Na Figura 6.5 está representa a sobreposição dos resultados dos ensaios triaxial sobre Areia Coimbra e e no Quadro 6.3 apresenta-se as fotografias dos provetes após os ensaios: 80

108 a) b) 81

109 c) d) Figura 6.5 Sobreposição dos resultados dos primeiros ensaios triaxiais não drenados realizados na Areia de Coimbra a) (solto); b) (denso); c) ; d) 82

110 Quadro 6.3 Provetes triaxiais de Areia de Coimbra após o ensaio Fotografia Ensaio e comentários a) TXAC_e0.71/p 50: sem superfície de rotura visível. b) TXAC_e0.73/p 200: Provete destruído, por acidente, durante a fase de desmontagem. c) TXAC_e0.52/p 50: Formação de superfície de rotura. d) - TXAC_e0.53/p 200: Formação de superfície de rotura. 83

111 Com índices de vazios próximos dos 0.74 (areia solta), é visível que, para deformações axiais até 3 %, o comportamento da areia é contráctil. O caminho das tensões desloca-se para a esquerda no plano e existe geração positiva de excesso de pressão intersticial até valores próximos da pressão de confinamento efectiva. É visível também que, para deformações axiais próximas de, existe um pequeno pico de resistência não drenada seguido imediatamente de uma queda da tensão deviatórica com o aumento da deformação axial. Isso evidencia uma rotura do provete. Se estes ensaios só fossem efectuados e analisados até da deformação axial, podia-se concluir que o estado crítico tinha sido alcançado e que o fenómeno de liquefacção estática tinha ocorrido em ambos os ensaios. Contudo, para deformações axiais maiores, o excesso da pressão intersticial e a tensão deviatórica começam, rapidamente, a decrescer e a aumentar, respectivamente. Isso demostra um comportamento de dilatância muito significativo que só abranda ao aproximar-se do estado crítico para grandes deformações. Com a adição deste comportamento, é correcto afirmar que a Areia de Coimbra, nestas condições, sofreu uma liquefacção limitada. Isto é, o solo apresenta uma resistência mínima para pequenas deformações, mas de seguida apresenta um comportamento dilatante e começa a endurecer (aumento de resistência) para grandes deformações. Como os provetes eram areias soltas, seria expectável a ocorrência do fenómeno de liquefacção estática. Mas, como estes resultados demostram, possivelmente as tensões de confinamento não foram suficientemente elevadas para a ocorrência desse fenómeno. Para índices de vazios próximos dos 0.54, os provetes ensaiados mostraram, no inicio dos ensaios, ter o comportamento de uma areia densa, tal como era esperado. Nas pequenas deformações, exibem um comportamento contractante que é facilmente visível pela variação positiva da pressão intersticial. Mas rapidamente, com o aumento da deformação, o solo passa a ter comportamento dilatante, causando a dissipação da pressão intersticial. Essa dissipação, por o material ter um comportamento muito dilatante, foi de tal forma elevada ao ponto das pressões intersticiais no interior do provete decresceram para valores negativos (sucção) e estabilizaram-se próximos da tensão relativa de vapor de água a 20ºC ( ), como se pode verificar na Figura

112 a) b) Figura 6.6 Evolução da pressão intersticial (absoluta) e sua variação - a) TXAC_e0.52/p 50; b) TXAC_e0.53/p 200 Isto constituiu um problema por duas razões: O transdutor que mede a pressão intersticial não foi calibrado para medir pressões intersticiais negativas. Quando as pressões intersticiais atingem valores próximos da tensão relativa de vapor ocorre o fenómeno de cavitação (passagem da água do estado liquido para o gasoso). O transdutor é dimensionado para medir pressões em líquidos e havendo uma estabilização das pressões intersticiais próximas da tensão relativa de vapor, pode-se assumir que o fenómeno de cavitação ocorreu em ambos os ensaios. 85

113 As assímptotas horizontais visíveis nas figuras 6.3 c), 6.4 c) e 6.5 c) não se devem ao estado crítico do material, mas sim ao fenómeno da cavitação. Os resultados obtidos não só traduzem o comportamento da Areia de Coimbra sujeita a um carregamento monotónico, em condições não drenadas, mas também sujeita ao fenómeno da cavitação. Isso significa que os comportamentos obtidos nestes dois ensaios não são representativos do estado crítico do material, tornando assim difícil ou mesmo impossível a análise da LEC do material. A parte a encarnado nos gráficos 6.3, 6.4 representa os valores obtidos após a pressão intersticial ficar negativa. De salientar que só se teve conhecimento deste problema após a realização do ensaio TXAC_e0.52/p50, pelo que no ensaio TXAC_e0.53/p 200 já houve preocupação de evitar a cavitação colocando uma pressão intersticial na ordem dos 700 kpa mas, mesmo assim, não se conseguiu evitar novamente a ocorrência desse fenómeno. Curiosamente, apesar da existência do problema da cavitação nas areias densas, é possível observar com facilidade que no plano (Figura 6.7) o estado crítico estaria muito próximo de ser alcançado no final dos ensaios. O valor de, para grandes deformações, tende a ser constante e único - pois é uma propriedade intrínseca do material. Figura 6.7 Sobreposição dos resultados dos ensaios triaxiais não drenados realizados na Areia de Coimbra no plano ; Tendo em conta os valor de, nos ensaios de areia densa, convergiram para valores semelhantes dos restantes ensaios, apesar da ocorrência da cavitação, levantou-se a seguinte questão: Será que o fenómeno da cavitação afecta a relação ao longo do ensaio e na estimativa do, ou será uma coincidência que as trajectórias e os valores de de ambos ensaios sejam semelhantes? 86

114 Para responder a esta questão e simultaneamente ser possível determinar a LEC da Areia de Coimbra, um quinto ensaio com um índice de vazios de 0.54 foi adicionado ao planeamento dos ensaios, com a designação TXAC_e0.54/p 50_SEM_CAVI. Neste ensaio, houve a preocupação de assegurar uma contrapressão bastante elevada para evitar a ocorrência da cavitação. Quadro Caracterização do 5º provete triaxial de Areia de Coimbra Designação [kpa] Pressão intersticial [kpa] B TXAC_e0.54/p 50_SEM_CAVI a) b) 87

115 Figura 6.8 Resultados do ensaio TXAC_e0.54/p 50_SEM_CAVI: a) ; b) ; c) c) Quando houve colapso do provete (ficando destruído) e o mesmo perdeu contacto com o êmbolo da célula de carga (Figura 6.9). Por isso, o ensaio teve que ser interrompido a meio. Figura 6.9 Provete triaxial de Areia de Coimbra (denso). Após o colapso, é visível a formação de superfície de rotura. Sobrepondo estes resultados aos dos outros ensaios triaxiais com Areia de Coimbra no estado denso, é possível verificar o efeito que a cavitação tem no comportamento do solo (Figura 6.10). 88

116 a) b) c) 89

117 d) Figura 6.10 Sobreposição dos resultados dos ensaios triaxiais da Areia de Coimbra (Denso) que tiveram ou não cavitação - a) ; b) ; c) ; d) ; Observando os gráficos na Figura 6.10, verifica-se que a cavitação: Não afecta o declive da trajectória (superfície de rotura) no plano. Afecta na resistência de pico do solo e na deformação para qual a mesma ocorre. A tensão deviatórica máxima no ensaio sem cavitação não só é maior no seu equivalente com cavitação (p=50 kpa) mas também no ensaio com cavitação a p=200 kpa. Não parece afectar na relação q/p ao longo do ensaio e de. Como o ensaio sem cavitação foi interrompido a meio, não se pode comprovar se o valor de seria idêntico ao dos ensaios com cavitação. Mas como as trajectórias, no plano, são semelhantes até onde o ensaio sem cavitação foi interrompido, pode-se presumir que o obtido, se o provete deste ensaio não tivesse colapso, seria idêntico aos restantes ensaios. Conclui-se assim que a ocorrência do fenómeno da cavitação num ensaio triaxial faz diminuir a resistência de pico do solo. Apesar do fenómeno da cavitação não afectar a estimação do valor do ângulo de resistência ao corte, vai afectar o valor de p quando se atinge o estado crítico. 90

118 Considerando a hipótese simplificativa de que o final dos ensaios correspondem ao estado crítico do material, é possível estimar, por regressão linear, o valor e, recorrendo a Equação 2.3,o ângulo de resistência ao corte da Areia de Coimbra (Quadro 6.5 e Figura 6.11): Quadro 6.5 e finais de cada ensaio triaxial sobre a Areia de Coimbra TXAC_e0.71/p TXAC_e0.73/p TXAC_e0.52/p TXAC_e0.53/p (declive da recta na Figura 6.11) Figura 6.11 Estimativa de da Areia de Coimbra,por regressão linear Este valor do ângulo de atrito crítico está de acordo com o valor de 33ª obtido em Santos (2009). Apesar dos resultados de Santos (2009) estarem no plano de, é possível verificar que o comportamento destes ensaios foram muito semelhantes aos obtidos neste trabalho ( Figura 6.12 ).Por observação, as maiores divergências são detectadas nos ensaios de areia solta, enquanto na areia densa as divergências são insignificantes. Estas divergências devemse muito à sensibilidade do material a perturbações, durante a fase de preparação da amostra, ou então do método de preparação utilizado. Cunha (2010), no seu trabalho, também chegou a mesma conclusão, ao analisar os seus resultados experimentais com a Areia de Coimbra com o dos Santos (2009). 91

119 Figura 6.12 Resultados obtidos para e=0.74 e e=0.54 da Areia de Coimbra para pressões de confinamento de 50,200 e 400 kpa - a) de e=0.74 ; b) de e=0.54 ; c) ; d (Santos 2009) Areia Siltosa Na Areia Siltosa foram realizados 3 ensaios triaxiais não drenados com carregamento monotónico, com condições semelhantes às dos que foram realizados na Areia de Coimbra. Pelas razões já explicadas em 4.2.6, não foi ser possível obter provetes com. O quadro seguinte contém as características dos provetes e a designações dos respectivos ensaios: 92

120 Quadro Caracterização dos provetes triaxiais de Areia Siltosa Designação [kpa] Pressão intersticial [kpa] B TXAS_e0.67/p TXAS_e0.63/p TXAS_e0.63/p Nas 6.13 a 6.16, apresentam-se os resultados obtidos nestes 4 ensaios triaxiais e no Quadro 6.7 apresenta-se as fotografias dos provetes após os ensaios. a) b) 93

121 Figura 6.13 Resultados do ensaio TXAS_e0.67/p 50: a) ; b) ; c) c) a) b) 94

122 Figura 6.14 Resultados do ensaio TXAS_e0.63/p 200: a) ; b) ; c) c) a) b) 95

123 c) Figura 6.15 Resultados do ensaio TXAS_e0.54/p 200: a) ; b) ; c) Sobrepondo os resultados dos 3 ensaios triaxiais (Figura 6.16), é possível fazer uma comparação entre os resultados: a) 96

124 b) c) Figura 6.16 Sobreposição dos resultados dos ensaios triaxiais não drenados realizados na Areia Siltosa: a) ; b) ; c) 97

125 Quadro 6.7 Provetes triaxiais de Areia Siltosa após o ensaio Fotografia Ensaio e comentários a) TXAS_e0.67/p 50: sem superfície de rotura visível. b) TXAS_e0.63/p 200: sem superfície de rotura visível. c) TXAS_e0.54/p 200: Formação de superfície de rotura, ainda que pouco visível. 98

126 Para índices de vazios entre 0.63 e 0.67 (, a Areia siltosa exibe um comportamento contráctil, característico de um solo granular no estado solto. Para o índice de vazios de 0.54, a Areia de Coimbra com finos ( Areia Siltosa) exibe um comportamento-tipo de uma areia densa. A nível de estado crítico, se os resultados dos triaxiais da Areia Siltosa forem representados no plano, é possível verificar a convergência das trajectórias dos ensaios TXAS_0.63/p 200 e TXAS_0.54/p 200 para um único e constante (Figura 6.17). Figura 6.17 Sobreposição dos resultados dos ensaios triaxiais não drenados realizados na Areia Siltosa no plano ; Considerando novamente a hipótese simplificativa de que o final dos ensaios correspondem ao estado crítico do material, é possível estimar, por regressão linear, o valor e, recorrendo à Equação 2.3, o ângulo de atrito crítico da Areia Siltosa (Quadro 6.8 e Figura 6.18). Quadro 6.8 e finais de cada ensaio triaxial sobre a Areia Siltosa TXAS_e0.67/p TXAS_e0.63/p TXAS_e0.54/p (declive da recta na Figura 6.18)

127 Figura Estimativa de da Areia Siltosa,por regressão linear O ângulo de resistência ao corte da Areia Siltosa é ligeiramente menor do que o da Areia de Coimbra (aproximadamente 1º grau), tal como era esperado Comparação de resultados É interessante também perceber quais são as influências dos finos não plásticos no comportamento estático da Areia de Coimbra. Para tal, basta só sobrepor os resultados da Areia de Coimbra com os da Areia Siltosa. A Figura 6.19 mostra a sobreposição dos resultados dos dois solos nos seus estados soltos. a) 100

128 b) c) Figura 6.19 Sobreposição dos resultados dos ensaios triaxiais não drenados realizados na Areia de Coimbra e na Areia Siltosa, no estado solto: a) ; b) ; c) Apesar de os índices de vazios não serem os mesmos em ambos os solos, é facilmente visível a influência dos finos na Areia de Coimbra na Figura Como a adição de finos faz diminuir a compacidade relativa do solo com um dado índice de vazios, a compacidade relativa dos provetes de Areia Siltosa ( estariam muito próximos da dos provetes de Areia de Coimbra (. É por isso que as trajectórias de tensões no plano (Figura 6.19 a) ) são muito semelhantes entre si, diferindo só no local onde as mesmas acabam. Nos planos e (Figura 6.19 b) e c)), as trajectórias de 101

129 tensões dos dois solos aparentam ter uma resistência de pico e comportamento contráctil semelhantes, até a uma deformação axial de 4 a 5 %. A partir desta deformação, começam-se a verificar divergências nos caminhos de tensões. A Areia de Coimbra começa a manifestar o fenómeno de liquefacção limitada (comportamento dilatante e aumento da tensão deviatórica), enquanto a Areia Siltosa continua a exibir um comportamento contractivo muito evidente ( aumento gradual do para valores muito próximos da pressão de confinamento) e a tensão deviatórica continua diminuir. Numa primeira análise, poderia assumir-se que, na Areia Siltosa, o estado crítico teria sido alcançado e a liquefacção estaria muito perto de ser alcançado. Contudo, com o aumento da deformação axial verifica-se que a Areia Siltosa começa a exibir, para deformações axiais de 10 %, um ligeiro comportamento dilatante e um ligeiro aumento da tensão deviatórica, característico da liquefacção limitada. Resumindo, a adição de finos não plásticos influencia o comportamento da Areia de Coimbra sujeita a um carregamento monotónico em condições não drenadas. Se por um lado os finos não plásticos fazem diminuir a compacidade relativa, por outro, se os índices de vazios dos provetes ensaiados de Areia Siltosa fossem próximos de 0.74 a existência de finos não plásticos faria com que a Areia de Coimbra (com finos) exibisse um comportamento contractivo mais acentuado até níveis maiores de deformação e também faria aumentar o potencial de liquefacção da mesma. Na Figura 6.20 mostra-se a sobreposição dos 2 resultados dos solos estudados no estado denso e sem o fenómeno de cavitação, com índices de vazios de a) 102

130 b) c) Figura 6.20 Sobreposição dos resultados dos ensaios triaxiais não drenados realizados na Areia de Coimbra e na Areia Siltosa, com e=0.74 e para diferentes pressões de confinamento: a) ; b) ; c) A existência de finos na Areia de Coimbra com e=0.54 faz com que a compacidade relativa passe de 80 para 49 %, ou seja para um estado mais solto. Apesar das pressões de confinamento entre os dois resultados não serem idênticas, é possível observar que quando sujeita pressão de confinamento menor, a Areia de Coimbra apresenta uma resistência maior com uma pressão de confinamento menor do que a Areia Siltosa com uma pressão de confinamento maior. Isto porque a Areia Siltosa, para um mesmo índice de vazios, não tem a 103

131 mesma compacidade relativa que a Areia de Coimbra. Além disso, verifica-se que a existência de finos faz atenuar a dilatância na Areia de Coimbra Estimativa das LEC s dos materiais estudados Com base nos resultados triaxiais monotónicos e não drenados, tentou-se obter uma estimativa das LEC s da Areia de Coimbra e da Areia Siltosa. Essas linhas vão desempenhar um papel muito importante na modelação numérica (Capitulo 7) e a sua análise ajuda a perceber a susceptibilidade dos materiais à liquefacção (Como já foi discutido no capitulo 3). Como os ensaios triaxiais foram realizados em condições não drenadas, o índice de vazios manteve-se inalterável: Isto é, o índice de vazios final é igual ao inicial. Com excepção do ensaio TXAC_e0.54/p 50_SEM_CAVI (que foi interrompido a meio) e dos ensaios em que houve cavitação, considerou-se como hipótese simplificativa que p obtido no final de cada ensaio triaxial corresponde ao. Os ensaios em que houve cavitação foram desprezados para esta estimativa, e no ensaio TXAC_e0.54/p'50_SEM_CAVI optou-se por extrapolar o valor de de forma a que, com os restantes dos outros dois ensaios da Areia de Coimbra, se obtivesse um coeficiente de correlação da regressão que fosse aceitável. O quadro seguinte contém os valores utilizados na estimativa da LEC da Areia de Coimbra: Quadro 6.9 Valores utilizados para a estimativa da LEC da Areia de Coimbra v [kpa] [kpa] TXAC_e0.73/p TXAC_e0.71/p TXAC_e0.54/p 50_SEM_CAVI * 50 *Obtido por extrapolação e tentativa por erro Com os valores do Quadro 6.9, efectuou-se uma regressão logarítmica para a estimativa da LEC (Figura 6.21). Figura 6.21 Estimativa da LEC da Areia de Coimbra 104

132 Como se pode observar na Figura 6.21, e. A Areia Toyoura, que é uma areia de laboratório muito bem caracterizada e bastante utilizada como referência, tem e (Jefferies, 2006). Comparado a Areia de Coimbra com a Areia de Toyoura, é possível verificar que o declive da LEC da Areia de Coimbra ( parece estar dentro dos valores normais de uma areia de laboratório, enquanto que parece ser superior ao normal. A figura seguinte mostra a localização dos estados iniciais dos 4 primeiros ensaios triaxiais efectuados, em relação a LEC: Figura 6.22 Posição relativa dos estados iniciais dos provetes de Areia de Coimbra, em relação a LEC De acordo com a LEC estimada, os estados iniciais de todos os provetes de Areia de Coimbra ensaiados localizam-se abaixo da LEC. Se esta estimativa estiver correcta, verifica-se que as pressões de confinamento utilizadas são insuficientes para localizar os estados iniciais dos provetes, no estado solto (, na zona susceptível de liquefacção estática (acima da linha LEC), como seria esperado. Talvez agora seja possível perceber porque é que estes provetes exibiam comportamento dilatante não desprezável, quando se estaria a espera de um comportamento contráctil mais acentuado e uma maior tendência para a ocorrência da liquefacção. Provavelmente, são necessárias pressões de confinamento com maior magnitude para que se possa estudar o fenómeno de liquefacção estática nos provetes de Areia de Coimbra com. Contudo, é preciso ter em consideração que esta estimativa da LEC, principalmente por ter se feito a extrapolação de um ponto, poderá ser pouco rigorosa e como tal, não ser muito representativa. O quadro seguinte contém os valores utilizados na estimativa da LEC da Areia Siltosa: 105

133 Quadro Valores utilizados para a estimativa da LEC da Areia Siltosa v [kpa] [kpa] TXAS_e0.67/p TXAS_e0.63/p TXAS_e0.53/p Tal como se fez para a Areia de Coimbra, utilizou-se uma regressão logarítmica para estimar a LEC da Areia Siltosa(Figura 6.23): Figura Estimativa da LEC da Areia de Coimbra Como se pode observar na Figura 6.23, e. A areia siltosa de de Merriespruit ( com 20 % de finos) tem e (Jefferies, 2006).Tal como se verificou para a Areia de Coimbra, o parece estar próximo dos valores normais enquanto que é superior ao normal. A figura seguinte mostra a localização dos estados iniciais dos 3 ensaios triaxiais efectuados na Areia Siltosa, em relação a sua LEC: Figura 6.24 Posição relativa dos estados iniciais dos provetes de Areia Siltosa, em relação a LEC 106

134 Tal como esperado, os provetes no estado solto localizam-se acima da LEC, enquanto os mais densos abaixo. Tendo as estimativas das possíveis localizações das LEC s, é possível verificar qual é a influência da presença de finos não plásticos no estado critico da Areia de Coimbra (Figura 6.25). Figura 6.25 Comparação entre a LEC s Como é possível verificar pela Figura 6.25, a presença de finos não plásticos na Areia de Coimbra provoca uma translação e uma atenuação do declive da LEC. Além disso, a presença dos finos não plásticos diminuem a pressão critica do solo para um dado índice de vazios fixo - ex: para e=0.65, e. 6.2 Ensaio de Torção cíclica, em condições não drenadas Introdução A execução dos ensaios torção cíclica não drenado teve como objectivo a verificação do número de ciclos necessários para a liquefacção e da respectiva linha CSR da Areia de Coimbra ( ) e Areia Siltosa ( ), em 2 pressões de confinamento iniciais diferentes. Em todos ensaios efectuados, o carregamento foi efectuado com aplicação de acções cíclicas no topo do provete (momentos de torção) de amplitude constante e com frequência de. A amplitude do carregamento foi definida pelo CSR desejado a aplicar. Como critério de liquefacção, considerou-se que ocorria a liquefacção do provete quando fosse alcançado pela primeira vez Devido a impossibilidade de aquisição autonomizada do 107

135 deslocamento vertical do pistão, não foi possível obter e actualizar, durante o ensaio e tratamento de dados, os valores reais do raio e altura do provete. O quadro seguinte resume os índices e vazios e as características geométricas (após consolidação) dos provetes utilizados nos 10 ensaios de torção cíclica realizados no âmbito deste trabalho: Quadro 6.11 Resumo dos ensaios de torção cíclica realizados Material [KPa] [g] [cm] [cm] Designação % AC_p 50/CSR_ % AC_p 50/CSR_ % AC_p 50/CSR_0.259 Areia Coimbra % AC_p 50/CSR_ % AC_p 200/CSR_ % AC_p 200/CSR_ % AC_p 200/CSR_ % AS_p 50/CSR_ Areia Siltosa % AS_p 50/CSR_0.151* % AS_p 200/CSR_ % AS_p 200/CSR_0.108 * Neste ensaio, houve um problema na medição dos deslocamentos angulares e também a existência de perturbações acidentais no provete, antes do início do ensaio Areia de Coimbra No total, foram realizados 7 ensaios de torção cíclica na Areia de Coimbra: 4 com 50 kpa e 3 com 200 kpa. O parâmetro de Skempton B, o CSR aplicado e o número de ciclos necessários para a liquefacção de cada provete ( ) estão presentes no Quadro 6.12: Quadro 6.12 Condição de carregamento e número de ciclos para liquefacção na Areia de Coimbra Designação AC_p 50/CSR_0.223 [KPa] B CSR Nº de ciclos para liquefazer AC_p 50/CSR_ AC_p 50/CSR_ AC_p 50/CSR_ AC_p 200/CSR_ AC_p 200/CSR_ AC_p 200/CSR_

136 Os resultados obtidos para os ensaios com pressão de confinamento de 50 kpa estão representados nas figuras 6.26 a 6.29: a) b) 109

137 c) d) Figura 6.26 Resultados do ensaio AC_p 50/CSR_0.223: a) ; b) ; c) ; d) 110

138 a) b) c) 111

139 d) Figura 6.27 Resultados do ensaio AC_p 50/CSR_0.233: a) ; b) ; c) ; d) a) b) 112

140 c) Figura 6.28 Resultados do ensaio AC_p 50/CSR_0.259: a) ; b) ; c) ; d) d) a) 113

141 b) c) d) Figura 6.29 Resultados do ensaio AC_p 50/CSR_0.272: a) ; b) ; c) ; d) 114

142 6.30 a 6.32: Os resultados obtidos para os ensaios 200 kpa estão representados nas Figuras a) b) c) 115

143 d) Figura 6.30 Resultados do ensaio AC_p 200/CSR_0.225: a) ; b) ; c) ; d) a) b) 116

144 c) d) Figura 6.31 Resultados do ensaio AC_p 200/CSR_0.187: a) ; b) ; c) ; d) a) 117

145 b) c) d) Figura 6.32 Resultados do ensaio AC_p 200/CSR_0.150 a) ; b) ; c) ; d) 118

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