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Caracterização de solos residuais em projecto geotécnico assistido por ensaios A. Viana da Fonseca Faculdade de Engenharia, Universidade do Porto, Portugal Resumo Esta lição apresenta uma perspectiva geral e tentativamente abrangente, dos factores que condicionam a caracterização mecânica dos solos residuais, em particular quando usadas técnicas de ensaios in situ. Alguns factores específicos, mas não exclusivos destes solos, tão importantes como a microestutura, as propriedades coesivo-friccionais, a forte não-linearidade da rigidez, a anisotropia de muito pequenas a grandes deformações, a alteração e desestruturação (logo o seu carácter evolutivo), as condições de saturação, as propriedades de consolidação/permeabilidade e a dependência da velocidade de carregamento, são aqui apresentadas à luz das correlações paramétricas desenvolvidas para os solos transportados. Os resultados dos estudos direccionados, internacionais e regionais – em particular na cidade do Porto e sua região -, são apresentados. Faz-se ainda uma referência ao binómio solo saprolítico – solo laterítico, estes dominantes nas zonas tropicais, tendo em vista a crescente intervenção da nossa engenharia em África e no Brasil, particularmente. A caracterização conceptual destas propriedades singulares é discutida na perspectiva do projecto de infra-estruturas assistido por ensaios. Palavras chave: Solo residual, saprolítico, laterítico, estrutura relicar, cimento natural 1. DA SINGULARIDADE DAS PROPRIEDADES DE SOLOS RESIDUAIS 1.1 Alteração e desenvolvimento de fábricas e estruturas diferenciadas Reconhece-se hoje que a avaliação de propriedades de solos naturais impõe novas técnicas, ou melhor, novos métodos de interpretação (Lumb, 1962, Mello, 1972, Collins, 1985, Lacerda et al. 1985, Novais Ferreira, 1985, Vargas, 1985, Vaughan, 1985, Wesley, 1990), capazes de identificar propriedades dos solos condicionadas por alguns factores muito importantes, como microestrutura, as propriedades coesivo- friccionais, a forte não-linearidade da rigidez, a anisotropia de muito pequenas a grandes deformações, a alteração e desestruturação (logo o seu carácter evolutivo), as condições de saturação, as propriedades de consolidação/permeabilidade e a dependência da velocidade de carregamento (Schnaid, 2005). Em muitas situações as condições não saturadas prevalecem, devendo ser integradas análises específicas da mecânica dos solos parcialmente saturados. Os métodos de interpretação que são usados para o conhecimento de materiais estruturalmente ligados, como sejam os resultantes de meteorização in situ de rocha, são complexos, por envolverem mais variáveis e com carácter evolutivo. As correlações cruzadas entre múltiplas medições em ensaios distintos, mas simultâneos, é uma das soluções preferenciais: QUANTAS MAIS MEDIÇÕES NUM SÓ ENSAIO, TANTO MELHOR! …

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Caracterização de solos residuais em projecto geotécnico assistido por ensaios

A. Viana da Fonseca Faculdade de Engenharia, Universidade do Porto, Portugal

Resumo Esta lição apresenta uma perspectiva geral e tentativamente abrangente, dos factores que condicionam a caracterização mecânica dos solos residuais, em particular quando usadas técnicas de ensaios in situ. Alguns factores específicos, mas não exclusivos destes solos, tão importantes como a microestutura, as propriedades coesivo-friccionais, a forte não-linearidade da rigidez, a anisotropia de muito pequenas a grandes deformações, a alteração e desestruturação (logo o seu carácter evolutivo), as condições de saturação, as propriedades de consolidação/permeabilidade e a dependência da velocidade de carregamento, são aqui apresentadas à luz das correlações paramétricas desenvolvidas para os solos transportados. Os resultados dos estudos direccionados, internacionais e regionais – em particular na cidade do Porto e sua região -, são apresentados. Faz-se ainda uma referência ao binómio solo saprolítico – solo laterítico, estes dominantes nas zonas tropicais, tendo em vista a crescente intervenção da nossa engenharia em África e no Brasil, particularmente. A caracterização conceptual destas propriedades singulares é discutida na perspectiva do projecto de infra-estruturas assistido por ensaios. Palavras chave: Solo residual, saprolítico, laterítico, estrutura relicar, cimento natural

1. DA SINGULARIDADE DAS PROPRIEDADES DE SOLOS RESIDUAIS

1.1 Alteração e desenvolvimento de fábricas e estruturas diferenciadas

Reconhece-se hoje que a avaliação de propriedades de solos naturais impõe novas técnicas, ou melhor, novos métodos de interpretação (Lumb, 1962, Mello, 1972, Collins, 1985, Lacerda et al. 1985, Novais Ferreira, 1985, Vargas, 1985, Vaughan, 1985, Wesley, 1990), capazes de identificar propriedades dos solos condicionadas por alguns factores muito importantes, como microestrutura, as propriedades coesivo-friccionais, a forte não-linearidade da rigidez, a anisotropia de muito pequenas a grandes deformações, a alteração e desestruturação (logo o seu carácter evolutivo), as condições de saturação, as propriedades de consolidação/permeabilidade e a dependência da velocidade de carregamento (Schnaid, 2005). Em muitas situações as condições não saturadas prevalecem, devendo ser integradas análises específicas da mecânica dos solos parcialmente saturados. Os métodos de interpretação que são usados para o conhecimento de materiais estruturalmente ligados, como sejam os resultantes de meteorização in situ de rocha, são complexos, por envolverem mais variáveis e com carácter evolutivo. As correlações cruzadas entre múltiplas medições em ensaios distintos, mas simultâneos, é uma das soluções preferenciais: QUANTAS MAIS MEDIÇÕES NUM SÓ ENSAIO, TANTO MELHOR! …

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Os solos residuais, particularmente de rochas ígneas, são formados por uma camada superior de massas geralmente muito heterogéneas com expressões muito variáveis, sobrejacente a rochas mais ou menos alteradas (Blight, 1997). De facto, processos de alteração muito variáveis, temperatura, drenagem, e topografia, reduzem as massas rochosas em jazida a solos que podem cobrir granulomerias diversas (argila até cascalho) e que gradualmente aprofundam para saprólitos e rocha-mãe parcialmente meteorizada (Martin, 1977). Rochas ígneas, como o granito, são compostas principalmente de quartzo, feldspato e mica. O quartzo é resistente à decomposição química, enquanto o feldspato transforma-se sobretudo em minerais de argila. Com o progresso desta meteorização, as tensões são aliviadas pela perda de peso sobrejacente acelerando a esfoliação, enquanto que os processos de humedecimento e secagem potenciam esta criação de vazios. Estes processos aumentam a área de rocha exposta à alteração química, aprofundando ainda mais os perfis de alteração (Irfan 1996, Ng & Leung, 2006). Estudos micropetrográficos evidenciam que a meteorização reduz gradualmente o conteúdo de feldspato tanto em rochas vulcânicas como plutónicas. A percentagem de minerais de argila, microfracturas e vazios cresce, mantendo-se os cristais de quartzo (Viana da Fonseca, 2003, Viana da Fonseca et al. 1994, 2006, Ng & Leung, 2006). Há algumas provas de boas correlações entre índices de alteração e propriedades de engenharia (Massey et al. 1989, Irfan, 1996), mas na prática de projecto de estruturas estas relações não são estáveis e suficientemente precisas. Alguns solos, dependendo do grau de alteração, não preservam as estruturas relicares da rocha-mãe, enquanto outras são fortemente influenciadas e revelam essas relíquias (Rocha Filho et al. 1985, Costa Filho et al. 1989), sendo que estas estruturas revelam pontes de cimentícias, algumas de precipitação, mas também fracturas e fissuras remanescentes de rochas originalmente fracturadas (Mayne and Brown, 2003). Num perfil de alteração (a sequência dos horizontes que se formam neste processo) pode-se encontrar materiais variando desde rocha-sã, rochas mais ou menos alterada e solo com fábrica e estrutura da rocha (solos residuais jovens ou saprolíticos), até solo sem “resquícios da rocha que lhe deu origem (solos maduros ou lateríticos). Neste horizonte superior pode aparecer solo transportado (por ex. colúvio), que pode ser difícil de distinguir dos verdadeiros solos residuais. As Figuras 1a e b apresentam uma proposta para classificação destes perfis.

Solos residuais ou transportados

I –orgânico II – horizonte de solo laterítico

Solos residuais III – horizonte de solo saprolítico

Transição entre solo e rocha

IV – saprólito

Massas rochosas

V – horizonte de rocha muito alterada VI - horizonte de rocha alterada VII –rocha sã

(a) (b) Figura 1. (a) Perfis típicos de solos residuais do Brasil (alguma das 5 zonas pode não estar presente) (Vargas, 1985); (b) Perfil de alteração segundo Pastore (1992), apud Lacerda & Almeida (1995).

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O horizonte II (solo laterítico) é geralmente formado sob condições de altas temperaturas e muita humidade, envolvendo horizontes muito permeáveis que resultam em estruturas floculadas (favos de pontes de óxidos e hidróxidos de ferro e alumínio (laterização). É de salientar que nem todos os solos destas massas sofreram suficiente evolução pedogénica. O horizonte III (solo saprolítico) pode mostrar uma elevada heterogeneidade tanto vertical como lateralmente, assim como um arranjo estrutural complexo que retém as características da rocha. A textura e a mineralogia destes solos pode variar significativamente, função do grau de lixiviação e outras acções de meteorização. Numa região tropical é frequente o horizonte V ter expressão insignificante, enquanto em climas temperados esta zona pode ser muito espessa. Mitchell e Coutinho (1991), Lacerda e Almeida (1995) e Clayton e Serratrice (1998) apresentam uma perspectiva geral do se designam por solos “invulgares”, ou, “descontextuados” - “non-textbook” (Schnaid et al. 2004; Coutinho et al. 2004a), incluindo-se solos cimentados – saprolíticos e lateríticos, não saturados – colapsíveis...

1.2 Índices e propriedades mecânicas

Cimentação e estrutura são importantes componentes da resistência, sendo que, em geral, os solos naturais cimentados – de que os residuais são exemplo – têm natureza coesivo-friccional (caracterizada por c’ e φ’). A anisotropia que decorre das estruturas relicares da rocha-mãe pode também ser considerada tipológica dos solos residuais. Nestas condições, uma estrutura formada durante o processo de meteorização fica muito “sensível” a acções de forças exteriores (meta-estável, Viana da Fonseca, 1996), obrigando a cuidados maiores de manuseamento para fins de caracterização (por exemplo, de amostragem para ensaios mecânicos de laboratório). Normalmente, os índices de vazios e a compacidade destes solos não estão directamente relacionados com a história de tensões, como acontece em solos sedimentares argilosos (Vaughan, 1985, Vaughan et al. 1988, Geological Society, 1990, Viana da Fonseca, 2003). A presença de alguma ligação cimentícia interparticular, mesmo que fraca, implica geralmente resistência com manifestação de pico, traduzindo-se também assim no aparecimento de interceptos coesivos (“provetes prismáticos destes solos, se imersos, sustentam-se”) e uma relativamente notória descontinuidade de comportamento tensão-deformação. Exemplos disso podem ser encontrados em Sandroni (1981) – resíduos de gnaisse, Vaughan et al. (1988) – de basalto, Coutinho et al. (1997, 1998) – também de gnaisse, e de granito ou granitóides Viana da Fonseca (1998, 2003), Viana da Fonseca & Almeida e Sousa (2002), Viana da Fonseca et al. (1997a, 1998b, 2006), ou, ainda, de arenito e outras rochas magmáticas em Machado & Vilar (2003). A estrutura de solos naturais tem duas faces: a fábrica – que representa o arranjo espacial das partículas de solos e disposição de contactos - e as pontes cimentadas entre partículas, que pode ser progressivamente destruída durante a deformação plástica (expressão da “desestruturação”). Acima de tudo, nestes geomateriais o comportamento é comandado pelo efeito dos cimentos, que está, mas que se perde progressivamente, dando lugar a materiais de outra índole – ganulares (Leroueil & Vaughan, 1990). Aqui a componente coesiva pode, - e é assim em muito casos de estruturas em serviço, – dominar a resposta em termos de rigidez e resistência, particularmente em se tratando de moderados níveis de carregamento, em relação à cedência plástica (Viana da Fonseca, 2003, Schnaid, 2005) ou ainda em certas trajectórias de tensões onde esta componente é relevante (cortes em escavação ou taludes, por exemplo).

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1.3 Ensaios para sua caracterização e variáveis que os condicionam

As massas residuais apresentam grande heterogeneidade, mudando as características lateral e verticalmente (em profundidade), especialmente no que respeita a propriedades mecânicas. Como sinal disto, é comum adoptar simultaneamente e em áreas relativamente limitadas soluções de fundações distintas: fundações directas – sapatas e ensoleiramentos – e estacas cravadas (estas menos dadas os condicionalismos de execução que essa mesma heterogeneidade acarreta) e moldadas (sendo que as moldadas a trado – CFA, “continuous flight auger” vêm sendo mais correntes para estruturas menos importantes), ou outras soluções mais versáteis e complementares, como micro-estacas, colunas de jet-grouting, etc, em zonas onde a alteração aprofunda. A Figura 2 ilustra este assunto.

Figura 2. Diversos tipos de fundações, enquadrados com tipo e alteração de maciço (Yogeswaran 1995)

Nestes materiais é, por isso, indispensável um bom mapeamento espacial da variabilidade das propriedades mecânicas, necessárias para um comptetnte dimensionamento, em particular com recurso a métodos geofísicos (Viana da Fonseca et al. 2006). O assunto será desenvolvido mais à frente. São vários, como se sabe, os métodos ou técnicas de ensaios in situ, tais como SPT, CPT, DMT, PMT e SBPT, e métodos geofísicos, de superfície ou entre furos, resistividade eléctrica e GPR, que vêm sendo usados para olhar criticamente para estes maciços e tirar o maior dividendo possível em termos paramétricos. A investigação sobre o efeito da estrutura cimentada é expressa em alguns trabalhos de síntese (Schnaid, 2005; Viana da Fonseca e Coutinho, 2008) e tem sido recorrentemente consolidada (Viana da Fonseca, 2003; Viana da Fonseca et al. 2006; Coutinho et al. 1997, 1998, 2000; Coutinho et al. 2004a). Muito deste trabalho depende de bons ensaios em laboratório sobre amostras indeformadas, mas como salientam alguns autores (Viana da Fonseca e Ferreira, 2001 e Schnaid, 2005) há duas notórias dificuldades: perturbação das amostras no processo de amostragem que afecta irremediavelmente a estrutura e a insondável representatividade das amostras quando se lida com massas com tamanha heterogeneidade, além da influência relativa da fábrica e micro-estrutura que ao nível do provete corrente é problemática (Stokoe & Santamarina, 2000). O reconhecimento independente do factor “cimento” e “tipo e arranjo do grão” tem sido lidado a partir de solos artificialmente cimentados, embora a fábrica assim disposta não

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possa reproduzir os processos de diagénese ou outros que geram os solos naturais (Schnaid, 2005). Para distinguir estes factores de comportamento (estrutura vs “estado”), tem-se optado por adaptar leis constitutivas calibradas para solos transportados (de comportamento tipicamente granular) com a introdução de um factor ou componente de “cola/cimento” (Leroueil & Vaughan, 1990, e, mais recentemente, Pinyol et al. 2007).

1.4 Condição não saturada

Os níveis de água nos perfis residuais, em particular nos trópicos, estão muitas vezes em grandes profundidades, ou, pelo menos, suficientes para que se desenvolvam fenómenos de condicionamento de comportamento pela instalação de sucção (definida com a diferença entre a pressão do ar, ua, e da água em menisco, uw). O comportamento mecânico dos solos não saturados depende de quatro varáveis – tensão média efectiva (p–ua), tensão de desvio, q, sucção, s (ua – uw), e volume específico, ν (e.g. Fredlund, 1979; Alonso et al. 1990; Wheeler and Sivakumar, 1995; Futai et al. 1999). A sua consideração na interpretação dos ensaios, nomeadamente nos ensaios in situ, é indispensável pois tem directa consequência na resistência e rigidez dos solos. A principal diferença entre os solos saturados e os parcialmente (ou não) saturados reside na pressão neutra negativa instalada na fase líquida (água) intersticial, denominada de sucção, que tende a crescer com a resistência e rigidez dos solos. Os solos residuais resultantes de vários tipos de rochas podem manifestar tendências de colapsibilidade, particularmente quando desenvolvem estruturas abertas (elevada porosidade) com ligações em pontes cimentícias sensíveis a mudanças de estado hídrico (Vargas, 1973). Usualmente, estes solos desenvolvem-se em condições climáticas de pluviosidades elevadas e concentradas, em ciclos de longos períodos de seca, alta temperatura e evaporações intensa, com alguma inclinação para lixiviação de material mais fino e alterado. As pontes argilosas dos materiais mais sensíveis são de caulinite ou argilas um pouco mais activas, como a gibsite e a aloisite. Depósitos coluvionares (ou solos residuais maduros) podem tornar-se colapsíveis em ambientes em que haja grandes e sistemáticas alterações de estações muito húmidas e muito secas, com capitalização de processos de lixiviação por dissolução de sais e partículas coloidais (Mitchell and Coutinho, 1991).

1.5 Cimentação em solos naturais – Forças Reactivas (ao nível dos contactos)

Há vários mecanismos que conduzem à cimentação. Alguns agentes conduzem à litificação dos solos à volta das partículas e nos contactos, enquanto outros processos alteram a estrutura físico-química original (Mitchell 1993). A cimentação é uma consequência natural da idade e de decorrentes efeitos diagenéticos interparticulares. O comportamento de tensão-deformação, a rigidez, a resistência e a tendência de variação de volume nos solos são muito afectadas pelo grau de cimentação (Clough et al. 1981; Lade and Overton 1989; Airey and Fahey 1991; Reddy and Saxena 1993; Cuccovillo and Coop 1997). Santamarina (2001) define duas regiões que podem ser identificadas: a de baixo confinamento que é controlada pelo cimento e a de altas tensões comandadas por esse mesmo estado. Para facilitar a comparação desta força de cimentação-reacção com outras forças, é vantajoso, segundo o autor, quantificar essa força de tracção que quebre o cimento, demarcando-se duas regiões que podem ser identificadas como "de controlo pelo cimento "- baixas tensões de confinamento - "de controlo pela tensão” – elevados valores de tensão de confinamento. Naquela região, a rigidez a muito baixas

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deformações pode crescer por uma ordem de grandeza, a resistência é condicionada pelo cimento – logo tem uma tradução “coesiva”, a flexão/quebra das pontes é impedida (reflectindo-se em muito baixas contracções volumétricas), e o solo tende a flocular ou desagrega-se em blocos (imediatamente após a quebra, a porosidade inter-blocos é muito baixa, por isso a deformação distorcional tende a impor elevadas dilatâncias, mesmo se o solo como um todo tenha grandes vazios). Fundamentalmente, solos cimentados são solos evolutivos, com as propriedades mecânicas a mudarem irreversivelmente – mesmo as mais elementares e fundamentais, tais como o módulo de deformabilidade elástico –com o nível de tensão-deformação (Viana da Fonseca, 1998, 2003). A espessura das pontes de cimento pode ser relacionada com o valor do módulo de distorção do solo, considerando uma formulação Hertziana modificada (Santamarina, 2001).

A probabilidade de quebra de ligações cresce à medida que a redução da tensão ∆σ' se aproxima da resistência do solo ∆σ'desest, sendo o limite superior dessa redução, o estado de tensão in situ ∆σ'≈σo' (detalhes em Ladd e Lambe, 1963). Enquanto Gg e σten (sendo Gg o módulo de distorção dos minerais que constituem as partículas e σten a tensão de tracção –“tension”- do elemento cimentado) não são de fácil determinação, o modelo ilustra a importância da velocidade das ondas de corte in situ (Vso) na determinação de como o solo irá sofrer os efeitos da redução de tensão no processo de amostragem.

A Figura 3 faz a síntese dessas observações estruturando o comportamento em quatro zonas, clarificando um mecanismo que se vem construindo das análises de comportamento dos solos estruturados sujeitos aos efeitos de amostragem (alguns trabalhos fazem envolventes revisões dos efeitos de amostragem, tais como as de Jamiolkowski et al., 1985, Hight, 2000).

Comportamento

Sem desestruturação

desestσσ ′∆<′∆ Com desestruturação

desestσσ ′∆>′∆

Controlado pelo cimento: VSo>VS-remold

Não há efeito da amostragem (ex. arenito à superfície

Redução da tensão durante a amostragem afectam as propriedades medidas

Controlados pela tensão: VSo≈VS-remold

Não há efeito (solos ligeiramente cimentados à superfície)

Não há efeito de amostragem (o comportamento desestruturado é determinado por σ')

Figura 3 – Resistência das forças interparticulares, no “esqueleto” dos solos, versus cimento – amostragem e desestruturação (Santamarina, 2001)

Admitindo ser algo prematuro, aceita-se hoje que o potencial impacto da amostragem pode ser avaliado pela análise comparativa das velocidades de ondas de corte (Vso).

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A relevância relativa da cimentação e da tensão de confinamento pode ser identificada comparando a velocidade das ondas de corte in situ (VS0) com a mesma velocidade nas amostras remoldadas ao mesmo índice de vazios e estado de tensão (Santamarina, 2001). Em geral, deve-se esperar que VS0 > VS-remold, enquanto o oposto será um contra-senso. A desestruturação durante a amostragem afecta o comportamento tanto dos solos granulares como de solos finos (argilosos), mas, ainda mais, dos solos residuais, e pode causar diferenças importantes entre a resposta dos solos em laboratório e in situ (Tatsuoka and Shibuya, 1992; Stoke e Santamarina, 2000; Leroueil, 2001). Estas considerações são a base de uma das metodologias de controlo, e medição da qualidade, e dos efeitos da mesma, da amostragem. Esta será explorada mais adiante neste texto.

Os valores do módulo de distorção (Gmax, em G0, que é uma função de VS) obtidos a partir de ensaios sísmicos in situ, tais como o Cross-Hole, podem aproximar-se dos valores obtidos em ensaios laboratoriais específicos, tais como a coluna ressonante ou ensaios com “Bender Elements” (mini-transdutores piezocerâmicos de emissão de ondas sísmicas), em câmaras triaxiais nomeadamente (Viana da Fonseca e Ferreira, 2001; Giachetti, 2001; Viana da Fonseca et al., 2006; Ferreira et al., 2007). Valores medidos de Gmax são maiores do que os derivados de algumas correlações desenvolvidas para solos transportados, tais como as propostas por Hardin (1978), tanto em solos saprolíticos (Viana da Fonseca et al., 2004), como em maior acuidade, em solos lateríticos, podendo a diferença atingir 300% (Barros e Hachich, 1996; Viana da Fonseca et al., 1997a; Viana da Fonseca e Ferreira, 2001; Ferreira, 2003). A responsabilidade desta divergência deve-se essencialmente à cimentação natural (nos solos lateríticos as ligações ferruginosas e de alumínio são sensíveis e determinadas) e aos aspectos relacionados com a sucção (tensão capilar de solos não saturados). As correlações empíricas, tais como as que foram propostas para areias (ex: Ohasaki e Iwasaki, 1973), relacionando Gmax e SPT subestimam geralmente os valores de Gmax em solos residuais (Viana da Fonseca, 1996, 2003; Barros e Hachich, 1996; Viana da Fonseca et al. 1997a, 1998a, 2003, 2004 e 2006).

1.6 Cimentação em solos naturais – fundamentos de um comportamento de

padrão coesivo

A coesão não é um conceito simples, como muitos assumem, nem é um conceito virtual, como outros fazem entender, ao considerá-la inconsubstanciada em solos (Maranha das Neves, 2007). A este propósito, Santamarina (1997) alerta para o perigo do oxímoro que é o conceito de “solo coesivo”, concluindo: “o senso comum” que está subjacente aos solos coesivos traduz uma realidade percepcional, de tal forma que uma “incerteza reconhecida” quase sempre se torna “muito feia”. De facto, trata-se de um conceito que reúne palavras de sentido oposto ou contraditório, mas associáveis.

Como foi referido por Santamarina (1977) e reforçado por Locat et al. (2003), a coesão num solo pode ter origem em fontes distintas. Estes últimos autores apresentam seis. A primeira é devida às forças electrostáticas que fornecem resistência pelos contactos, ie, forças de Van der Waals de atracção em duplas camadas, relacionadas com concentrações iónicas no fluído intersticial (presente só em solos finos). A segunda fonte é a cimentação, que é uma ligação química “de facto”, i.e., a cimentação devida à litificação do solo à volta das partículas e nos contactos, e processos físico-quimicos

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que são criados por diagénese ou alterações e que podem ser encontradas tanto em solos granulares e coesivos, sendo gerados durante ou após a formação do solo. A terceira fonte é a adesão das partículas de argila em torno das partículas de silte e de areia, também designada de ligação por pontes ou cadeias de argila. A quarta fonte é a cimentação de contacto (tipo “cravação”) que se desenvolve com o tempo e, sobretudo, sob pressão. A quinta resulta da interacção da matéria orgânica com as partículas para formar módulos e blocos de agregados. Outro processo, próximo e por isso considerado da mesma origem, é o arqueamento e faz parte da componente atrítica. A sexta fonte da coesão é causada pela sucção - pressão negativa na água dos meniscos, criando tensões capilares - própria das condições não saturadas, que resulta numa coesão aparente. Algumas das fontes identificadas são bem conhecidas, podendo-se também alargar estas considerações distinguindo entre adesão e contactos cimentícios.

Santamarina (1997) enfatiza, porém, que alguns sinais de coesão não são reais, mas consequências ou reflexos de outros fenómenos: resistência não drenada quando a velocidade de carregamento excede a velocidade da dissipação da pressão neutra; dilatância – a tendência do solo para dilatar que é directamente relacionada com a compacidade e decresce com o aumento da tensão de confinamento; e, excentricidade das partículas que pode conduzir a comportamentos pós-pico por desenvolvimento de descontinuidades em corte, mesmo em solos granulares soltos ou em solos moles.

A coesão é um parâmetro muito “sensível”, já que a compatibilidade de deformações e a rotura progressiva, imporia que, para grandes deformações, só se deveriam utilizar parâmetros de estados críticos em análises de capacidade de carga (estado limite último). Devido à fragilidade da cimentação, só a parcela atrítica se mantém nos estados críticos (Lambe e Whitman, 1969; Wand, 1990; Atkinson, 1993, autores citados por Santamarina, 1997). Esta sensibilidade deve, assim como o comportamento progressivo discutido, impor a realização de ensaios in situ para avaliação do módulo de distorção a pequenas deformações (ou da velocidade de ondas de corte) - cada um atendendo aos níveis de acções induzidas para a sua execução -, já que os ensaios de laboratório são muito dependentes das acções de amostragem.

2. CARACTERÍSTICAS DE BASE

2.1 Propriedades índice

2.1.1 Perfis tipicos

Os resultados dos ensaios índice e a mineralogia de um solo residual de Ouro Preto, no Brasil, estão sumariados na Figura 4. A percentagem de argila é maior no horizonte B e a comparação das análises granulométricas, com e sem antifloculantes, revelam que há floculação de argilas – reflexo de cimentos e agregados que explicam a estruturação. Na Figura 5 apresenta-se os resultados da descrição de um furo de sondagem de um maciço residual de gnaisse não saturado, com algumas propriedades aí identificadas.

Em geral, o solo residual maduro (horizonte B) é composto por uma argila arenosa porosa, com as partículas de argila floculadas (agregadas). O solo residual jovem (horizonte C/Cr) é uma areia siltosa com mica, com as características da rocha-mãe preservadas em parte (foliação em torno de 30º com a horizontal). A rocha (gnaisse biotítico) apresenta um elevado grau de fracturação com valores de RQD baixos.

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B Horizon

Clayey sand

0 20 40 60 80 100

Mineralogical content (%)

clay

Silt

sand

IP = 29 %

22

24

21

22

19

16

21

wPwnatwL

Exposedsaprolitic

soil

0 20 40 60

Water content (%)

0 25 50 75 100

Grain size (%)

0

1

2

3

4

5

6

7

De

pth

(m

)

C Horizon

saprolitic soil

Sandy silt

kaolinite quartz

oth

er

gib

bs

ite

Am

orp

hous /

Fe

14 16 18 20

γnat (kN/m 3)

0.6 0.9 1.2 1.5

Void ratio

Figura 4. Ensaios índice e mineralogia de um solo residual tropical de Ouro Preto, no Brasil (Futai e tal., 2004)

Figura 5. Resultados de um furo de sondagem (SPT/RQD) e propriedades singulares de um solo residual gnaissico não saturado de Pernambuco, no Brasil (Coutinho et al., 2000)

2.1.2 Classificação baseada em índices mecânicos de resultados de ensaios in situ

Os ábacos de classificação baseados num ensaio com o piezocone (CPTU), tais como os propostos por Robertson (1990), podem reflectir dispersões consideráveis no tipo de material, já que muitas destas avaliações empíricas são condicionadas por medições paramétricas discutíveis, tais como as medições de variações de pressão neutra. Um

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10

exemplo desta típica tendência errónea ou enganadora, é apresentada por Viana da Fonseca et al. (2006), com a classificação do perfil de solo residual do granito do Porto – CEFEUP (Figura 6).

b)

Figura 6. Ábacos de classificação de comportamento dos solos residuais do granito do Porto – CEFEUP: Robertson (1990); Eslami e Fellenins (1997) de acordo com Viana da Fonseca et al. (2006).

Este material é classificado nos termos destas classificações iniciais como solos argilo-siltosos e areno-argiloso cimentados e com significativa idade geológica. Os ensaios de laboratório sobre amostras recolhidas confirmam o teor eminentemente “arenoso com argila e silte”, quando a análise é feita por peneiração húmida e sedimentação, sem uso de antifloculante (Viana da Fonseca et al., 2004). No entanto, a distribuição granulométrica obtida por analisador espectral de laser, revela que a matriz prevalecente é a de areia siltosa, com muito baixa percentagem de argila. Outra classificação baseada nos resultados do CPTU foi introduzida por Eslami e Fellenins (1997), formatada para o objectivo de “dimensionamento de estacas”, mas também útil para fins de classificação geotécnica (Figura 7). Os mesmos resultados são apresentados na Figura 7 em dois perfis específicos de CPTs (Costa Esteves, 2005; Viana da Fonseca et al., 2006), gerando perfis de classificação em profundidade que confirmam a forte heterogeneidade (variabilidade) a que classificações deste teor conduzem os perfis de solos residuais.

A tendência mais surpreendente é a incidência prevalecente de matrizes argilosas, o que não está de acordo com a distribuição granulométrica definida em laboratório. Este comportamento dicotómico foi também explorado a partir de outras classificações, tais como as propostas de Marchetti (1989) e Zang e Tumay (1999), que revelaram também divergências em percentagens de finos. A Figura 8 ilustra as discrepâncias observadas para um dos perfis, relativo aos ensaios CPTU8, DMTG e DMT8 (ensaios vizinhos).

zone soil behaviour type

1 sensitive, fine grained

2 organic soils, peats

3 clays - clay to silty clay

4 silt mixtures - clayey silt to silty clay

5 sand mixtures - silty sand to sandy silt

6 sands - clean sand to silty sand

7 gravelly sand to dense sand

8 very stiff sand to clayey sand (cemented)

9 very stiff fine grained (cemented)

zone soil behaviour type

1 very soft clays - sensitive soils

2 clays

3 silty clays - stiff clays

4a sandy silt and silt

4b fine sand and/or silty sand

5 sands - gravels

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11

4

59

5

4

5,50

5,225,36

5,10

4,00

3,14

2,70

2,402,28

9

4

59

9

1,441,25

0,60

0,35

0,00

8

9

8

6

5,36

5,10

4,52

3,42

2,28

4a

4b4a4b

3

4a

3

4a

34a

5,48

5,20

4,70

3,54

2,38

0,00

3

5,54

5,06

4,12

3,04

3

4

4

3

4

5,14

0,70

0,30

0,00

9

9

8

0,75

5,70

4a

0,200,00

3

4b

a1. Robertson; a2. Eslami & Fellenius b1. Robertson;b2. Eslami & Fellenius

a) CPT2 b) CPT3

Figura 7. Comportamento do solo à luz de perfis de classificação segundo Costa Esteves (2005), baseado em propostas de Robertson (1990) e Eslami e Fellenius (1997), comparando-as com análises em laboratório.

4

4

4

3

3

5

4

9

5,82

5,32

2,34

6,32

5,70

5,14

4,52

3,12

2,28

9

8

0,62

0,00

4a

3

4a

3

4a

34a

4,24

2,44

4,46

6,38

5,32

3,96

2,26

34b

0,160,00

0.0

1.0

2.0

3.0

4.0

5.0

6.0

7.0

8.0

0.1 1.0 10.0

Id

DMT6 DMT8

clay silt sand

Robertson (CPT)

Eslami & Fellenius (CPT)

Marchetti (DMT)

Zhang & Tumay (CPTU)

Figura 8. Identificação de perfis a partir de distintas classificações baseadas em ensaios in situ (Viana da Fonseca et al., 2006).

Há um claro desajuste entre as classificações, o que evidencia a especificidade que estes solos têm e a necessidade eminente de se adaptarem as propostas clássicas à sua realidade.

0.9

1.5

2.32.5

3.43.64.04.34.5

5.0

5.8

6.4

7.27.6

3.3

8.6

Dep

th (

m)

0 20 40 60 80 100

Grain size distribution (%)

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Esta questão foi levantada noutros locais, de que é exemplo a análise descrita por Mayne e Brown (2003) em relação a solos residuais de Piedmont, EUA. Neste caso, os solos são siltes arenosos e areias siltosas, ambas de grão fino, provenientes de alteração de rochas gnaissicas e xistos. As classificações convencionais, tais como a classificação unificada (UCS) de solos, não os caracterizam convenientemente. O índice material (ID) do dilatómetro de Marchetti dá indicações de materiais siltosos (0,6 < ID < 1,8) quando realizados nos horizontes residuais de Piedmont (ex: Harris & Mayne, 1994; Wang e Borden 1996). Os horizontes parecem variar de forma randómica, sugerindo assim uma forte variabilidade em pequenas diferenças de profundidade. Tal variabilidade é, mas como referido pelos autores citados, ilusória já que o próprio grão médio destas massas residuais é próximo de 75 mm, que separa a matriz grossa da fina (# nº 200, ASTM). De facto, estes solos (SM-ML) exibem características tanto de solos finos (respondendo em condições não drenadas) ou de solos granulares (respondendo em condições drenadas), quando sujeitos a carregamentos. Estas contradições entre o índice de ID, e os ratio da história de tensão, quando comparados com resultados advindos de ensaios de laboratório sob amostras indeformadas ou derivados de resultados de ensaios in situ (CPTU, DMT,…), podem ser devidas à especificidade do grau de linearidade de comportamento, típico de solos cimentados, em padrões distintos dos correspondentes a solos transportados (com compacidade similar e teor em água equivalente). Os autores concluem que deve haver um cuidado especial no uso das correlações empíricas em geomateriais não convencionais, adaptando-as regionalmente e para cada tipologia material. Por isso as investigações sobre estes materiais devem integrar metodologias prévias de calibração.

Mayne e Brown (2003) usaram os resultados de ensaios com o piezocone sísmico (SCPTU) em solos residuais de Piedmont, para representar a resistência de ponta normalizada, Q = (qt-σvo)/σvo’, versus o módulo de distorção a muito baixas deformações sobre a resistência de facto, Gmax/qt.

Baseado neste ábaco, o solo residual de Piedmont é classificado como areia siltosa. No entanto, o mesmo solo analisado a partir do SCPTU coloca-se no grupo de solos argilosos. Atendendo a que as descontinuidades em solos residuais são reflexo de relíquias da rocha mãe, das fundações rochosas originalmente fracturadas (Finke e Mayne, 1999), a medida de u1 (pressão neutra medida na face do cone) dá valores positivos, enquanto u2 apresenta valores negativos, o que é típico de argilas fissuradas (Mayne et al. 1990; Lunne et al., 1997). As rápidas dissipações observadas nestes materiais não são próprias de solos argilosos constituindo, assim, uma prova clara de que a aplicação dessas classificações nestes solos deve ser lidada com muito cuidado. Mayne e Brown (2003) salientam alguns – outros – pontos relevantes que decorrem de várias observações de ensaios como o cone penetrómetro (CPTs).

O fenómeno das leituras, positivas de u1 e negativas de u2 com rápida dissipação destes excessos (Figura 9) é uma consequência dessas matrizes com massas finas intermediadas por fracturas e filões drenantes (Sowers, 1994); a razão pela qual também se dá a resposta positiva em u1, deve-se a uma desestruturação da cimentação das massas residuais no seio das rochas fracturadas; sendo assim, a evolução das acções de corte actuantes nas descontinuidades sobre a matriz, conduz a acréscimos de pressões neutras negativas (ex: Finke et al., 1999; Mayne e Schneider, 2001).

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Figura 9. CPTu com registos de pressões neutras na face do cone (u1) e atrás do cone, na vara (u2) – Mayne e Brown (2003).

Mayne e Brown (2003) enfatizaram de que na zona capilar acima do nível freático, as pressões neutras decorrentes do processo de penetração, que são positivas ou próximas de zero na face cone, enquanto atrás do cone são negativas, ou nulas, podem ser atribuídas a condições capilares transientes devidas aos graus de saturação, parciais e totais, em solos residuais de grão fino, dependendo da humidade, infiltração e pluviosidade prévia ao tempo de ensaio; a importância e a relevância da mecânica dos solos não saturados nestes solos residuais siltosos, podem ser avaliados; contudo, ainda não foram implementados em estudos bem fundamentados nestas “geologias”.

Tendo em conta que as classificações usando CPTU são indirectas e baseiam-se em ábacos empíricos desenvolvidos para a interpretação dos horizontes, Schnaid et al. (2004) salientam que as medições de u2 não podem ser consideradas úteis para assegurar uma competente classificação. Como os ábacos de classificação exigem pelo menos dois parâmetros para uma competente identificação de grupo, e não se pode considerar, como bom índice de comportamento, a leitura da pressão neutra – pelas razões indicadas –, os autores sugerem a utilização do módulo de distorção máximo, G0.

A razão G0/qc fornece uma medida de “idade” e grau de cimentação, já que o efeito do cimento e (ou) ligações em pontes interparticulares no módulo de distorção dinâmico é muito maior do que na resistência, qc. Outros autores tais como Rix e Stokoe (1992), Bellotti et al. (1994), Lunne et al. (2003) reportaram, em areias, alguns sinais de organização de identidades a partir da relação entre G0/qc e qc1, sendo este definido por:

0

1v

a

a

c

c

p

p

qq

σ ′

= (1)

sendo ap , a pressão atmosférica.

No momento em que cq e 0G são determinados, estes valores podem ser directamente usados para avaliar os efeitos possíveis na história de tensão, grau de cimentação e idade geológica para um determinado perfil, sendo reconhecido por autores como Eslamizaad e Robertson (1997). Na Figura 10 estão representados os pontos de ensaio CPT conduzidos em solos residuais (também em solos artificialmente cimentados de Monterey). Os dados representados complementam a síntese iniciada por Schnaid et al. (2004) com os resultados de campos experimentais do Porto (Viana da Fonseca et al.,

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2006). Desde que os solos residuais exibam uma estrutura cimentada, os resultados devem cair fora e acima da banda proposta por Eslaamizaad e Robertson para solos não cimentados.

1

10

100

1000

10 100 1000

qc1

G0

/qc

Monterey: 1% cemented Monterey: 2% cemented Porto Alegre, Brazil

Sao Paulo, Brazil Spring Villa, USA Opelika, USA

Guarda, Portugal (PT) Matosinhos, Porto, PT CEFEUP, Porto, PT

Upper bound (cemented geomaterials)

Unaged uncemented sands

Lower bound (cemented geomaterials)

Figura 10. Relação entre G0 e qc para solos residuais (completado a partir de Schnaid et al., 2004).

A variação de G0 e qc observado na gama de depósitos de areia foi expressa em limites inferior e superior, sendo este limite superior o limite inferior dos solos cimentados:

cimentado não :inferior limite 110

cimentado não :superior limite

cimentado, :inferior limite 280

cimentado :superior limite 800

30

30

30

avc

avc

avc

pqG

pqG

pqG

⋅′⋅=

⋅′⋅=

⋅′⋅=

σ

σ

σ

(2)

A linha disposta a traço interrompido foi obtida em solos residuais do granito do Porto, num estudo particular do campo experimental da FEUP (Viana da Fonseca et al, 2006). Quanto ao SPT, Schnaid et al. (2004) apontam também a relação entre NSPT com as medidas sísmicas de G0 para assistir na avaliação da presença de estrutura e a sua variação em profundidade. Essa combinação está expressa na Figura 11, que representa G0/N60 versus (N1)60 em solos residuais, em que (N1)60 = N60 (pa/σ´vo)

0.5, que é análogo a qc1 na Figura 10.

Os valores do campo experimental da FEUP estão incluídos e a estrutura é bem clara como propriedade intrínseca dos solos residuais, com rigidez normalizada (G0/N60) de valor muito elevados quando comparados com materiais não coesivos. A formulação que nos dá orientações nesta representação é a seguinte:

0

6060

0 /

v

aa pN

N

pG

σα

′⋅= ou ( )601

60

0 /N

N

pG a α= (3)

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Em que α é um número adimensional que depende do nível de cimentação e idade, assim como da compressibilidade e sucção.

A variação de G0 com N60 pode ser expressa pelos limites superior e inferior (Schnaid et al., 2004):

cimentado não :inferior limite 200

cimentado não :inferior limite 450

cimentado :inferior limite 450

cimentado :superior limite 1200

3600

3600

3600

3600

av

av

av

av

pNG

pNG

pNG

pNG

⋅′⋅=

⋅′⋅=

⋅′⋅=

⋅′⋅=

σ

σ

σ

σ

(4)

10

100

1000

1 10 100Normalized (N1)60

Ratio

(G

0/p

a)/

N60 .

Moema, SP, Brazil Bela Vista, SP, Brazil Vila Madalena, SP, Brazil

Paraizo, SP, Brazil Bauru, Brazil São Carlos, Brazil

Campinas, Brazil Caximbu, SP, Brazil Brooklin, SP, Brazil

São Carlos, Brazil Campinas, Brazil Porto Alegre, Brazil

Guarda, Portugal (PT) Matosinhos, Porto, PT CEFEUP, Porto, PT

Figura 11. Relações entre G0 e N60 para solos residuais (completado a partir de Schnaid et al. 2004).

A linha disposta a traço cheio, um pouco acima da linha de fronteira entre a cimentada e não cimentada, foi obtida em solos residuais do granito do Porto, no estudo particular, já referido, do campo experimental da FEUP (Viana da Fonseca et al, 2006)

Giacheti e De Mio (2008) apresentam resultados de SCPT para três casos experimentais bem estruturados de solos residuais tropicais (Bauru, São Carlos e Campinas). Todos os resultados obtidos com o SCPT para os três campos experimentais foram introduzidos no ábaco de Robertson et al. (1995) e Schnaid et al. (2004) na Figura 12. Naquela representação de Qt = (qt- σvo)/ σ’vo versus Go/qt (Figura 12a) e nesta com a razão Go/qt versus qc1 (Figura 12b), verifica-se uma muito boa representação do sinal de cimentação. Este sinal ainda é mais evidente nos solos lateríticos do que nos saprolíticos, já de si claros.

A elevada rigidez elástica e a baixa resistência (em termos relativos) nos horizontes mais superficiais são causados pelos processos de laterização que enriquecem os solos de elementos cimentícios de ferro e de alumínio e elementos associados, que potenciam a formação de estruturas ligadas de elevada porosidade.

A relação entre as propriedades elásticas e a resistência última é uma aproximação interessante para reflectir uma estrutura de cimentação frágil e incipiente num arranjo

cemented

uncemented

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relicar muito estável. Qualquer perturbação, como a associada penetração estática do CPT tem reflexo na queda do valor da resistência, quando comparada com a rigidez a muito baixas deformações.

GravellySand

Sand

SandMixtures

SiltMixtures

Organics

CLAYS

CEMENTATION

AGE

HighVoidRatio

LowVoidRatio

Young uncem

ented soils

IncreasingCompressibility

1 10 100

1

10

100

1000

Lateritic Soils

Saprolitic Soils

Goqc

(a)

300

Qt =

σ´ v

o

qt -

σvo

Normalized qc1

10 100 1000

Ra

tio

Go

/qc

1

10

100

1000

Lateritic Soils

Saprolitic Soils

Unaged uncemented sands

Upper bound (cemented sands)

Lower bound (cemented sands)

(b)

5

1

1000

Figura 12. Relação entre G0 e qc1 para três campos experimentais no Brasil: (a) Robertson et al. (1995); (b) Schnaid et al. (2004) – a partir de Giacheti e De Mio (2008).

Estes lato-solos de idade terciária/quaternária podem, em zona de grande generalização, expressar-se com espessuras de poucos centímetros a quarenta metros. A sua expressão depende de vários factores, tais como a topografia, a cobertura vegetal e da rocha-mãe. Em pontos localizados o lato-solo é sobrejacente a solos saprolíticos residuais com um comportamento com uma forte anisotropia (Cunha e Camapum de Carvalho, 1997) e elevados valores de SPT, com folheamento convergente com o da rocha mãe.

A Figura 13 apresenta um perfil de solo típico com resultados de teor em água natural em diferentes períodos do ano (também se apresentam os valores típicos do NSPT).

1313

SP1 SP2 SP3

SP4 SP5

Figura 13. Perfil típico de resultados de ensaios de determinação do teor em água em diferentes períodos sazonais com o SPT (Mota et al., 2007).

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Para avaliar a influência das oscilações sazonais nos resultados dos ensaios in situ, foi tentada uma correlação linear com a sucção; a melhor solução para correlacionar N com a sucção recorre à normalização do índice de vazios (pF /e), o que provou não haver uma relação directa com a sucção.

Recentemente, Robertson (2008) desenvolveu uma extensão da sua classificação de comportamento de solos, procurando integrar os registos de velocidades de ondas sísmicas de corte, em complemento (ou mesmo, em alternativa) ao registo de excessos de pressão neutra, para procurar envolver de forma mais clara os materiais cimentados, com ênfase para os solos residuais. Para o novo ábaco (Figura 14) o autor contou com resultados das várias campanhas de caracterização geomecânica conduzidas nos últimos 15 anos no solo residual do granito do Porto (Viana da Fonseca, 1996, Viana da Fonseca et al., 2006) e campos experimentais Brasileiros (Viana da Fonseca e Coutinho, 2008).

Figura 14. Novo ábaco de classificação de comportamento dos solos, incluindo solos cimentados, passíveis de interpretação mais clara por via do registo conjunto de qc e Vs (Robertson, 2008).

2.2 Propriedades mecânicas: deformabilidade e parâmetros da resistência (em

solos saturados)

Estes solos residuais exibem uma clara superfície de cedência. Esta define-se como uma tensão, ou o estado de tensão, para o qual há uma descontinuidade no comportamento tensão-deformação e um claro decréscimo de rigidez. Esta tensão de cedência é similar à de um solo sedimentar sobreconsolidado, distinguindo-se por ser causada por ligações cimentícias interparticulares. Antes desta tensão ser atingida, as deformações são muito pequenas, sendo que, quando é excedida pela quebra das ligações, as deformações crescem muito. A variação do índice de vazios com o logaritmo da tensão é função simultaneamente da tensão de cedência – logo do cimento interparticular – e do índice de vazios inicial – Figura 15 – mais do que uma propriedade intrínseca do solo, função

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de granulometria e da mineralogia (Vaughan et al., 1988; GSEGWP, 1990; Mitchell e Coutinho, 1991). Geralmente, a compressibilidade dos solos é medida em laboratório num ensaio edométrico (ou qualquer ensaio unidimensional), expresso também na Figura 15. Os parâmetros Ccs para solos cimentados constituem uma medida e uma consequência do afastamento que atinge a tensão de cedência em relação à linha intrínseca (Vaughan, 1998; Lacerda e Almeida, 1990).

Figura 15 – Correlações entre mσ ′log e 0e : a) adaptado de GSEGWP (1990); e, b) dados de Viana da

Fonseca (1996, 1998).

Os resultados dos ensaios edométricos apresentados na Figura 13b revelam três zonas distintas, características dos solos cimentados (Vaughan, 1988), e correspondem a diferentes estados e gamas de índices de compressibilidade: (i) “estável”, Cr = 0,007 – 0,018; (ii) “meta-estável”, Ccs = 0,129 – 0,289; e (iii) “granular e desestruturado”, Cc = 0,101 – 0,172. Num primeiro estado, o solo preserva a estrutura natural cimentada, enquanto num terceiro estado a estrutura é completamente destruída; um estado intermédio está associado a uma desestruturação progressiva, resultando numa quebra gradual de pontes cimentícias por compressão. Enquanto a primeira zona tem uma correspondência quase directa com o estado de “sobreconsolidação virtual” nos solos transportados, a segunda, embora seja aparentemente semelhante ou correspondente a um estado normalmente consolidado, não o é realmente, pois é caracterizada por valores de compressibilidade mais elevados do que os que se observam na condição remoldada (com o mesmo solo desestruturado e em condições de compacidade similares - ver Figura 15), que aliás é a que rege o último troço das curvas dos solos naturais.

As tensões de sobreconsolidação, vpσ ′ , são designados de “virtuais” ou “aparentes”, pois, de facto, correspondem a quebra de ligações cimentícias num processo marcado mas progressivo (por isso, também às vezes designada de “tensões de escoamento”), que não pode, e não deve, ser associado a prévias tensões mais elevadas, mas antes a resistência de tracção que foram acima apresentadas.

Na Figura 16 apresenta-se um conjunto de resultados de várias fontes, incluindo os de solos residuais jovens (saprolíticos) e maduros (lateríticos) do Brasil, em particular em Pernambuco e no Rio de Janeiro (Coutinho et al., 1998 e Futai et al., 2007); os solos residuais jovens apresentam a correlação: Cc = 0,41 (e0-0,2)+0,01.

a) b)a)

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Figura 16 – Correlação entre Cc e e0 (adaptado por Coutinho et al. 1998)

Os solos residuais apresentam uma natureza coesivo-friccional com uma resistência ao corte fortemente influenciada por: (i) presença de partículas com pontes de ligação com resistência à tracção e com rigidez intrínseca; (2) índices de vazios muito variáveis, que são função do processo de alteração e não são relacionados com a história geostática de tensões; e, (3) saturação parcial, possivelmente até profundidades consideráveis (GSEGWP, 1990). A medição da resistência ao corte de solos residuais impõe a recolha de amostras de grande qualidade, e os provetes têm que ter dimensões suficientes para incluir em si mesmo a fábrica e as heterogeneidades mais determinantes.

Sandroni (1977) e Lacerda e Almeida (1995) estudaram solos residuais gnaissicos e provaram que a mineralogia da fracção de areia, incluindo as porções de mica e feldspato, correlacionam bem com a resistência do solo, que tende a ser maior quando o teor de feldspato cresce, ao contrário (em oposição, mesmo) do que acontece com o aumento do teor em mica. A Figura 17 mostra como a mineralogia da fracção grossa afecta a resistência ao corte do solo saprolítico gnaissico, incluindo solos de Pernambuco (Coutinho et al., 1998, 2000) e Rio de Janeiro (Futai et al., 2006), que converge em tendência com outros tipos de solos, também aí representados.

A resistência residual é atingida ao longo de superfícies de descontinuidade após grandes deslocamentos. Nestas condições mobiliza-se o ângulo de atrito residual, rφ′ , sem qualquer coesão. Esta resistência depende da percentagem de partículas que se pode reorientar durante o corte, já que as partículas achatadas que caracterizam a fracção de argila (CF) e o índice de plasticidade do solo lhe estão associados. É de salientar, porém, que estes pressupostos não consideram a forma das partículas – pelo menos, directamente – como sejam a presença de mica nos solos siltosos e arenosos, sendo que a aglomeração de partículas em grumos ou blocos pode confundir a interpretação. Casos há em que, pelo facto das partículas não serem reorientáveis, o ângulo de atrito residual não é muito mais baixo do que o ângulo de atrito a volume constante (Leroueil e Hight, 2003, Lacerda e Fonseca, 2003; Lacerda 2004 e Coutinho e Silva, 2005; Fonseca e Lacerda, 2004, Fonseca, 2006). Outros há, porém, em que tal desenvolvimento é significativo (Viana da Fonseca, 1996).

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20

Material Dimensão do grão (%) Envolvente de rotura

(condição saturada) Mineralogia

Areia Silte Argila

Solo saprolítico de gnaisse - PE (Coutinho et al. 2000)

83 60-68

11 19-23

4 7-12

φ’= 29,3º , c’ = 2,9 kPa φ’= 30,1º , c’ = 2,2 kPa

Mica (M) = 40-50%, Quartzo (Q) e outros ~

50-60% Solo saprolítico de gnaisse - RJ

(Futai et al. 2006) 38 50 12 φ’= 30º , c’ = 10 kPa

(média) Caulinite = 40%, Q= 45%, gibsite e outros

Solo saprolítico de calcário - PE (Silva et al. 2004)

20 39 40 φ’= 31,6º , c’ = 11,3 kPa Calcite = 70%, ilite,

caulinite, outros ~30% Solo laterítico de granito - PE

(Lafayette, 2006) 24 16 60 φ’= 31,3º , c’ = 7,6 kPa

Caulinite, ilite e Q

Solo laterítico de granito - PE (Silva, 2007)

28 23 49 φ’= 26,3º , c’ = 9,7 kPa

Caulinite, Q

(predominante) e M Solo saprolítico de granito, Porto (Viana da Fonseca, 1996,2003)

52-69 17-32 4-8 φ’= 37-38º, c’= 9-12kPa

φ’cv=31,6° M ~ 23%, Q ~ 38%, F ~ 14%, K ~ 24%

Solo saprolítico de granito, Porto (Viana da Fonseca et al., 2006)

50-95 10-41 1-8 φ’= 46 º, c’= 5kPa

φ’cv=33° M~12-45%,Q~1-25%, F ~ 2%, K ~ 54-90%

Figura 17. Influência da mineralogia na resistência dos solos residuais de gnaisse (Sandroni, 1977, modificado por Coutinho et al., 2004a, e completado em Viana da Fonseca e Coutinho, 2008).

A Figura 18 apresenta resultados de rφ′ versus fracção de argila (%) para vários tipos de solos, sendo Ci a representação de colúvios e R e S de solos residuais (laterísticos e saprolíticos) da zona de Pernambuco. Todos os outros pontos correspondem a areias, caulinite e bentonite.

Figura 18 – Ângulos de resistência ao corte de colúvio e solo residual (Skempton, 1985; adaptado de Lacerda, 2004 e Lacerda e Fonseca, 2003).

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21

Os solos da formação de “Barreiras” de Pernambuco e alguns outros solos residuais representados seguem genericamente as mesmas correlações; contudo, apesar do conteúdo de argila, o material aluvionar ou o solo residual maduro (Ri), dada a estrutura agregada, conduz a uma elevada resistência como se verifica nos solos residuais jovens (saprolíticos) de gnaisse (S1 e S4), apresentando uma baixa resistência residual pela elevada presença do mineral mica (o que aliás também se verifica no solo residual do granito do Porto – Viana da Fonseca, 1996, 2003).

Amostras indeformadas usando blocos e amostras de elevada qualidade foram cuidadosamente ensaiadas na Universidade do Porto, compreendendo ensaios triaxiais (CK0D, em compressão com leitura de “Bender Elements” (BE) e de deformações com medições locais, ensaios com coluna ressonante (RC) e ensaios edométricos (Viana da Fonseca, 2003, Greening et al., 2003, Viana da Fonseca e tal. 2006). Para ilustrar alguns destes resultados, na Figura 19 mostram-se ensaios triaxiais em câmara de stress-path e correspondentes curvas tensão-deformação. O coeficiente de impulso foi determinado igual a 0,5, e considerado limite superior à luz da experiência regional (Viana da Fonseca, 1998, 2003, Viana da Fonseca et al., 2003, 2006).

Ko = 0.5

-400

-300

-200

-100

0

100

200

300

400

0 100 200 300 400

p' (kPa)

q (kPa)

-400

-300

-200

-100

0

100

200

300

400

-3.0 -1.0 1.0 3.0 5.0 7.0

εa (%)

S2/1 (c) S2/2 (e)

S2/3 (c) S2/4 (e)

S2/5 (c)

S2/6 (c)

Figura 19 – Ensaios triaxiais: Trajectórias de tensão e curva de tensão-deformação (compressão e extensão) em solo residual de granito (Viana da Fonseca et al., 2006).

Provetes ensaiados sob corte drenado apresentam uma clara transição entre comportamento frágil (dilatante) para uma resposta dúctil (compressiva), à medida que a tensão de confinamento cresce (Figura 20 – Viana da Fonseca et al., 1997a, 1998b, Viana da Fonseca e Almeida e Sousa, 2002). Santamarina (2001) resume assim os princípios desta dualidade: o comportamento dilatante em alguns solos em que a estrutura é do tipo floculada, muito porosa e com pontes cimentícias, dá-se para baixas tensões, sendo definitivamente devido à formação de grumos de partículas pequenas muito cimentadas, partindo e desestruturando-se ao chocar com os grãos maiores, enquanto se desagregam e evoluem para o estado crítico.

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22

Nos mesmos provetes, se forem sujeitos a tensões de confinamento elevadas, tal já não acontece, pela simples razão de que a energia necessária para destruir a estrutura e desagregar as pontes de ligação prevalece pela componente volumétrica.

Têm-se assim diferentes padrões em duas gamas de estados de tensão, como se ilustra bem das curvas (Figura 20) apresentadas por Viana da Fonseca et al. (1997)

Figura 20 – Ensaios triaxiais CID sob distintas tensões de consolidação (Viana da Fonseca et al., 1997)

A condição de cimentação dá lugar a tensões de tracção, explicando a natureza coesivo-friccional destes solos residuais.

A resistência de Mohr–Coulomb é marcadamente definida pelo binómio φ′ e c′ , sendo este intercepto coesivo tanto mais relevante quanto menor for a componente de aumento de tensão média, ou seja, quanto maior for o aumento da parcela indutora de colapso volumétrico mais rapidamente se perde a cimentação interparticular, a mesma que se perde no aparecimento – e na perda após quebra – de resistência não atrítica. Na Figura 21,de Rios Silva (2007), marca-se bem a evidência de uma componente de coesão associada à resistência à tracção, quando a trajectória de tensão se faz eminentemente por decréscimo da tensão média, em oposição aos casos em que a trajectória de tensão decorre com aumento da tensão média efectiva; tal tem um significado notório nas diferenças de parâmetros geotécnicos derivados de ensaios in situ de expansão (tais como os pressiómetros) versus ensaios de compressão (tais como os ensaios que usam penetrómetros).

0

25

50

75

100

125

150

175

200

0 20 40 60 80 100

p' (kPa)

q (

kP

a)

K0 Line

increasing of mean effective stress

decreasing of mean effective stress

Linear (Kf line)

Linear (Kf line)

Figura 21 – Ensaios triaxiais CK0D sob diferentes trajectórias de tensão (Rios Silva, 2007)

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23

Uma das mais importantes (pela sua relevância nos modelos elasto-plásticos) e não resolvidas questões é se a superfície de cedência plástica no espaço de tensões se revela de cariz isotrópico ou anisotrópico, e se o mesmo, de facto ou não, se centra no eixo que caracteriza os estados de tensão em repouso (K0). Viana da Fonseca et al. (1997a) e Futai et al. (2006) reportaram alguns resultados de consolidações isotrópica com medições de deformações axiais e radiais locais (com leituras internas), os quais revelaram valores de tensões de “pré” consolidação (de “escoamento”) em carregamentos isotrópico e anisotrópico diferentes, como se expressa bem na Figura 22.

K0= 0,38

oedometerresults

compressionyield in volumetric

consolidation resultsrange of isotropic

'80605040

53

86

σ

range of

(kPa)3= 3'1+ σ2σ

mσ '

3-σ

1

(kPa)

0 100 200 300 400 500Mean effective stress, p' (kPa)

0

100

200

300

400

De

via

tor

str

es

s,

q (

kP

a)

1m2m

3m

5m

Exposedsoil

7m

(b)

1m

2m

3m

5m

7m

Exposed soil

Figura 22 – a) superfícies de cedência para compressões volumétricas (σ1 = tensão vertical; σ3 = tensão horizontal) – Viana da Fonseca et al. (1997a); b) curvas limite de estado (cedência) em solo saturado (Futai et al. 2006).

As formas das curvas de cedência plástica em argilas naturais têm sido estudadas por muitos autores (ex: Tavenas e Leroueil, 1977 et al. 1983; Smith et al. 1992, Diaz Rodriguez et al., 1992) e tem sido observado que o espaço de cedência (superfície numa representação tridimensional) é claramente anisotrópico e centrado no eixo representativo do estado de repouso (K0), particularmente devido às condições prevalecentes no processo de deposição. Em solos cimentados, porém, esta caracterização está longe de estar bem feita.

Leroueil e Vaughan (1990), assim como mais recentemente em Leroueil e Hight (2003), sugeriram que, à luz dos resultados disponíveis à data, os solos residuais e as rochas brandas de origem eruptiva, magmática parecem indiciar que as superfícies se centram no eixo hidrostático.

Machado e Vilar (2003) trabalharam com um solo residual de arenito – logo de base anisotrópica (em geral) pela sua génese deposicional pré-cimentação – obtiveram curvas de cedência centradas no eixo hidrostático. Schnaid (2005) apontou outros factores que controlam a forma desta curva em solos cimentados, que não foram ainda devidamente identificados, por falta de suficientes e bons resultados experimentais em amostras naturais. Futai et al. (2006), contudo, apresentam superfícies de cedência de solos residuais saturados tanto apresentando-se centradas ou não no eixo hidrostático (ou seja, manifestando centralismo isotrópico ou anisotrópico), dependendo do grau de alteração, da natureza da rocha-mãe, e diagénese.

a) b)

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24

Futai et al. (2006) apresentaram curvas limites de estado para solos residuais de gnaisse saprolíticos e lateríticos (jovens e maduros) tentando avaliar a diferença de regiões de plastificação (no espaço p’-q). Os resultados estão expressos na Figura 22b, sendo clara a expansão destas superfícies em profundidade. As curvas limite de estado às profundidades de 1 a 2 m no horizonte estão centrados no eixo hidrostático. No horizonte C (em profundidade, de 3 a 5m) as curvas não são centradas no eixo hidrostático, o que pode ser devido à preservação das características anisotrópicas da rocha-mãe, mostrando formas similares às superfícies de algumas argilas naturais que detêm anisotropia devido às condições de repouso, K0nc, prevalecentes durante a sua deposição (Díaz-Rodríguez et al., 1992).

2.3 Propriedades mecânicas em condições não saturadas

Os solos não saturados de várias tipologias ou classes (solos residuais, solos colapsíveis, solos expansivos e outros) são encontrados em muitas e diversas geografias. A sua importância em termos geotécnicos pôde ser reconhecida com o desenvolvimento de comunidades em diferentes condições climatéricas (árida, semi-árida ou tropical), que conduziam os engenheiros geotécnicos a trabalhar com uma geomecânica distinta da mecânica dos solos clássica, esta dominada pelo principio das tensões efectivas de dupla fase que é bem adaptada a climas húmidos e temperados. Fredlund (2006) ilustra a progressão desde o desenvolvimento das teorias às formulações para a prática de engenharia para uma série de problemas de mecânica de solos não saturados (ex: percolação, resistência ao corte e variação de volume). O clima à superfície é o factor primário que controla a profundidade do nível freático e, portanto, a profundidade ou espessura da zona de solo não saturado. Nesta zona não saturada, com graus de saturação entre 0 e 100%, as alterações de sucção podem ser avaliadas a partir do conhecimento daquele grau de saturação ou teor em água e da curva característica (Fredlund, 2006).

Há várias zonas que são marcantes nestas curvas características: a franja capilar, que é fortemente influenciada pelos efeitos de fronteira; duas fases de fluxo de fluído – transição; zona seca (transporte de vapor) – zona residual. Na Figura 23a (Futai et al., 2006) comparou-se as curvas características de dois solos gnaissicos residuais, um maduro – B – e outro jovem – C, para sucções mais baixas do que 30 kPa com placa de sucção e mais elevadas com a placa de pressão (30-500 kPa) e ainda com o papel de filtro (Chandler e Gutierrez, 1986) para muito elevadas sucções. As diferenças entre dois solos em relação à distribuição granulométrica, composição mineralógica e microestrutura influenciam directamente a capacidade de retenção de água.

As medições de porosidade parecem confirmar os resultados da análise granulométrica, i.e., o horizonte B possui vazios mais reduzidos e conteúdos de argila maiores do que o horizonte C. A análise global sugere que há uma estrutura meta-estável para o horizonte B com microporos e macroporos. A Figura 23b (de Lafayette, 2006) apresenta uma curva de retenção do solo residual maduro, medido com o funil de Haines, a câmara de Richards e pela técnica do papel de filtro.

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25

0.1 1 10 100 1000 10000Suction, ua - uw (kPa)

20

30

40

50

60

Vo

lum

etr

ic w

ate

r c

on

ten

t (%

)

1m

5m

(a)

Figura 23 – Curvas de retenção com sucção de solos residuais: (a) saprolítico – 5m – e laterítico – 1m (Futai et al., 2006); b) solo laterítico ou residual maduro (Lafayette, 2006).

As curvas de retenção ou sucção bimodais dos solos residuais maduros a lateríticos são típicos de solos fortemente alterados (Camapum de Carvalho e Leroueil, 2004) que contém partículas agregadas não cimentadas e cimentadas por ligações de óxidos de ferro ou pontes de argilas. Segundo estes autores, estes solos têm dois pontos de entrada de ar, correspondentes aos macroporos e aos microporos (ver também Feuerhamel et al., 2007). A sucção que se desenvolve num solo não saturado pode afectar a resposta em tensão-deformação, a resistência ao corte e a curva de cedência plástica, assim como a permeabilidade do solo.

De uma forma geral, a resistência ao corte não saturada pode ser expressa assim:

( ) ( ) 1φφστ waan uutguc −+′−+′= (5)

sendo τ , a resistência ao corte, c′ o intercepto de coesão efectiva, nσ , a tensão normal total no plano de rotura, φ′ , o ângulo de atrito em tensões efectivas, e, 1φ um parâmetro (incorrectamente designado por alguns de ângulo de atrito) que traduz a dependência entre a resistência ao corte e a sucção. As propriedades dos solos não saturados, assim parametrizados, têm algumas “nuances”, uma das quais é o facto de a resistência ao corte variar não linearmente com a sucção matricial. Esta curvatura está relacionada com a curva característica ou de retenção (SWCC – “Soil Water Characteristic Curve”). Em muitos solos a resistência ao corte atinge um valor limite, ou mesmo, como alguns autores defendem – seguida de uma subsequente queda gradativa até valores muito elevados de sucção, mas ainda assim maior do que a resistência residual do solo em condições saturadas (Fredlund, 2006; Vilar, 2007). Algumas funções empíricas têm sido propostas para formular a não linearidade da envolvente de resistência ao corte dos solos não saturados, nomeadamente a equação hiperbólica proposta por Vilar (2007).

Numa tentativa de estabelecer um método prático e expedito, este autor propôs utilizar os resultados de amostras saturadas e de amostras secas ao ar ou, em alternativa, a partir de amostras ensaiadas, em sucções específicas e conhecidas, mas superiores aos valores de sucção esperados para este determinado problema.

a) b)

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26

Futai et al. (2006) apresentaram valores do intercepto coesivo, c, e do ângulo de atrito, φ , em função da sucção, que estão expressos na Figura 24 e que provam bem que tanto c, como φ , crescem com a sucção (S), embora este último tenha um muito baixo crescimento (em valor de S = 100 – 300 kPa), para uma amostra de solo residual recolhida a 1 m da superfície (a mesma que foi apresentada na Figura 23a). O crescimento do intercepto coesivo, c, com a sucção é consensual, mas o crescimento de φ é menos. Na Figura 24 verifica-se bem porque essa variação não é consensual, mas denota alguma sensibilidade.

Figura 24. Intercepto coesivo, c, e ângulo de atrito, φ , em função da sucção (Futai et al., 2007, com

resultados de Lafayette, 2006)

O efeito do crescimento da sucção é o de expandir as superfícies de plastificação, mantendo a sua forma. Estas curvas de cedência são, em alguns casos, centrados no eixo hidrostático (Machado e Vilar, 2000), mas, noutros casos, não o são, ou seja, não têm características isotrópicas (Cui e Delage, 1996; Maâtouk et al., 1995; Leroueil e Barbosa, 2000).

Futai et al. (2007) determinaram, em zonas superficiais de perfis não saturados, as curvas da cedência para condições saturadas e para valores de sucção de 100kPa, de 300kPa e para condições de amostras secas ao ar, tanto para provetes de amostras de solos residuais jovens, como de maduros (os mesmos antes apresentados - Figura 24). Observa-se – ver Figura 25 - que a sucção tem uma forte influência no crescimento da dimensão da superfície de cedência, mas mantém-se a forma.

As curvas de cedência das amostras de solos lateríticos (Figura 25a) parecem manter a isotropia (centralidade, em relação ao eixo hidrostático). Já o horizonte de 5m de profundidade – solo saprolítico de arenito (Figura 25b) – mantém a anisotropia de condição saturada para as sucessivas sucções crescentes, ou seja, as superfícies são homotéticas. Registos convergentes desta manutenção de forma, são reportadas por Cui e Delage (1996) e Machado e Vilar (2002). Tal é fundamentalmente pouco explicável à luz da noção de que o efeito da sucção no ganho de rigidez e resistência é eminentemente isotrópico, deve ser objecto de desenvolvimentos futuros.

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27

0 400 800 1200 1600 2000Mean net stress, p - ua (kPa)

0

400

800

1200

1600

2000D

ev

iato

r s

tre

ss

, q

(k

Pa

)

(a) - 1m

Saturated

(ua - uw) =100 kPa

(ua - uw) = 300 kPa

Air dried

0 400 800 1200 1600Mean net stress, p - ua (kPa)

0

400

800

1200

1600

De

via

tor

str

es

s,

q

(kP

a)

(b) - 5m

Saturated

(ua - uw) =100 kPa

(ua - uw) = 300 kPa

Air dried

Figura 25 – Curvas de superfícies de cedência sob sucção constante: a) solo laterítico; b) solo saprolítico de arenito (Futai et al., 2004).

2.4 Amostragem, uma fonte de incerteza

A qualidade de amostragem é uma questão fundamental para garantir uma caracterização competente das propriedades dos solos em ensaios de laboratório. Com o fim de minimizar a perturbação das características geomecânicas nos processos e métodos de amostragem em solos argilosos moles, argilas duras e areias, têm sido propostas novas técnicas e novos procedimentos de recolha de amostras. Hight (2000) fez um exame detalhado dos efeitos da amostragem no comportamento destes solos, descrevendo os melhoramentos que têm sido feitos aos processos mais correntes e generalizados, com resultados evidentes da melhoria de resultados, bem como na forma como a qualidade dessas amostras pode ser avaliada. As piores condições e os melhores compromissos de métodos e técnicas de amostragem são descritos pelo autor nesse estado de arte (Hight, 2000). Os solos residuais são muito variáveis para serem indexados a argilas e areias, ou mesmo considerados como materiais intermédios entre estes, mas, certamente, sendo o seu comportamento muito condicionado pela estrutura cimentada interparticular a nível microscópico e macroscópico, a preservação desta é indispensável, tanto mais quanto essas ligações são muitas vezes sensíveis aos mecanismos de dano por amostragem. A amostragem por rotação em sistemas duplos e triplos, e particularmente por recolha de amostras em blocos, são considerados procedimentos adequados para mais facilmente se obterem amostras de qualidade e, com isso, se conseguirem avaliações fiáveis das características de resistência e, particularmente, de rigidez – estas muito sensíveis (GC0, 1987; Viana da Fonseca e Ferreira, 2004). Em Hong Kong, como em Portugal, os amostradores do tipo Mazier ou similar (ex: Denison), têm vindo a ser reconhecidos como boas ferramentas (esquema e ilustração na Figura 26 – GC0, 1987 e Viana da Fonseca e Ferreira, 2002, 2004, e Ferreira, 2003 e 2008). No enquanto, quando se pretende recolher uma amostra de solo com a menor perturbação possível, a técnica de amostragem em bloco é sem dúvida o melhor garante, obrigando no entanto ao acesso directo ao maciço a amostrar, por via de abertura de poços, valas ou escavações de galerias (Figura 26).

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Figura 26 – Amostrador Mazier, triplo de tubos com varas de núcleo (GC0, 1987), e amostrador de bloco (Viana da Fonseca e Ferreira, 2002, 2004 e Ferreira, 2003, 2008).

Como descrito por Ng e Leung (2007a), o amostrador Mazier é um tubo triplo com liner interior ajustado, ou em linha, com um anel cortante, que está, por sua vez, solidário a uma mola que apoia ao trem de varas e que está mais ou mesmo avançado em relação à frente de rotação exterior (pela qual se faz a injecção de fluído), consoante a menor ou maior consistência/dureza do maciço, respectivamente. Este dispositivo diminui grandemente a possibilidade do fluído de injecção da frente entrar em contacto como o núcleo interior ao cortante e assim mesmo, como o solo, que assim vai sendo cortado com o mínimo de perturbação. Além disso, a presença de um liner interior de plástico suficientemente rígido permite proteger a amostra no processo de manuseamento e transporte para laboratório. O diâmetro do provete, de 74mm, é compatível com as bases dos equipamentos triaxiais para os quais se destinam estes provetes, evitando, assim, sub-amostragem. Alguma experiência internacional, nomeadamente a de Hong-Kong (Ng e e Leung, 2007a e b), aponta esta técnica como uma das mais competentes para amostragem em solos residuais, rochas-brandas e/ou solo muito duros.

Contudo, estudos comparativos na Universidade do Porto (Ferreira et al. 2002) entre amostras recolhidas por este método e amostras cuidadas de blocos – consideradas de qualidade superior - apontaram para uma grande e preocupante sensibilidade desta técnica ao procedimento de injecção (pressão, caudal e tipo do fluído), pondo em risco a estrutura natural dos solos com estrutura relicar mais sensível (particularmente relevante em solos residuais). Alguns resultados são apresentados abaixo. Nos trabalhos de Ng e e Leung (2007a e b) em Hong-Kong, os autores também reconhecem algumas limitações da técnica, salientando a importância do controlo das velocidades de ondas sísmicas de corte para o controlo da qualidade relativa entre amostras assim obtidas e de blocos, com diferenças que podem chegar a 27% (outros valores muito mais altos foram identificados na FEUP, Viana da Fonseca et al. 1997a, Ferreira et al., 2002 e 2007).

A definição de uma metodologia fiável para avaliação de qualidade de amostragem é um tópico manifestamente importante. Entre as técnicas de referência, tais como a inspecção visual ou microscópica da fábrica (hoje usam-se equipamentos de Raios X para, a priori da retirada dos provetes, se avaliar sinais de integridade desta), medidas comparadas da tensão inicial efectiva, a medição de deformações durante a

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29

reconsolidação (detalhes em Hight, 2000), uma aparece como muito promissora, particularmente em solos estruturados naturais, tais como os residuais: a comparação das velocidades de ondas sísmicas in situ e em laboratório. A realização de várias campanhas de caracterização de massas residuais do granito do Porto, permitiu estudos analíticos com base neste procedimento, contando com a informação de velocidades de ondas “S” in situ, a partir de ensaios de geofísica directa, entre furos (cross-hole) e de superfície e furo (down-hole), e em provetes em laboratório, provenientes de amostras retiradas desses mesmo furos, recorrendo à técnica dos Bender Elements – Figura 27 (Viana da Fonseca e Ferreira, 2002, e Ferreira et al., 2002).

in situ

lab

0

50

100

150

200

250

300

0 10 20 30 40 50 60 70

p' (kPa)

VS*

(m/s)

CH

DH

B2

S1

S2

S3

S4

S6

CICCOPN

in situ

lab

0

50

100

150

200

250

300

0 20 40 60 80 100 120 140

p' (kPa)

VS*

(m/s)

CH

DH

S2

S5

FEUP

Sampler: B2- Block; S1- GMPV; S2- ST85; S3- NT81; S4- MAZIER; S5- OSTERBERG; S6- SHELBY

Figura 27 – Velocidades de ondas de corte sV normalizadas, para distintos tipos de amostradores usados

em solos residuais do granito em campos experimentais no Porto (Ferreira et al., 2002).

A posteriori, Viana da Fonseca et al. (2006) apresentaram novas análises comparativas de valores de velocidades sísmicas de corte ( sV ) obtidos in situ – em ensaios de Cross-

hole, CH – e medidos em laboratório, sob provetes em câmara triaxiais com recurso a leituras de “Bender Elements” (BE) ou ensaios de coluna ressonante (RC) – estes demonstraram resultados muito próximos daqueles (Ferreira et al. 2007). Estes resultados são apresentados na Figura 28, onde a tendência de semelhança de valores sV

em profundidade in situ e em laboratório é clara, sendo as diferenças atribuíveis aos distintos processos de amostragem. Estes solos são, como se disse, muito sensíveis à amostragem dada a sua estrutura relicar de grande sensibilidade.

Estes assuntos relativos à sensibilidade (“sensitivity”) dos processos de amostragem foram discutidos em detalhe em Viana da Fonseca e Ferreira (2002), Viana da Fonseca et al. (2006) e Ferreira et al. (2002, 2007). Em termos de amostras recolhidas em amostradores de tubos, tem-se observado que as características geométricas do amostrador são determinantes, tanto em termos do ângulo do bizel de corte (“cutting edge toper”), assim como do ratio de áreas.

O bom desempenho dos amostradores Shelby é de salientar, sendo muito provavelmente associado à diferença entre o diâmetro interno do tubo amostrador e o diâmetro definido para os provetes ensaiados, esculpindo-se ocasionalmente a parte exterior da amostra para a adaptação correcta à câmara triaxial. Este processo, embora delicado, permite eliminar zonas periféricas da amostra que sofrem maiores distorções durante, tanto o processo de cravação, como o processo de extrusão.

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30

VS (m/s) in situ (CH) & lab (BE+RC)

0

2

4

6

8

10

0 100 200 300 400

Depth

(m

)

S2-S1 - CH

S3-S2 - CH

S2/1 - BE

S2/3 - BE

S2/5 - BE

S2/6 - BE

S5/1 - RC

S5/2 - RC

S5/4 - BE

S5/6 - BE

B5 - BE

Figura 28 – Perfis de sV obtido em ensaios de Cross-hole (CH) e ensaios triaxiais com “Bender

Elements” (BE) sobre amostras obtidas com distintas técnicas de amostragem – solo saprolítico do Porto

(Ferreira et al., 2007).

Finalmente as amostras recolhidas pela técnica e equipamento “Mazier”, denotam surpreendentemente, e pelas razões antes apontadas sinais, de grande perturbação. De facto, estes danos são provavelmente devidos às elevadas pressões de injecção de água nos locais de corte, próximas do bisel de corte e durante o processo de amostragem, o que nestes geomateriais onde fluxos de águas são fortemente gravosos sobre a matriz estrutural. Uma nota deve ser feita ao facto de a idade de reconsolidação poder ser um elemento importante para reposição das condições de repouso, facto que deverá ser considerado nas análises.

Outras tendências são apresentadas por Ng et al. (2000) usando um equipamento de medição de ondas sísmicas P e S em colunas de suspensão e também de ensaios de cross-hole, CH (Ng e Wang, 2001), em Hong Kong, mostrando que os perfis das ondas de corte parecem ser relativamente consistentes com os valores do SPT, o que contraria um pouco a distinta sensibilidade destes ensaios na derivação de parâmetros representativos dos solos estruturados, como os residuais. Tal dever-se-á, nos horizontes de Hong Kong, à forte matriz granular destas fábricas.

3. ENSAIOS IN SITU PARA MAPEAMENTO E CLASSIFICAÇÃO DE SOLOS

RESIDUAIS

3.1 Tendências específicas para tirar vantagem de capacidade de caracterização

directa das técnicas in situ

Howie (2004) enfatizou o facto de as velocidades das ondas de corte sísmicas serem especialmente sensíveis para identificar a fábrica e a estrutura que condicionam o comportamento singular dos solos residuais quando comparados com os solos transportados. Alguns factos foram salientados pelo autor: (i) como se podem usar e adaptar as correlações desenvolvidas em solos convencionais, muitas delas obtidas em

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câmaras de calibração? (ii) Em que circunstâncias é válido transferir estas correlações para solos não convencionais? (iii) Quais são os ensaios mais apropriados e com que correlações de base? Serão úteis e ajustados os ensaios SPT e CPT? Os resultados destes ensaios são interpretáveis de forma directa? Quais são os efeitos da granulometria, compressibilidade, etc., nos ensaios que se conduzem? Como é que se seleccionam parâmetros válidos para e pelas correlações? Será o intercepto coesivo em termos de tensões efectivas, c′ , um parâmetro mecânico fundamental e real? (iv) Que papel pode ter um ensaio como o SPT na caracterização de solos coesivo-friccionais?

Àparte estas singularidades, outros têm sido considerados como muito importantes e foram reportados por Coutinho et al. (2004a): o facto de haver uma maior variação da condutividade hidráulica com a sucção, quando há uma condição não saturada, ou o facto de haver uma possibilidade de ocorrência de drenagem parcial durante os ensaios CPT e SPT (Schnaid et al., 2004); ou, a grande variedade de índices de vazios que é uma função do processo de alteração e não tem relação com a história de tensões.

Para Schnaid et al. (2004), os grandes desafios na prática dos ensaios in situ incluem: (i) a avaliação da aplicabilidade das abordagens teóricas e empíricas existentes para solos argilosos e arenosos a outros geomateriais; (ii) o desenvolvimento de métodos interpretativos que se incorporem na definição de parâmetros úteis aos modelos constitutivos sempre que necessário; e, (iii) a recolha de dados experimentais que justifiquem a aplicabilidade desses métodos de interpretação para aplicações de engenharia.

A aplicabilidade e potencial das técnicas existentes, implica uma avaliação crítica de como os resultados podem ser compilados para obter um modelo do terreno com parâmetros geotécnicos apropriados.

A partir das técnicas de campo indicadas, pode-se estruturar dois grandes grupos de ensaios, tal como proposto por Schnaid et al. (2004):

(i) ensaios não destrutivos ou semi-destrutivos que são conduzidos durante a instalação ou pré-ensaio com o mínimo de perturbação da estrutura natural dos solos e reduzida alteração do estado de tensão efectivo médio em repouso; nestes ensaios incluem-se técnicas de ensaios sísmicos, pressiómetros autoperfuradores e ensaios de carga em placa – um conjunto de dispositivos que são geralmente adequados para se adoptarem interpretações rigorosas dos resultados de ensaios, à luz de algumas hipóteses de modelo simplificado; (ii) ensaios invasivos e destrutivos em que a perturbação decorre dos processos de penetração (SPT, CPT, DMT,…) ou de instalação de sondas no terreno (pressiómetros,…); os dispositivos de penetração são fáceis de usar e relativamente pouco dispendiosos, mas um mecanismo associado ao processo de instalação é muitas vezes complexo e, por isso, a sua interpretação só possível em alguns casos.

3.2 Métodos geofísicos – em busca do mapeamento de heterogeneidade

Os métodos geofísicos correntes in situ podem ser classificados de: (i) sísmicos: ondas P e/ou S, de superfície ou convencionais em profundidade e tomografia de refracção/ reflexão; estão disponíveis os genuinamente de superfície, como sejam o SASW

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(“Seismic analysis of Surface Waves”), MASW (“Multistation Analysis of Surface Wave”) e a sísmica passiva (com registo de vibração ambiente), ou os que se realizam entre furos ou entre furos e à superfície, e vice-versa (down-hole; up-hole; VSP; PS – logging; tomografia convencional e de furos); (ii) eléctricos: de superfície (1D de perfil; 1D de impacto; 2D e 3D de imagens); em furos de sondagens (1D de perfil; 2D e 3D de imagens); (iii) electromagnéticos: de superfície (GPR, ULF), entre e de ou para furos (GPR); (iv) outras técnicas mistas (geotécnicas e geofísicas) que são cada vez mais comuns): SCPTu, RTCPT (CPT com fonte sísmica para registo tomográfico) ou SDMT.

Há alguns campos – ou “sítios” - experimentais em solos residuais, em que tanto os métodos geofísicos em furos, como os métodos de superfície, têm sido usados para comparar o seu desempenho no mapeamento e caracterização. Na Universidade do Porto (no seu campo experimental da FEUP – CEFEUP) foram usadas diversas destas técnicas para bem identificar o desempenho de cada uma e de todas (Carvalho et al., 2004, 2007, Almeida et al., 2004, Lopes et al., 2004, Viana da Fonseca et al., 2006). Estes estudos incluíram nomeadamente: análises baseadas em ondas P e S por refracção (RC) e por tomografia (RT), reflexão da superfície de alta resolução, Cross-Hole (CH), Down-Hole (DH), imagem baseado em resistividade eléctrica (em 2D) e radar (GPR). Os resultados obtidos directamente e derivados a partir dos métodos aplicados e as diversas técnicas recorrentes foram comparados entre si, assim como com alguma bem fundamentada informação geológica e geotécnica. Os resultados estão sintetizados abaixo. Os recentes desenvolvimentos na interpretação de dados de análise de Cross-Hole em ondas P e S foram resumidos muito recentemente em Carvalho et al. (2008).

Os métodos geofísicos têm vindo a ser crescentemente conduzidos pelo mundo fora, nomeadamente em zonas dominadas por maciços residuais, como em Hong Kong, onde se usa correntemente o método de suspensão em furo (PS-logging) descritos por Kwong (1998) e Ng et al. (2000), ou em Portugal ou no Brasil (Viana da Fonseca et al., 2004 e 2006, Giacheti e De Mio, 2008, Viana da Fonseca e Coutinho, 2008), e como em alguns casos em Hong Kong, tendo como principal ferramenta o cross-hole (Ng e Wang, 2001), down-hole (Wong et al., 1998).

3.2.1 Técnicas intrusivas (entre, para e desde furos)

Os furos têm sido usados exaustivamente para a medição de ondas sísmicas S e P tanto em Cross-Hole como em Down-Hole. As variabilidades de sV e pV em profundidade

são muito bem definidas. No entanto, a tomografia (RT) revela secções de refracção que permitiram gerar boa imagística e relativamente completa do zonamento geológico e geotécnico. No caso relatado por Viana da Fonseca et al. (2006), o facto de as ondas P detectarem claramente a presença de água em torno de 1,5 m e 2 m debaixo das medições piezométricas (11,5 a 12,0 m da superfície) foi associado ao elevado grau de sensibilidade das ondas P à saturação real (total) e menor em relação ao aumento do teor em água da franja capilar. Interessante notar como nessa mesma franja se verifica uma queda das velocidades das ondas sV por alguma pontual quebra de estabilidade

interparticular (em torno de 10,5 m - Figura 29).

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Figura 29 – Perfis de CH em registos de sV e pV em 3 secções e para um nível de água de 11,5 a 12,0 m (Viana da Fonseca et al., 2006).

3.2.2 Métodos de superfície

Os métodos convencionais e os métodos tomográficos com base em ondas P e S, tanto de refracção como de reflexão (Figuras 30a e b), os métodos de resistividade pólo a pólo e radar GPR (Figura 30c) foram usados com sucesso para a avaliação da variabilidade e imagem 2D das estruturas geológicas (Carvalho et al., 2006). Esses métodos revelaram resultados globalmente não contraditórios e consistentes com o mapeamento geológico, permitindo gerar um modelo muito completo e sólido do maciço. Da experiência acumulada com estas campanhas, pormenorizadas e onde se realizaram análises muito cuidadosas, decorrem alguns aspectos que se devem salientar, nomeadamente:

(i) a refracção tomográfica de superfície é adequada para uma distribuição 2D média de velocidades P e S, podendo derivar-se com alguma facilidade os parâmetros elásticos (módulo de distorção, G0, e coeficiente de Poisson, ν), bem como um muito bom mapeamento geológico; uma limitação do método deve ser porém, apontada: para se atingirem profundidades desejadas podem ser necessárias linhas sísmica de assinalável desenvolvimento ou extensão.

(ii) os ensaios convencionais de Cross-Hole permitem obter perfis 1D de boa fiabilidade, tanto em ondas P como S, derivando-se com boa precisão um zonamento claro e os respectivos parâmetros elásticos; a tomografia de cross-hole permite obter resoluções muito fiáveis em 2D, tanto para ondas P como S, bem como zonas bem definidas de parâmetros elásticos;

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-5 m 0 m 5 m 10 m 15 m 20 m 25 m 30 m 35 m 40 m 45 m

-25 m

-20 m

-15 m

-10 m

-5 m

0 mS3 S1

RGS

Kaolinization

Gneiss

Gneiss

Kaolinization

Kaolinization

RGS

RGS

Less Kaolinized granite ?

Three Layer Conventional SH Refraction Model

216 m/s

337 m/s

429 m/s

Velo. (m/s)

425

375

325

275

225

175

High Resistivity (260 to 295 Ohm.m)

Seasonal Water Level Interval

Feldspar -> Kaolinization Model

Interpreted Gneiss-Migmatite

RGS-Residual Granitic Soil (Less Kaolinization??)S

ub

Vertical L

ayer I.M.

7.3m

214m/s

Sub Vertical Layer from Inverse Model (dipping 50.8º)

0 m 5 m 10 m 15 m 20 m 25 m 30 m 35 m 40 m 45 m

-10 m

-5 m

0 m

Three Layer Conventional SH Refraction Model

216 m/s

337 m/s

429 m/s

GPR ReflectorsHigh Resistivity (260 to 295 Ohm.m)SPT

GPR Difraction Apex

S3 S1

Figura 30 – Tomografia de refracção de ondas P (a) e velocidades de ondas HS (b) com modelos sobrepostos geológicos e geofísicos usados na sísmica de reflexão; c) imagem de resistividade eléctrica; d) Radargrama processado a partir de eventos subjacentes em resistência, bem como modelos de CH e alguns SPT (Carvalho et al. 2004; Almeida et al., 2004).

(iii) graus de saturação variáveis, acima do nível freático, têm um papel importante nos perfis de ondas S em CH, devido à presença de forças capilares e níveis de sucção, com reflexos no estado de tensão efectiva e resistência ao corte; alterações de compacidade devidas à variação do teor em água, parece ter uma pequena influência nas velocidades de ondas S;

d)

a)

b)

c)

d)

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(iv) quando se atinge a saturação completa, surgem eventos de alta frequência nas componentes horizontais de CH;

(v) uma das mais relevantes conclusões é a grande variabilidade espacial de modelo das correlações apresentadas pelas secções de imagem sísmica e eléctrica, bem como a boa consistência entre a interface horizontal, comum aos vários métodos: sísmicos, refracção convencional e radargrama (GPR); além disso, a distribuição da onda SH em campo (Cross-Hole, reflexão e refracção) e o modelo de resistividade convergem com o geológico;

(vi) a refracção resultante, sobretudo tomográfica, e os modelos eléctricos apontam para um bom ajuste de ambos os métodos para o mapeamento de heterogeneidades locais, tanto horizontais como verticais, de mais ou menos intensas meteorizações no interior das rochas graníticas, tendo sido também identificada a fronteira firme como sendo de base gnaissica /migmatítica.

A reflexão sísmica SH é um método que geralmente permite uma muito boa e detalhada imagística espacial e partindo da superfície.

A dificuldade em obter resultados claros de qualidade das ondas S à superfície, com ruído ambiente (às vezes incontrolável), devido à dificuldade de se ter uma fonte de grande energia, conduz a uma concentração de energia na onda directa e refractada, impedindo uma reflexão hiperbólica. O método de reflexão com recurso a ondas SH foi aplicado com sucesso no campo experimental ISC’2 (CEFEUP), no campus da FEUP (Lopes e tal., 2004), permitindo uma boa definição do perfil de alteração, identificando horizontes com espessura menor de 1 m (para espaçamentos curtos entre fontes e sensores) e mostrando correctamente a variabilidade lateral até profundidades que dependem do desenvolvimento / extensão da linha de aquisição.

Outra técnica muito interessante é o método de análise de ondas de superfície por multi-estação (SWM), que se baseia numa teoria de propagação de ondas unidimensional, permitindo obter um perfil de sV até profundidades que dependem das características específicas do local, do equipamento (particularmente da potência e do esquema de aquisição). Este ensaio demonstra ser muito robusto em condições com elevados níveis de ruído. A presença de variabilidade lateral pode causar interpretação errónea das ondas de superfície, já que as propriedades dispersivas do sinal conduzem a que a informação de toda a área atravessada pela linha de aquisição seja registada. Devido à relevância da identificação dos erros que dependem dos próprios dados registados das ondas superficiais, Strobbia e Foti (2006) desenvolveram um procedimento (“MOPA”) que permite a verificação da sua presença e da sua relevância.

A aplicação do MOPA antes do processamento de dados permite a verificação de qualidade dos dados e decidir sobre a melhor técnica para o processamento. Nos registos de multi-estação, a presença da variabilidade lateral pode ser avaliada dividindo o sismograma registado em diferentes partes e processá-los separadamente.

No caso de estudo do campo experimental da FEUP os resultados obtidos são similares aos obtidos pelo cross-hole (perfis de sV derivados e relatados em Carvalho et al., 2004), mas um cuidadoso processamento dos dados permitiu identificar a presença da variabilidade lateral (detalhes em Lopes et al., 2004). O processamento de aquisição das ondas de superfície, através da subdivisão dos registos das multi-estações em

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sismogramas mais pequenos, permitiu identificar um crescimento da velocidade numa das direcções – Este (Figura 31) –, também verificada por outras técnicas e relatadas em Carvalho et al. (2004).

0 4 8 12

0

0.1

0.2

Offset (m)

Tim

e (

s)

Wavenumber (rad/m)

Fre

qu

en

cy (

Hz)

0 1 2 3 40

50

100

150

Wavenumber (rad/m)

Fre

qu

en

cy

(H

z)

0 1 2 3 40

50

100

150

0 4 8 12

0

0.1

0.2

Offset (m)

Tim

e (

s)

0 4 8 12

0

0.1

0.2

Offset (m)

Tim

e (

s)

Wavenumber (rad/m)

Fre

qu

en

cy

(H

z)

0 1 2 3 40

50

100

150

1-12 13-24 25-36 W E

Figura 31. Processamento SWM de 3 sismogramas separados de 12 m no campo experimental da FEUP/ISC2: o crescimento do declive no espectro de frequência- número de onda demonstra um crescimento da velocidade para Leste - E (Lopes et al. 2004).

3.3 Caracterização geomecânica

3.3.1 Resultados de ensaios in situ em solos residuais e correlações entre os resultados

Os ensaios de campo mais apropriados deviam considerar, primeiramente, a natureza da construção e os respectivos métodos de análise (alguns destes não adaptáveis à realidade daquela natureza) e, em segundo nível, a natureza do terreno. Os ensaios in situ que melhor se adoptam a um determinado projecto e às condições dos terrenos serão sempre aqueles que dão melhor informação no que respeita ao conhecimento das condições geológicas e geotécnicas, à identificação das propriedades e dos parâmetros que permitam formular leis constitutivas que possam ser implementadas em análises, nomeadamente numéricas, de estruturas geotécnicas (Gomes Correia et al., 2004).

As dificuldades de amostragem em solos residuais, como referidas acima, causam um elevado número de problemas para a caracterização do comportamento tensão – deformação dos solos com recurso a ensaios de laboratório, fazendo dos ensaios in situ instrumentos muito úteis para a prática da Geotecnia. Os ensaios mais comuns são, como se sabe, os ensaios de penetração dinâmica (SPT ou os penetrómetros dinâmicos contínuos, ex: DPSH) e outros mais limitados em capacidade de penetração, os de cravação estática – CPT e DMT. Outras técnicas, bem mais morosas e exigentes logisticamente, induzem acções de cargas controladas sobre os terrenos e são os ensaios pressiométricos, tais como o pressiómetro de Ménard (PMT), ou os ensaios de carga em placa (PLT). Destes, ainda hoje, se reconhece um destes ensaios como preferencial pela sua qualidade de resultados: o pressiómetro auto-perfurador (SBPT), de que é exemplo

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o Camkometer, desenvolvido em Cambridge, no Reino Unido, que tem a capacidade de poder assegurar um carregamento com expansão cilíndrica no interior dos maciços, com a sua prévia colocação sem significativa perturbação dos mesmos (Fahey, 1998, Randolph e Hope, 2004, Fahey et al., 2003 e 2007, Gomes Correia et al. 2004).

Recentemente vem-se prestando especial atenção aos métodos sísmicos para avaliação do módulo de distorção dinâmico (G0), considerado como um importante parâmetro de referência. Embora os ensaios in situ para a avaliação paramétrica sejam considerados limitados por falta de controlo competente das trajectórias de tensões desenvolvidas no maciço envolvido, apresentam profundas vantagens, das quais a não mobilização de processos complexos de amostragem é paradigmática.

Especificidades dos perfis de solos residuais e correlações entre os parâmetros de

ensaios in situ

Para além da avaliação da variabilidade natural e macro espacial, a fábrica dos solos residuais devida à herança relicar pode ser relativamente homogénea, o que vem sendo demonstrado por muitos resultados de amostragem contínua, observada em sondagens com SPT, ou, mais raramente, em amostras indeformadas (Viana da Fonseca et al., 2004).

As comparações cruzadas entre SPT, CPT(u), DMT, PMT e vários ensaios sísmicos (CH, DH, SASW e CSWS), têm permitido deduzir correlações entre os parâmetros de ensaios e os geomecânicos, tais como avaliação do estado de tensão de repouso, determinação das características de deformabilidade (rigidez) e resistência, que constituem a base do cálculo em engenharia geotécnica. Como foi feito desde os primórdios da investigação geotécnica, estes estudos têm o propósito de capitalizar a informação provinda destes ensaios para inferir parâmetros fundamentais, que só seriam obtidos por ensaios envolvendo amostras de qualidade e processos muito complexos. Quanto mais se fizer em prol do comportamento e da combinação de dados, mais rapidamente e racionalmente se potenciam critérios de parametrização a partir de grandezas independentes (Schnaid, 2005).

Correlações entre CPT e SPT

A utilidade da correlação entre resultados de SPT e CPT, também como um sinal de indexação a características granulares e físicas, conduziu os investigadores a avaliar a dependência do ratio 60/ Nqc com o diâmetro médio das partículas, tal como sugerido por Robertson e Campanella (1983). No caso, por exemplo, dos maciços residuais de granito do Porto (reportado em várias publicações – com síntese em Viana da Fonseca et al., 2006), este ratio pode oscilar entre 0,17 e 0,36, para D50 = 0,15 mm (Figura 32).

Rochas originais distintas geralmente dão origem a diferentes correlações para a mesma distribuição granulométrica, dada a heterogeneidade intrínseca, com matrizes particuladas muito distintas (Danzinger et al. 1998). Os dados Brasileiros mostram uma tendência de mais baixos valores da relação 60/ Nqc com D50, ou seja, esses dados conduzem a mais baixos valores da relação do que os que são expressos pela linha média proposta de Robertson e Campanella (1983) - Figura 32.

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0,0

0,2

0,4

0,6

0,8

1,0

1,2

1,4

1,6

1,8

0,001 0,010 0,100 1,000D50 (mm)

qc/

N60 (qc,

MPa)

CEFEUP, Porto, Portugal

Matosinhos, Porto, Portugal

Guarda, Portugal

Robertson et al. (1983)

RJ. Adrianópolis-clayey silty sand

RJ. Adrianópolis-sandy silty clay

RJ. PUC-silty sand

RS. UFRGS-sandy silty clay

Figura 32 – Gamas da razão qc/N60 versus D50 em solos residuais Brasileiros e Portugueses (Coutinho et al., 1998; Danzinger et al., 1998, Viana da Fonseca et al., 2004, 2006).

Os resultados das campanhas geotécnicas realizadas no campo experimental da FEUP (Viana da Fonseca et al., 2004, 2006) convergem com estes resultados, mas contrariam um pouco outros dados obtidos em solo residual de granito do Porto (Viana da Fonseca, 1996, 2003) e em solos saprolíticos da Guarda (Rodrigues e Lemos, 2004), muito mais grosseiros, cujos resultados estão expressos na Figura 32.

Estes resultados, obtidos e vertidos na Figura 32, mostram claramente que os solos saprolíticos da Guarda e os primeiros reportados do Porto, apresentam relações de

Nqc / muito mais elevados que os propostos para solos sedimentares granulares. Este facto pode ser uma consequência da maior sensibilidade do cq do CPT, quando comparado com o N do SPT, tendo em conta a parcela coesiva de resistência, devido à existência de cimentação fraca interparticular e presença de significativa percentagem de grãos de quartzo. É de facto, razoável aceitar que a granulometria tem um papel importante nesta relação entre SPTc Nq e , veja-se como o granito da Guarda, com elevadas dimensões das partículas, apresenta valores muito mais altos da razão em oposição aos solos saprolíticos do Porto, de grão muito mais finos. Os valores dos solos Brasileiros e do segundo campo experimental na FEUP, caracterizados por solos mais finos (em boa medida pela origem matricial de rocha original mais fina – rochas de gnaisse e arenito, ou de interface xisto – gnaissica, respectivamente) conduzem a valores daquele ratio bem abaixo da linha média da proposta de Robertson e Camponelha (1983). Perante isto, advém a imagem de “marca” dos solos residuais: o comportamento não é condicionado pela granulometria, mas antes por outros factores, tais como índices de alteração, químicos ou mineralógicos, etc.

Um aspecto importante é a ligação entre as condições de drenagem durante a execução de ensaios de penetração estática de cones e o que se espera para a modelação (Lunne et al., 1997). Takasue et al. (1995) apresentaram este assunto num estudo de solos vulcânicos e provaram que a alteração da condição de drenagem é função da velocidade de penetração, tendo forte influência nos valores das resistências laterais e menos na de

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ponta. Tal é consistente com o facto de a resistência do cone ser uma medição de tensão total, ao contrário da resistência lateral que é controlada pela tensão efectiva. A drenagem também afecta a relação entre o CPT e o SPT. De facto, o valor do SPT é um cômputo de duas parcelas: a resistência de corte da parte anelar e a fricção ao longo da parede do amostrador, em especial exterior (e muito menor pela parede interior) do SPT.

Deve ser enfatizado que não há absoluta segurança de que algumas destas correlações não estejam a ser afectadas por uma mal fundamentada aplicação de correcções como a profundidade – ou número de varas, como sugerida por Skempton (1986). Tal correcção vem sendo discutida e apontada como não fundamental (Cavalcante et al., 2004; Odebrecht et al., 2004) e pode explicar alguma incongruência se – e tal pode ser comum em muitos dos casos – algumas dessas correlações forem desenvolvidas em ensaios próximo da superfície.

PMT versus CPT /SPT

Viana da Fonseca et al. (2001, 2003, 2006) fizeram uma síntese de dois campos experimentais em solos saprolíticos de granito do Porto; surgiram desses estudos alguns ratios derivados entre parâmetros dos ensaios PMT e SPT ou CPT. O Quadro 1 ilustra algumas dessas correlações.

Quadro 1. Ratios entre parâmetros de ensaios in situ (Viana da Fonseca et al., 2001, 2003, 2006)

N60 / pl (MPa) 14,6 Em/ pl 10-12 N60 / Em (MPa-1) 1,4 Emur / Em 1,4 – 1,9 qc/pl* 4 – 6 ED/EPMT ≅ 1,5

N60 – NSPT para 60%; qc – resist. de ponta do CPT; Em, Emur – módulos pressiométricos (“elástico” e de descarga e recarga); pf e pl – Pressão de fluência e efectiva do PMT

Ratios entre distintos valores do módulo de Young inferidos das investigações conduzidas têm o interesse óbvio de preencher as necessidades dos projectistas geotécnicos poderem obter dados paramétricos a partir de diferentes origens, para cada propósito específico.

Viana da Fonseca et al. (2001, 2003) reportaram algumas correlações a partir de dados disponíveis nos campos experimentais: (i) valores do módulo de Young determinado directamente, sem tratamento empírico, ou mesmo, sem pressupostos de derivação; (ii) ratios constantes e correntes, que se assumem correlacionar os resultados do SPT (DP) ou CPT com parâmetros de engenharia, tais como o módulo de Young, comparando-os com correlações desenvolvidas para solos transportados; (iii) valores relativos dos módulos, que podem ser sumarizados nos termos que são expressos no Quadro 2a, enquanto algumas relações podem ser apontadas entre ensaios in situ, como se exprime no Quadro 2b.

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Quadro 2a. Ratios entre deformabilidade (módulo de Young e distorcional) segundo Viana da Fonseca et al. (1988a, 2001, 2003); Topa Gomes et al. (2008)

)(

)(

%1

0

PLTE

CHE

s

)(

)(0

PLTE

CHE

ur

mE

CHE )(0 )(

)(0

SBPG

CHG

ur

≅ 8 – 15 ≅ 2 - 3 ≅ 20 - 30 ≅ 1,7 - 3

CH – valores obtidos em ensaios de cross-hole; PLT – valores obtidos a partir de ensaios de carga em placa

Quadro 2b. Ratios médios entre módulos de Young e ensaios in situ “robustos”

)SPT(N

)CH(E

60

0 )(

)(0

CPTq

CHE

c

)(

)(0

DPLq

CHE

d

)(

)(0

PMTp

CHE

l

≅ 10 (MPa) ≅ 30 ≅ 50 ≅ 8

CH, PLT – idem; N60, qc, qd, pl – valores de resistências

É interessante referir que para muitos projectos geotécnicos, o módulo elástico correspondente a 25% da tensão de rotura, E25, é muito adequado. Em solos residuais de grnito do Porto, o uso do módulo dilatométrico, ED, aproxima-se de E25 na boa e precisa avaliação de assentamentos de fundações bem calculadas (Mayne e Frost, 1988). No entanto, a avaliação específica e o valor de E/E0 – factor de redução do módulo de distorção máximo. Para um coeficiente de segurança de 4 (o referido E25) foi apontado como sendo igual a 0,34.

3.3.2 Resistência a partir de ensaios in situ – particularidades associadas à natureza

coesivo-friccional dos solos residuais

As correlações empíricas são muito úteis para os propósitos comuns de dimensionamento de fundações ou outras estruturas geotécnicas simples e têm sido obtidas a partir de bancos de dados acumulados, descritos nos casos de solos residuais particulares em Carvalho et al., 2004, Gomes Correia et al., 2004, Viana da Fonseca et al. (2004, 2006). Os ensaios com SPT e CPT podem ser usados para prever o ângulo de resistência ao corte de pico em solos granulares, quando os valores forem normalizados em relação ao estado de tensão através da pressão atmosférica, pa = 100 kPa:

( )( ) ( ) 5,015,0

60601

/;

/ av

c

c

av p

qq

p

NN

σσ ′=

′= (6)

Hatanaka e Uchida (1996) obtiveram a equação seguinte para avaliação do ângulo de resistência ao corte de pico, tendo sido corroborado por Mayne (2001) em solos residuais areno-siltosos de Atlanta, Geórgia:

( )[ ] º204,15 5,0601 +=φ′ Np (7)

Robertson e Campanella (1983) e Kulhawy e Mayne (1990) recomendaram, respectivamente, para areias quartzosas recentes e não cimentadas, as seguintes correlações com o CPT:

( )[ ]038010 vcp /qlog,,arctg σφ ′⋅+=′ (8)

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( )100 log0,116,17 cp q⋅+=′φ (9)

com os últimos autores a expressarem a resistência de ponta normalizada por: (qt1/σatm)/(σvo'/σatm)0,5, com σatm = pa, a pressão atmosférica (≅100 kPa).

Em solos residuais do Porto, os valores (N1)60, de ensaios SPT, permitiram determinar o ângulo de resistência ao corte a partir das propostas de Décourt (1989) e Hatanaka e Uchida (1996), tendo-se obtido valores entre 35º e 41º, com um valor médio de 38º. A relação com o qc do CPT no ábaco de normalização com a tensão efectiva vertical de repouso, 0vσ ′ , está expressa na Figura 33. Os resultados demonstram um crescimento muito suave em profundidade – quando comparado com os limites propostos por Robertson e Campanella (1983) – e revelam valores mais elevados de resistência à superfície; tal dever-se-á à componente coesiva (efectiva e fruto de alguma sucção) que a formulação não tem em consideração.

φ'=30

φ'=48 φ'=46 φ'=44 φ'=42 φ'=40

φ'=38

φ'=36

φ'=34

φ'=32

0.0

2.5

5.0

7.5

10.0

12.5

15.0

0 25 50 75 100 125 150 175 200

σ'v0 (kPa)

qc (

MP

a)

CPT1

CPT2

CPT3

CPT4

CPT6

Figura 33. qc vs 0vσ ′ e o ângulo de resistência ao corte, φ´ – adaptação de Robertson e Campanella (1983) aos resultados do CEFEUP – saprolíticos de granito (Viana da Fonseca et al., 2006).

Esta sensibilidade do qc do CPT às duas componentes de resistência é, fruto da mobilização sucessiva e progressiva destas componentes de resistência do solo – o ângulo de atrito e a coesão efectiva, ou o intercepto coesivo. No caso presente, os resultados do CPT são bastante constantes em profundidade atravessando uma gama substancial de ângulos de atrito (35º-42º) com forte incidência a 37º, que é muito mais baixo que os obtidos em ensaios laboratoriais. Ora, o comportamento coesivo – friccional destes solos residuais caracteriza-se pelo facto de, para baixos confinamentos, a componente coesiva ser dominante, enquanto que, para altas tensões, prevalece a parcela friccional e dilatante.

Teoricamente, a resistência de pico e pós-pico pode ser obtida por ensaios pressiométricos (PMT e SBPT). Devido à influência da pré-furação durante a instalação, a resistência de pico derivada do pressiómetro de Ménard (o PMT) não é fiável, mas é legitimada nas boas condições de execução do pressiómetro

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auto-perfurador (SBPT). Para condições drenadas, o ângulo de resistência ao corte (φ’) pode ser estimado pela aproximação de Hughes et al. (1977), que assume que o material tem um comportamento do tipo Mohr-Coulomb, com uma linha ou superfície envolvente linearizada e com intercepto coesivo nulo. Neste modelo admite-se que a dilatância é constante (ψ, ângulo de dilatância, com valor constante), para deformações até cerca de 10%. Os resultados de curva pressão-expansão, quando representados em termos de log p (pressão na cavidade cilíndrica) versus log ε (deformação da cavidade) tende a ser linear, com um declive de “S”, que pode ser usado para determinar os valores de φ’ e ψ pelas expressões seguintes (Hughes et al., 1997):

( ) cvsenS

Ssen

φ′−+=φ′

11 (10a)

( ) cvsenSSsen φ′−+=ψ 1 (10b)

sendo cvφ′ o ângulo de atrito a volume constante, que é determinável sob amostras remexidas, ou é conhecido para os solos em apreço.

Os solos residuais são, contudo, caracterizados por uma resistência com componente coesiva-friccional, pelo que qualquer destes processos não pode ser usado só por si com o propósito de avaliação da resistência. A forma corrente de interpretar os resultados de ensaios pressiométricos, por representação dos resultados dos ensaios de forma a que, um parâmetro - de cada vez e por si só - seja obtido (em particular, a partir de um ramo ou parte específica da curva de pressão-expansão) não é execuível, ou, melhor ainda, não é aceitável em solos de cariz coesivo/friccional de desestruturação e evolutivo (o que se faz, com poucas dúvidas ou críticas, na determinação de resistências não drenadas, em argilas, ou de ângulos de atrito em areias).

Uma alternativa óbvia é a reprodução da curva do ensaio pressiómétrico na sua globalidade, variando os vários parâmetros condicionantes até se obter um bom (o melhor) ajuste dos resultados experimentais, tal com tem sido advogado por vários autores (Jefferies, 1988; Ferreira e Robertson, 1992; Fahey e Carter, 1993; Schnaid et al., 2000). Desde que diferentes conjuntos de parâmetros possam gerar ajustes igualmente bons das curvas dos resultados, tem que se incluir algum juízo de “engenheiro” mas que deve ser bem fundamentado em, se possível (o que só depende de algum trabalho adicional), alguns resultados independentes de ensaios em laboratório (que, por exemplo, forneçam valores do ângulo de atrito a volume constante ou coeficiente de Poisson, ou outro). O processo de ajuste é parte integrante da definição e validação dos parâmetros inicialmente estimados (pelas “partes” dos ensaios, que como se expressou, podem não conferir a imagem plena do comportamento).

Uma nova teoria de expansão cilíndrica que incorpora o efeito de estrutura e a degradação desta, a partir da clássica teoria de cavidade, foi introduzida por Mántaras e Schnaid (2002) e Schnaid e Mántaras (2003). O médodo de Euler é aplicado para resolver simultaneamente duas equações diferenciais que conduzem a variações contínuas das deformações, das tensões e das variações de volume produzidas pela expansão da cavidade.

Apesar da complexidade matemática, os autores deduziram uma expressão explícita para a relação pressão-expansão que é obtida sem qualquer restrição imposta aos valores das deformações. A abordagem proposta consiste na solução unificada para

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interpretação dos ensaios pressiométricos. A aplicação deste método a um solo residual de gnaisse, foi apresentado por Schnaid e Mántaras (2004) e ilustra bem a aplicabilidade desta aproximação.

A extensão da teoria da expansão da cavidade cilíndrica, com o objectivo de integrar as metodologias de interpretação do comportamento de solos não saturados a partir de ensaios pressiométricos, é discutida em Schnaid e Coutinho (2005).

Fontaine et al. (2005) apresentam resultados experimentais e a interpretação de vários ensaios com o pressiómetro de Ménard em solos não saturados, tendo aplicado directamente esta metodologia de ajuste da curva para obtenção dos parâmetros geotécnicos desses solos.

Outras aproximações têm sido propostas, partindo de conjuntos de resultados de ensaios em laboratório e de ensaios sísmicos entre furos (ou outros), aplicando para cada conjunto paramétrico um modelo hiperbólico adaptado (“distorcido”) incorporado em ferramentas numéricas, tais como o programa CAMFE (Fahey e Carter, 1993), com o objectivo de encontrar um conjunto de parâmetros que possam dar o melhor ajuste global a vários ensaios pressiométricos. Tal é particularmente interessante quando há alguns horizontes tipológicos e com alguma variabilidade de resultados, como é o caso de maciços residuais.

Nestas condições pode estar envolvido um grande número de variáveis, tornando a determinação de um conjunto único algo complexo de parâmetros. Mais adiante, será apresentada a aplicação desta metodologia a um caso de obra numa estação do Metro do Porto, envolvendo um maciço de alteração de granito (Topa Gomes et al., 2008).

3.3.3 Resistência coesivo-friccional derivada de múltiplos ensaios de carga

Uma aproximação simples, embora limitada a fundações directas, é o recurso à realização de ensaios de carga com placas ou sapatas de distintas dimensões. Em solos residuais é típico desenvolverem-se roturas de punçuamento (Viana da Fonseca, 1988, 1996), conferindo às curvas uma pouco nítida definição de rotura, o que implica algum tratamento complementar, nomeadamente com recurso a representações bilogarítmicas (Viana da Fonseca et al., 1998a). Este tipo de tratamento, em ensaios múltiplos, foi aplicado a um maciço residual do granito em Matosinhos (Viana da Fonseca, 1996) e os valores obtidos da rotura foram diferenciados: qc = 700kPa (B = 0,30m); qc = 821kPa (B = 0,60m); qc = 950kPa (B = 1,20m). A retroanálise à luz de um critério simples de análise limite (Terzaghi-Meyerhof-Vésic) incorre numa resolução em optimização que, no caso, convergiu surpreendentemente – ou não – com os valores que haviam sido deduzidos para o horizonte de W5 – solo saprolítico de granito – a partir de outros ensaios, tanto em laboratório sob amostras indeformadas (Viana da Fonseca, 1998) como in situ (Viana da Fonseca et al., 1998a).

3.3.4 Avaliação da resistência coesivo-friccional em solos residuais com recurso ao

DMT

O uso do dilatómetro de Marchetti (DMT) em solos residuais não tem sido muito explorado, à excepção de alguns casos singulares. Excepção tem sido a investigação

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conduzida na região do Grande Porto (Cruz et al., 2004; Cruz e Viana da Fonseca, 2006) para aquilatar da sua utilidade e eficiência nestes solos, com o propósito de definir correlações específicas que possam explicar o seu comportamento mecânico. Um dos objectivos destes estudos em solos cimentados e estruturados, é o de identificar o par de componentes da resistência coesivo-friccional, consequência directa do facto de este ensaio fornecer também dois parâmetros e consequentes índices. De facto, ao contrário dos correntes ensaios de penetração, a obtenção de dois parâmetros independentes (P0 e P1), pode conduzir à avaliação de c´ e φ´ por via de estudos de sensibilidade.

O fundamento da metodologia que foi desenvolvida – semi-empírica, entenda-se – foi o de conciliar resultados cruzados de ensaios DMT com outros bem substanciados (tais como ensaios triaxiais sobre amostras indeformadas de qualidade), demarcando com clareza as duas componentes. Cruz et al. (2004), por exemplo, apresentaram valores de coesão entre 5 e 25 kPa, para ângulos de atrito de 32-40º, em solos residuais de granito que convergiram com determinações complementares.

A essência deste método faz jus da avaliação dos efeitos da cimentação por via de um misto de ensaios DMT e CPT, particularmente através do recurso ao índice de tensão lateral, KD, razão de sobreconsolidação virtual ou aparente (definição em Viana da Fonseca, 2003) – simbolizada por V(A) OCR – e do ratio M/qc, decorrentes dos resultados de DMT e CPT. Estes resultados foram depois comparados com os deduzidos em triaxiais e carga em placa (PLT) múltiplos.

O conceito de razão de sobreconsolidação não tem o mesmo significado em solos sedimentares e residuais. A tensão de pré-consolidação que pode ser representada pelo conceito de “segunda” cedência (Y2) ou escoamento, defendida em conceito por Burland (1989), tem nestes solos um cariz virtual ou aparente, já que não decorre de qualquer tensão prévia de sobreconsolidação, de sobrecargas entretanto removidas, mas sim de ligações relicares que se mantêm e têm reflexos similares em termos de reserva de resistência e rigidez naturais.

De facto, esta tensão “V(A) OCR” tem o mesmo significado do conceito geral do grau de sobreconsolidação, mas é aqui a razão da tensão de cedência versus a tensão intrínseca, ou do solo desestruturado para o mesmo índice de vazios. É importante ressalvar que, a avaliação de OCR é dependente de ID e KD (ou seja, de P0 e P1, pressões registadas no ensaio DMT), permitindo ter-se confiança na determinação tanto do ângulo de atrito como do intercepto de coesão efectiva. Pelo mesmo princípio de singularidade da avaliação paramétrica pelo DMT, Cruz et al. (2004) apresentaram outra alternativa para derivar o par c´ e φ´, baseando-se na razão M/qc. Este valor é considerado uma boa ferramenta para derivação do “V(A) OCR”, dada a maior sensibilidade de M às variações de compacidade e cimentação, quando comparado com a resistência de ponta, qc (Marchetti, 1997). Subjacente a esta aproximação está o mesmo princípio do condicionalismo superlativo da resistência à tracção que comanda os parâmetros de rigidez e o intercepto coesivo, quando comparado com a resistência friccional. Como corolário desta metodologia, os autores comparam c´ com a tensão de pré-consolidação, pσ′ obtida via DMT, salientando a capacidade do ensaio em detectar a estrutura cimentada.

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Realmente, o crescimento da estrutura cimentada está associado a um aumento da coesão efectiva, c´, que não está relacionada com presença de finos ou argila (logo com actuação bipolar). Cruz e Viana da Fonseca (2006) propuseram a seguinte equação:

( ) 08,3367,0' +⋅= OCRAVc (kPa) (11)

Uma vez determinado este valor de coesão, c´, é razoável esperar que possa ser usado para corrigir a sobreestimação de φ´, obtido “cegamente” a partir de correlações desenvolvidas para solos transportados (lembre-se que este valor de φ´, assim derivado, mascara as duas componente reais, c´ e φ´, de facto). Assim mesmo, considerando a diferença entre o valor derivado de DMTφ′ e o valor mais realista de φ´ (este pode ser conhecido de um ensaio triaxial, conduzido sobre amostras integrais, mas não forçosamente indeformada – pelo menos, de grande qualidade), é possível atestar da boa adaptabilidade desta metodologia. Cruz e Viana da Fonseca (2006) demonstraram-no a partir do estudo de vários horizontes cimentados. Viana da Fonseca et al. (2008a) aplicaram-no recentemente numa análise paramétrica bastante envolvente numa das obras do Metro do Porto.

Como foi detalhado nestes trabalhos, o ângulo de resistência ao corte determinado pelo DMT e pelo CPT a partir das propostas de Robertson e Campanella (1983) e Marchetti (1997) são sistematicamente mais elevados do que os determinados em triaxiais sobre amostras de grande qualidade. Por isso, se validaram os passos de avaliação daquela metodologia.

Também nos solos residuais de Piedmont, EUA (Fig. 34), este índice de referência, o grau de sobreconsolidação virtual ou aparente (“V(A)OCR”), tem sido explorado.

0

0

'

'32,0

v

vtqOCR

σσ−

= , argila dura Demers & Leroueil, 2002

27,0

31,000

22,0

1

)'(

33,1 −

⋅⋅

σ vNC

t

K

qOCR , areias limpas, Mayne, 2001

OCR = (0.5 KD)1.47, clays (Marchetti,1980), KD = (p0-u0)/σv0’ OCR = 0.509 KD, natural clays

- theoretical (Mayne, 1995)

Figura 34. CPT (a) e DMT (b): interpretação para avaliação da tensão de sobreconsolidação virtual ou aparente em solos residuais siltosos de Piedmont e comparação com os resultados de ensaios edométricos (Mayne e Brown, 2003).

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A sua determinação em ensaios de consolidação de laboratório pode ser errónea, dada a sua grande sensibilidade à qualidade da amostragem (por exemplo, a partir de tubos amostradores menos adequados – Mayne e Brown, 2003). Os valores obtidos de ensaios de laboratório (edométricos e triaxiais) indicam que estes solos têm uma aparente ligeira sobreconsolidação (1 < V(A)OCR < 4), bem suportados, tanto por medições das pressões neutras (u1) na face do cone do CPT, como dos resultados obtidos nos ensaios com o dilatómetro de Marchetti, e das correlações com as velocidades das ondas de corte. Em contraste, o que é dicotómico, as medições da resistência de ponta (qc) e da pressão neutra atrás da base do cone (u2) indiciam um tipo de solo de argila rija fissurada com elevados valores de V(A)OCR. A Figura 34 resume estes resultados surpreendentes.

3.3.5 Condições não saturadas versus saturadas

A principal diferença entre solos saturados e não saturados é a existência de pressões negativas de água nos poros, conhecidas genericamente como sucção, que tendem a inferir valores de resistência e rigidez crescentes com o seu aumento. Este reconhecimento foi bem detectado a partir de resultados de ensaios pressiométricos em solos residuais de granito por Schnaid et al. (2004) – Figura 35.

A primeira investigação conduzida a respeito deste comportamento singular foi feita sobre os resultados de ensaios pressiométricos expressos na Figura 35. Nestas, os parâmetros de resistência medidos em laboratório estão combinados com as tensões horizontais in situ determinados a partir dos pressiómetros, reproduzindo as curvas, tanto em condições saturadas como não saturadas.

Esta matéria vem sendo objecto de estudos de análise dos resultados do campo experimental da FEUP, enquadrados numa tese de doutoramento em curso (Dourado, 2009).

0 100 200 300 400 500 600 700 800

injected volume (cm³)

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

ca

vity

pre

ssure

(kP

a)

0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

suction (

kP

a)

constant watercontent curve

saturatedcurve

constant w.c. (tensiometer at 30 cm)

constant w.c. (tensiometer at 60 cm)

saturated(tensiometer at 30 cm)

0.9 1.0 1.1 1.2 1.3r/ro

0

200

400

600

800

1000

ca

vit

y p

res

su

re (

kP

a)

YG - 2 m depth

predicted curves ( = 43 , = 15 , Po = 60 kPa)

experimental curve (s = 43 kPa)

experimental curve (s = 0)

unsaturated curvec = 20 kPa = 0.24G = 5.5 MPa

φ ψo o

saturated curvec = 1 kPa = 0.3G = 3.0 MPa

ν

ν

Figura 35. Ensaios pressiométricos em solos residuais de granito amostras saturadas e com condições não saturadas (Schnaid et al., 2004)

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4. PROPRIEDADES DE DEFORMABILIDADE DOS SOLOS RESIDUAIS E

DEGRADAÇÃO DE RIGIDEZ

4.1 Rigidez inicial, máxima, dinâmica ou elástica

Um tema importante que condiciona a interpretação geomecânica dos métodos de caracterização é a assunção de que o comportamento a muitas pequenas deformações é linear elástico, enquanto que, a médias e muito elevadas deformações, esse comportamento é fortemente não linear. Este comportamento não linear pré-rotura complica muito a interpretação dos ensaios, tanto in situ como em modelo reduzido e pode entrar em claro conflito com as interpretações simplistas realizadas no passado. É pois indispensável definir com clareza o tipo de método de que se fala ou que é adoptado.

O módulo de distorção de muito pequena deformação, G0, está relacionado com o módulo de Young, E0, pela relação:

( )[ ]ν+= 12/00 EG (13)

Este módulo é designado de inicial – por ser o primeiro tangente (ou máximo), porque é para um determinado estado de tensão o valor mais alto, também porque é elástico (ou, ainda, dinâmico) porque está associado a solicitações dinâmicas de muito baixa amplitude ou energia. É, aliás, com base em conceitos elásticos da teoria de onda que se tem a simples relação entre a velocidade de ondas sísmicas de corte, de muita pequena amplitude (não destrutivas), e o módulo de distorção de muito pequena deformação, G0, ou dinâmico, Gdin:

G0=ρ⋅Vs2 (12)

Se o seu valor for normalizado correctamente em relação ao índice de vazios e tensão efectiva, é na prática independente do tipo de carregamento, número de ciclos de carga, velocidade de deformação e de história de tensão – deformação. Este valor é um parâmetro fundamental e considerado um valor de referência, que revela o verdadeiro comportamento elástico (reversível e linear).

Há várias relações obtidas de estudos experimentais entre G0 e o estado de tensão efectivo. De facto, como é afirmado por Cho et al. (2006) “a rigidez inicial (G0 ou Gmáx, ou Gdin) de um solo reflecte a natureza dos contactos interparticulares, tal como as deformações Hertzianas de partículas lisas esféricas; a resposta não linear carga-deformação determina a dependência da velocidade das ondas de corte com a tensão”. A relação mais directa e congruente toma em consideração a dependência das duas variáveis:

β

α

′=

a

sp

pV

(15)

No entanto, considerando as vantagens de normalização para ter em conta a densidade ou compacidade, com vista a identificar melhor a influência estrita dos factores de

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cimentação, surgiram distintas relações que são resultantes de estudos experimentais e que se apresentam a seguir:

( ) nn

a peFpSG ′⋅⋅⋅= −10 (14)

Esta relação é devida a Jamiolkowski et al. (1995), sendo ap a pressão atmosférica de

referência (≅100 kPa), p′ a tensão média efectiva, S e n constantes experimentais, ( )eF a função de índice de vazios geralmente adoptado como:

( ) ( )

e

eCeF

+−

=1

2

(15)

Sendo C a função da forma e natureza dos grãos, ou

( ) xeeF −= (16)

devendo-se esta expressão a Lo Presti et al. (2003), sendo x um expoente derivado para cada classe de solo. Note-se que a pressão de referência ( ap ) não integra a fórmula, pelo que o valor de S vem expresso em unidades de pressão. Como foi referido na conferência especial na 2nd International Conference on Site Characterization (ISC’2-Porto) de Gomes Correia et al. (2004), “o primado da avaliação dos módulos de distorção dinâmicos para pequenas deformações têm algumas relevantes potencialidades nestas categorias de ensaios: avaliação da anisotropia dos solos por via de ondas com polarização distinta em três direcções; avaliação do coeficiente de impulso em repouso (K0); avaliação de amortecimento do material; avaliação da curva de degradação do módulo com a deformação; e, avaliação dos comportamentos não-drenado e susceptibilidade dos materiais in situ à liquefacção estática (ou de fluxo) e cíclica”.

A comparação entre os valores das velocidades Vs em ensaios in situ e de laboratório permite uma clara e consistente avaliação da qualidade das amostras ditas “indeformadas”, o que vai ser retomado mais adiante. Os efeitos do tempo de reconsolidação têm que ser considerados.

Em materiais granulares, há várias propostas para areias naturais aluvionares, antigas e cimentadas (ex: Ishihara, 1986), enquanto que, para solos residuais, foram propostas outras, tais como as relativas a solos saprolíticos do granito (Viana da Fonseca, 1996; Barros, 1997; Rodrigues & Lemos, 2004; Viana da Fonseca et al. 2006):

( ) ( ) ( )[ ]nkPapSeFMPaG 00 / ′⋅= (17)

( )eF é a função do índice de vazios expressa por:

( ) ( ) ( )eeeF +−= 1/17,2 2

(18)

Os resultados mostram que o valor da constante “S” é muito maior em solos residuais. Viana da Fonseca e Coutinho (2008) apresentam a síntese que se expressa no Quadro 3.

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Como se vê, “S” assume valores muito mais elevados do que os que vêm sendo apresentados para solos não coesivos, enquanto o expoente n, é em geral muito mais baixo, reflectindo o facto da influência da tensão média efectiva ser muito reduzida quando as ligações físicas e químicas interparticulares prevalecem. Estes valores distintos do expoente n são consequência dos tipos de cimento que fazem as pontes entre os grãos, afectando o comportamento tipo Hertziano que domina os materiais particulados (Biarez et al., 1999; Viana da Fonseca, 2003; Viana da Fonseca et al., 2006; Schnaid, 2005) – Figura 36.

Quadro 3 – Rigidez vs parâmetros de estado em solos residuais (adaptado de Schnaid, 2005, por Viana da Fonseca e Coutinho, 2008)

Soil (locals), references S N

Alluvial sands (…), Ishihara (1982) 7.9 to 14.3 0.40 Saprolite from granite (Matosinhos,Porto,Portugal), Viana da Fonseca (1996, 2003) 110

0.02 p´<100kPa

Saprolite from granite (CEFEUP, Porto, Portugal), Viana da Fonseca et al. (2004) 65 0.07 Saprolite from gneiss (Caximbu, Sao Paulo, Brazil), Barros(1997) 60 to 100

0.30 p´<100kPa

Saprolite from granite (Guarda, Portugal ), Rodrigues & Lemos (2004) 35 to 60 0.35 Competely decomp. tuff (Hong Kong), Ng & Leung (2007b) 37 to 51 0.20-0.26 Cachoeirinha lateritic soil (Porto Alegre, Brazil). Consoli et al. (1998) and Viana da Fonseca et al. (2008b) 79 0.18 Passo Fundo lateritic soil (Porto Alegre, Brazil), Viana da Fonseca et al. (2008b) 181 0

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200

p' (kPa)

G/F(e

) (M

Pa) .

Alluvial sands (Ishihara, 1982)

Competely decomposed tuff (HK)

Passo Fundo lateritic soil (Brazil)

Saprolite from gneiss (Caximbu, SP, Brazil)Saprolite from granite (Guarda,PT)

Cachoeirinha lateritic soil (Brazil)

Saprolite from granite (CEFEUP,Porto)

Saprolite from granite (Mat.Porto)

Figura 36 – Comparação entre valores observados e as propostas de referência para a variação de 0G com

a tensão efectiva (equação 17), de acordo com os parâmetros do Quadro 3 (Viana da Fonseca e Coutinho, 2008)

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É interessante constatar que este comportamento é muito consistente com o padrão geral das relações entre a velocidade de corte ( sV ) e o estado de tensão efectiva ( app /′ ),

como sugerido por Santamarina (2000) - Figura 37. Nesta figura, e tendo como referência os dados expressos no Quadro 3, a região dos solos cimentados está associada ao comportamento dos solos residuais, com baixos valores do expoente de variação “S” (com o mesmo significado de “n”, na equação 17).

Bonded residual soils (natural structured)Bonded residual soils (natural structured)Bonded residual soils (natural structured)

Figura 37 – sV : rigidez do esqueleto e estado de tensão (adaptado de Santamarina, 2005)

4.2 G0 derivado de ensaios in situ em análises rotineiras

Os ensaios de penetração (SPT, CPT…) são comuns em investigação geotécnica. As correlações entre os parâmetros de penetração e de rigidez (bem expresso nos módulos

0G de (CH) são muito sensíveis a níveis de tensão-deformação, e muito dependentes do

grau de cimentação. Há dependências diferenciadas entre os valores de rigidez máxima, por um lado, ou parâmetros de resistência, por outro, com a tensão de confinamento, o que reflecte uma desestruturação progressiva (Figura 38). Tal é consequência do efeito dual entre o nível de “controlo por cimento” e de “controlo pelo estado de tensão”.

Figura 38 – Relação entre 0G e cq em solos residuais (Viana da Fonseca, 1996)

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Das correlações empíricas entre os valores de SPT e da velocidade de ondas sísmicas de corte, determinadas em Cross-hole, a proposta de Seed et al. (1986) para areias expressa-se assim para solos residuais:

GAs FFzNV ⋅⋅⋅⋅= 2,017,06069 (19)

sendo Vs, como antes se expressou, a velocidade das ondas de corte (m/s), N60 o valor do SPT (ER = 60%), z a profundidade (m), FG o factor geológico (argilas = 1; areias = 1,086), FA um factor de idade geológica (Holoceno =1; Plistoceno = 1,303) e ρ é a densidade mássica (massa específica).

Seguindo a sugestão de Stroud (1988), foi analisada a expressão de potência:

( ) nNCMPaG 600 ⋅= (20)

tendo-se obtido para solos saprolíticos do granito do Porto: C = 60; n = 0,2 – 0,3 (Viana da Fonseca, 2003; Viana da Fonseca et al. 2004, 2006), dependendo da percentagem das componentes de argila, silte ou areia. A variação de G0 com a tensão efectiva média (p’0) é muito baixa quando comparada com outros parâmetros, como o N60. Assim, correlações lineares – ou aproximadamente (n próximos da unidade) – entre G0 e N60 para valores com significado para fundações superficiais subestimam fortemente a rigidez elástica em solos cimentados, em particular se usadas as mesmas desenvolvidas em solos transportados.

É interessante referir que há algumas correlações deste teor, mas entre qc e G0, apresentadas por Pinto e Abramento (1997), para solos residuais de gnaisse de São Paulo, no Brasil, com valores próximos dos do Porto (c ≅ 62,8; n = 0,3).

As mesmas tendências são expressas em correlações entre qc e G0, sendo bastantes diferentes quando consideradas em areias ou solos granulares não cimentados e recentes (Robertson, 1991, Rix e Stoke, 1992) e os com cimento e antigos, apresentando estes os mesmos valores altos de C e baixos de n.

Outra forma de expressar esta mesma diferenciação da relação 600 / NG e/ou de cqG /0

foi proposta por Schnaid (1999, 2005) correlacionando aquelas razões com os parâmetros índices correspondentes, ( )601N e 1cq (Figura 10 e 11).

A cimentação e a idade geológica têm diferentes influências nestas relações de rigidez e resistência, o que permite a clara identificação de solos “não usuais” com areias fortemente compressíveis (por ex: areias calcárias porosas), por um lado, e solos cimentados e antigos, por outro. De facto, a relação “rigidez de baixas deformações vs resistência” é um claro passo de classificação do maciço e, assim mesmo, de opção paramétrica. Viana da Fonseca (1996) e Viana da Fonseca et al. (2004 e 2006) expressaram-no para alguns dados do solo residual do granito do Porto da forma exemplificada na Figura 39, com base no ábaco desenvolvido por Robertson (1991) e Rix e Stokoe (1992) para solos transportados e sedimentares recentes.

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Robertson

(1991)

Rix & Stokoe (1992)

0

10

20

30

40

50

60

70

100 1000 10000

qc/√σ'v0

G0/qc

site@FEUP-clayey silty sand (finer)

Porto-silty sand (coarser)

Figura 39 - cqG /0 versus

0′σ/qc a partir de ensaios in situ em solo residual no campo experimental

da FEUP (Viana da Fonseca et al., 2004; 2006) e comparação com solos não cimentados.

4.3 Estudo da anisotropia de rigidez

Hoje está muito bem documentado na literatura internacional (síntese em Tatsuoka et al., 2001) que a velocidade de ondas sísmicas depende muito directamente das tensões actuantes nas direcções de propagação e de movimento das partículas e é independente da tensão normal ao plano de corte (Roesler, 1979).

A anisotropia inerente de rigidez (grau de anisotropia sob estados de tensão isotrópicos) de granitos completamente decompostos não se expressou em ensaios realizados em granitos decompostos e solos residuais em Hong Kong (Ng e Leung, 2006).

No entanto, sob a influência de uma tensão vertical efectiva superior, hvG valor de 0G

sob propagação horizontal e polarização vertical – apresentou valores superiores em 22% a hhG - de propagação vertical e polarização horizontal – traduzindo uma

anisotropia induzida. Ng e Leung (2007a e b) apresentam velocidades de ondas de corte medidas em provetes provindos de amostras de Mazier e de bloco, constatando que o grau de anisotropia é muito mais baixo naqueles do que nestes, o que é muito consistente com o maior dano dos provetes preparados de amostradores Mazier ( hvhh GG / do bloco e do Mazier de 1,48 e 1,36, respectivamente).

Também os valores absolutos das velocidades são claramente superiores nas amostras de bloco do que nos dos amostradores Mazier. Deve-se salientar que havendo anisotropia inerente, é muito difícil chegar a relações conclusivas que identifiquem o efeito do estado de tensão.

4.4 Efeito da sucção na anisotropia de rigidez

Os resultados da análise deste factor demonstram que um aumento da sucção matricial pode ser assimilado a um aumento isotrópico de tensão efectiva, e, por isso, as velocidades das ondas de corte aumentam em proporção, mascarando os efeitos de anisotropia, tanto relicar, como a resultante de deposição, decorrente do aumento de

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tensão efectiva. A gama de crescimento das velocidades das ondas de corte reduz, assim, a possibilidade de sucção matricial ultrapassar o valor de entrada de ar no material (Mancuso et al., 2000; Ng e Leung, 2006). Os meniscos ar – água (com revestimentos contrácteis) formam-se para sucções superiores àquele limite, crescendo a força normal actuante nas partículas, com o consequente aumento de sV . Este

crescimento tende a diminuir à medida que os meniscos se dissipam, limitando o aumento de sV (Mancuso et al. 2000).

A sucção matricial é tida por muitos como essencialmente isotrópica, pelo que supostamente iria fundamentalmente afectar a sensibilidade da razão medida da anisotropia de rigidez, expressa por hvhh GG / , com um sinal que revela a anisotropia de

tensão induzida, devida às componentes efectivas nas direcções vertical (v) e horizontal (h). No entanto, resultados experimentais contrariam esta idealização (ver Figura 25), pelo que se defende hoje que as tensões capilares são elas mesmas função da própria disposição mais ou menos aniso- ou isotrópica das partículas e dos seus poros (a nível macroscópico e microscópico).

4.5 Grau de não linearidade – degradação do módulo de distorção máximo (G0)

Para fins práticos, é necessário extrapolar propriedades em muito baixas deformações para gamas de deformações com real significado para estruturas de engenharia, geralmente de 0,001% a 0,5%. Esta necessidade resulta também do reconhecimento de que os deslocamentos de estruturas de engenharia civil bem dimensionadas são geralmente bastante reduzidos e, portanto, sobreavaliados quando os parâmetros de cálculo (por ex: a rigidez) são inferidos de ensaios convencionais e usando soluções semi-empíricas mas com boa fundamentação teórica de cálculo de assentamentos (Burland, 1989; Tatsuoka et al., 1997; Simpson, 2001; Jardine et al. 2001).

Há soluções empíricas para cálculo de assentamento baseadas em parâmetros medidos que não devem ser descontextualizados das condições e propósitos para os quais foram desenvolvidos (Ménard, 1962; Schmertnam, 1970), mas têm que ser limitados a essas condições (Schnaid, 2005).

Um dos importantes desenvolvimentos decorrentes de recentes investigações é a possibilidade de derivar respostas mais gerais de tensão – deformação a partir de leis de degradação que se possam considerar representativas de determinados materiais (solos ou geomateriais em geral). Leis hiperbólicas modificadas podem ser usadas em muitos casos para traduzir a redução do módulo G0 para valores secantes e níveis de serviço (Gs), relacionados com a distorção ou com a tensão normalizada ( uqq / ), que expressa

um valor semelhante a um inverso do coeficiente de segurança.

Várias propostas estão disponíveis, como por exemplo da Fahey e Carter (1993), expressa em relação a uqq / :

( )g

uqqfEE /1/ 0 −= (21)

sendo f e g parâmetros de ajuste (f controla a deformação para a resistência de pico,

máxτ , e g a forma da curva de degradação. Valores de f = 1 e g = 0,3 parecem razoáveis,

para condições de carregamento isotrópico, em geomateriais não estruturados e não

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cimentados – limpos (Mayne, 2001) – ver expressões diversas na Figura 40a. Um outro modelo foi desenvolvido por Santos (1999) e está expresso na Figura 40b.

0

0.2

0.4

0.6

0.8

1

1.2

0.001 0.01 0.1 1 10 100

RC test results

Hyperbolic curve

γ/γ0.7

Figura 40 – Ajuste hiperbólico para definição de leis de variação de módulos de distorção secantes versus tensão normalizada: (a) adaptado de Fahey et al. (2003), ou distorção normalizada (b) adap. de Gomes Correia et al.,(2004)

A relação G/G0 e a distorção normalizada (como sugerido por Santos, 1999 - γ’= γ/γ0,7) parece ser muito promissora para a definição da curva de degradação; já que para as gamas de deformação estudadas parece ser pouco afectada com a natureza e tipo dos solos (climas temperados ou tropicais, etc.), plasticidade, pressão de confinamento, grau de sobreconsolidação e saturação. Os ensaios de coluna ressonante têm sido conduzidos em diversos provetes de solos do campo experimental da FEUP (Viana da Fonseca et al., 2006). Nestes ensaios os provetes foram reconsolidados sob condição anisotrópica para níveis de tensão, mais próximos possíveis das tensões de repouso. Algumas curvas de rigidez normalizada e razão de amortecimento versus distorção estão apresentadas na Figura 41. A evolução das curvas é semelhante à das areias (Santos, 1999), como se pode observar a partir dos limites representados em conjunto com os resultados experimentais.

0,0

0,1

0,2

0,3

0,4

0,5

0,6

0,7

0,8

0,9

1,0

1,0E-02 1,0E-01 1,0E+00 1,0E+01 1,0E+02

Normalized shear strain, γ

S5/1

S5/3: G/G0

CFB5: G/G0

Upper Limit Sands

Lower Limit Sands

Figura 41. Resultados de Coluna Resonante: rigidez normalizada vs distorção em solos residuais de granito do Porto (adapt. Viana da Fonseca et al., 2006).

G/G0

γ/γ0,7

τ/τ0,7

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Com base em ensaios de laboratório (37 ensaios de Coluna Ressonante - CR -, logo em condições cíclicas - em amostras de solos saprolíticos e lateríticos) foi possível estabelecer uma relação apresentada na Figura 42, com boa e simples aplicabilidade prática.

y = 0.0011x0.4973

R2 = 0.6067

y = 0.0006x0.4498

R2 = 0.7057

0.001

0.01

0.1

10 100 1000

Lateritic soils

Saprolitic soils

p’o (kPa)

γ0.7 (%)

Figura 42. Ratios entre 7,0γ e 0p′ para solos saprolíticos e laterísticos (Gomes Correia et al., 2004).

4.6 Rigidez para condições de serviço, rateio de G0

Viana da Fonseca (1996, 2001, 2003) apresentou uma análise de ensaios de carga de larga escala (de uma sapata de betão armado circular de 1,20 m de diâmetro e de duas outras unidades de carga circulares – placas – mais pequenas, 0,30 m e 0,60 m), executados sobre solo residual granítico do Porto (solo arenoso – siltoso), tendo conduzido a valores de módulos de Young expressos no Quadro 4, para diferentes estágios de carga. Estes resultados foram obtidos por retroanálise dos resultados dos ensaios de carga (unidades rígidas), considerando uma gama elástica com um módulo constante sobrejacente a uma base rígida a 6,0 m de profundidade.

Quadro 4 – Módulo de Young Secante, Es (MPa) a partir de ensaios de carga para distintos níveis de serviços

Ensaios de carga Critérios de Serviço

q (s/B= 0,75%) q/qult(*) (FS=10) q/qult (FS = 4) q/qult (FS = 2)

Sapata (1,2m) 17,3 20,7 16,0 11,0 Placa (0,6m) 11,9 11,2 12,5 12,7 Placa (0,3m) 6,7 6,9 5., 5,7 (*) Correspondente à pressão admissível para dimensionamento em estado limite de serviço.

Os níveis intermédios de tensão ( 4=sF ) correspondem aproximadamente à pressão

admissível definida para solos residuais, por Décourt (1992).

Viana da Fonseca (1996, 2001) obteve em solos residuais do Porto, usando uma interpretação cruzada das sapatas e placas de carga com referência a valores de SPT na zona de influência dos assentamentos e para níveis de serviço correntes (qs/qult = 10-20%), valores do ratio médio entre o módulo de Young secante e os valores de SPT de:

( ) 160 ≅N/MPaE (22)

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Esta relação é semelhante à proposta de Stroud (1988) para solos normalmente consolidados, com níveis de tensões idênticos. Outro autor, Décourt (1992), apresentou relações bem mais altas (da ordem de 3,6) para solos residuais brasileiros, em baixas deformações (não superiores a 0,1%) e solos muito provavelmente laterizados.

Sandroni (1991), no seu relato geral de caracterização de solos residuais jovens (saprolíticos) de rochas metamórficas, reconhece que “a rigidez correlaciona muito ‘grosseiramente’, ou seja, muito pouco consistentemente, com o SPT”. Por retroanálise dos registos dos assentamentos e correlacionando-os com os valores de SPT nas profundidades de influência, o autor analisou 14 casos de carregamento superficial no Brasil e nos EUA, tendo obtido a relação de:

( ) ( ) ( ) 4190a40 ,

SPTN,,MPaE ⋅= (23)

Sendo o limite mais baixo associado a solos micáceos, com elevadas percentagens de finos, e com um valor médio de 0,6. A gama é baixa, considerando as limitações do SPT, tendo o autor enfatizado que as “intensidades de carga” são tipicamente menores do que 200 kPa, portanto, pré-cedência. Estes valores aproximam-se bem mais das relações obtidas para os solos saprolíticos do Porto.

A possibilidade de inferir os valores de módulos de Young a partir dos resultados em placas e sapatas na vizinhança de ensaios de penetração foi longamente debatida em Viana da Fonseca (2001). A principal conclusão que aí se expressa em relação aos métodos mais divulgados é a seguinte: a aplicação da equação de Burland e Burbidge (1985) baseada em resultados do SPT conduz à sobreestimação dos assentamentos em 2 a 3 vezes, enquanto a aplicação do método de Schmertmann et al. (1978) reproduz bem os assentamentos observados para a relação E/qc de 4,0 a 4,5. Ambos métodos enquadram este solo saprolítico na tipologia global dos solos granulares cimentados e/ou sobreconsolidados.

Correlações entre E/qc e o módulo de Young, para diferentes níveis de tensão-deformação, em ensaios triaxiais (CD) com medição local interna de deslocamentos, confirmam que há uma forte influência da não-linearidade nas razões E/qc, sendo particularmente singular quando comparada com solos transportados (Viana da Fonseca et al., 1998a, 2001, 2003).

O trabalho experimental apresentado por Viana da Fonseca (2003) revelou valores da rigidez de ciclos de descarga – recarga de ensaios muito distintos, com o pressiómetro de Ménard, PMT (Epmnr) e de ensaios com o pressiómetro auto perfurador, SBPT, em solos saprolíticos, de granito. De facto, para o PMT foi encontrada a relação:

2/ ≅pmmnrp EE e 2018/0 aEE pm ≅ , sendo E0 determinado em ensaios sísmicos entre

furos (G0_CH), enquanto que, para o SBPT, 0,3a6,2/0 ≅urGG . É de salientar que

estas razões são substancialmente mais baixas do que o que vem sendo apontado para outros horizontes residuais, como os de granito do Japão (Tatsuoka e Shibuya, 1992). A não linearidade do modelo de Akino – citado pelos autores referidos – desenvolvido para uma vasta gama de solos, incluindo solos residuais, pode ser expresso por:

40sec 10, −≤= εEE (24)

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( ) 455,040 10,10/ −−− ≥⋅= εεEEse (25)

Os ciclos de descarga-recarga correspondem a valores secantes, para deformações de cerca de 4106 −× , ajustando bem para as tendências indicadas. A Fig. 43, incluída em Viana da Fonseca e Coutinho, 2008, ilustra as posições relativas de ensaios com solo residual do granito do Porto (Viana da Fonseca, 1998a, 2006). A comparação dos resultados de dois tipos de ensaios só pode ser devidamente enquadrada se a tensão média durante o ciclo ( p′ ) for bem estimada e o nível de deformação em cada ciclo de ensaios reportada.

10-6 10-5 10-4 10-3 10-2

Shear strain, γ

G/G

0co

rrec

ted

to a

con

stan

t pre

ssur

e le

vel (1)

(2)

Torsional simple shear tests (p = 100 kPa)

(1) Cyclic loading (n = 10th), e = 0.66

(2) Monotonic loading, e = 0.696Toyoura sand

Pressuremeter tests

Koga et al. (1991)

PMT

SBPT

Akino (1990)Esec= E0 , ε < 10 -4

Esec= E0 . ε /10-4( )-0.55, ε >10-4

G/G 0BH

Field data

Sandy soil grounds subject to excavation

G : back-calculated from the ground deformationAoki et al. (1990)

Resonant Collumn (CEFEUP)

0.0

0.5

G0 = 105.7 MPa (Porto)

Gur = 39.9 MPa

εc = 0.057%

SBPT (Porto)

Figura 43. Variação do módulo de distorção secante com o nível de extensão distorcional em solos residuais do granito: resultados de ensaios de coluna ressonante e triaxiais de grande precisão versus resultados de outras condições de ensaios, também em areias (Akino et al. 1990, apud Tatsuoka & Shibuya, 1992; adaptação de Viana da Fonseca e Coutinho, 2008).

Usando estas funções para minorar G0, é possível obter um módulo de distorção de serviço, para ser usado em cálculos de rotina de assentamentos. Os valores deduzidos de

ur0 /GG num trabalho recente de ajuste numérico de ensaios SBPT em solo residual,

envolvido pela escavação dos poços elípticos da estação de Salgueiros do Metro do Porto e publicados em Topa Gomes et al. (2008), oscilam entre 1,7 e 2,5, muito próximos dos valores apontados por Pinto e Abramento (1997) e Viana da Fonseca et al. (1998a).Fahey et al. (2003) sugeriram que urG possa ser correntemente usado como

uma “rigidez de serviço” para dimensionamento de grandes sapatas e ensoleiramentos gerais em solos arenosos rígidos. Tal conduz a uma sugestão de que um valor apropriado dessa “rigidez de serviço” possa ser derivado afectando de 0,4 a 0,5 os valores de G0. Outros solos mais cimentados podem indicar valores ligeiramente diferentes.

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Fahey et al. (2007) compararam alguns resultados interessantes de ensaios em dois horizontes de areias em Perth: nas dunas de Spearwood, os valores de G0 apresentaram valores relativos de G0 algo superiores aos valores de outro local (em “CBD”), mas uma mais significativa quebra com a tensão-deformação (valor baixos de g) no modelo antes apresentado – equação (22). Esta “fragilidade” da rigidez pode ser atribuível à condição não saturada das areias neste último horizonte, mas também a uma maior cimentação que àquele pode estar associada. Esta maior ou menor fragilidade reflecte-se directamente no parâmetro g do modelo, mas foi claro das retro-análises apresentadas pelos autores, uma baixa razão entre G/G0 (≅0,2), sendo G derivado de observações de assentamentos entre sapatas de edifícios bem dimensionadas, nestes materiais cimentados (por via da não saturação e/ou por cimentação relicar). Esta mesma tendência foi observada pelos trabalhos acima descritos no solo residual de granito do Porto, mas também do Brasil e EUA, e tem boa expressão nas valores expressos nas fórmulas (22) e (23).

Alguns ensaios com o pressiómetro autoperfurador realizados em Hong Kong para estudar a variação do módulo secante com a distorção em granitos decompostos (Ng et al. 2000, Ng & Wang, 2001), permitiram estabelecer relações entre o módulo secante

normalizado pG ′/sec , (sendo p′ a tensão média efectiva) e a deformação distorcional

( sε ), interpretada a partir do terceiro ciclo de descarga-recarga dos ensaios (considerado

estável) – Fig. 44a -, ou do último ciclo de descarga – Fig. 44b.

Figura 44. Relações da rididez vs deformação de corte em granites decompostos, obtidos a partir de ensaios com o pressiómetros autoperfurador: (a) Kowloon Bay; (b) Yen Chow Street (Ng e Wang, 2001).

Os autores (Ng & Wang, 2001) verificaram assim que o módulo de distorção secante obtido do último ciclo é consistente com o obtido de cada ciclo de descarga-recarga, sendo esta estabilidade da análise multiciclo subjacente aos princípios dos modelos antes referidos (ex: Fahey e Carter, 1993, usado por Topa Gomes et al. 2008).

O valor de pG ′/sec decresce significativamente de valores de 300 para cerca de 50, à

medida que a deformação distorcional ( sε ) cresce de 0,02% para 1%. A gama do

módulo de distorção a muito baixas deformações (G0, expresso por Gvh ou Ghv),

a) b)

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avaliados em ensaios sísmicos, que é apresentada nas figuras, é bem mais alta do que os valores advindos dos ciclos do SBPT, corroborando que G0/ Gur é maior que a unidade.

4.7 Solos residuais saprolíticos versus solos lateríticos (jovens vs maduros)

Schnaid & Coutinho (2005) fornecem uma visão geral do estado de arte dos ensaios pressiométricos no Brasil. Nos últimos dez anos, o uso de pressiómetros vem crescendo fora do mundo francófono, embora com alguma reacção de certas escolas mais “simplistas” ou “práticas” (no sentido de dar preferência a ensaios mais expeditos) – particularmente num eixo polarizado nos EUA e na Itália (onde estes ensaios são considerados demais complexos para serem usados em prática corrente). Dos ensaios pressiométricos, os de autoperfuração (SBPT) foram objecto de estudos em solos saturados residuais saprolíticos e lateríticos, com SPTs entre 20 e 100, nos primeiros, e 8 e 13 nestes últimos.

Na Figura 45, que expressa resultados de ensaios em solos saprolíticos e lateríticos do Brasil (Pinto e Abramento, 1997), verifica-se que em ambos os solos o valor de Gur de referência, cresce aproximadamente de forma linear com a profundidade. No entanto, há uma diferença notória do coeficiente de crescimento, o que, é também verificado com G0.

Figura 45 – Resultados de ensaios em solos saprolíticos e lateríticos do Brasil (Pinto e Abramento, 1997).

Na Figura 46 mostra-se um decréscimo distinto do módulo de distorção com a deformação de dois típicos horizontes saprolíticos e lateríticos. Estas curvas foram obtidas supondo que a variação do módulo pode ser modelada hiperbolicamente:

( )[ ] 100 1/ −+= máxGGG τγ , em que G0 é o módulo distorcional e máxτ a resistência

drenada.

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60

Figura 46 – Decréscimo do módulo de distorção com a deformação distorcional ou de cavidade cilíndrica (Pinto e Abramento, 1997).

4.8 Sobre a rigidez obtida em ensaios com o dilatómetro de Marcheti (DMT)

O módulo de deformabilidade empírico do ensaio de Marchetti foi validado por diferentes autores para fins de cálculo expedito de assentamentos em fundações (Schmertmam, 1986, citado por Marchetti et al., 2001, e Hayes, 1990, citado por Mayne, 2001).

Viana da Fonseca (1996) e Viana da Fonseca e Ferreira (2002) estabeleceram correlações entre os módulos EDMT e G0 (de ensaios sísmicos) e, ainda, Es 10% (valor secante correspondente a 10% da resistência ao corte de pico). As correlações obtidas aplicáveis a fundações directas foram as seguintes:

( )ONDMT pEG 100 log3,167,16/ ⋅−≅ (25)

( )

ONDMTs pEE 10%10 log21,235,2/ ⋅−≅ (26)

Sendo ONp a tensão máxima efectiva normalizada, sendo, segundo Viana da Fonseca

(1996), igual a p0,DMT/√(σ’v0⋅pa)

Estas fórmulas revelam correlações intermédias entre os solos transportados normalmente consolidados (NC) e sobreconsolidados (OC).

4.9 Sobre a rigidez obtida em ensaios de carga com placa (PLT)

Schnaid et al. (2004) demonstraram que há um claro nível de incerteza associado à inferição da curva de degradação a partir de ensaios in situ, quando se trata de solos cimentados. Neste trabalho os autores apresentam variações típicas do módulo E0 (deduzido de ensaios sísmicos e considerando 0,1 para o coeficiente de Poisson) em areias cimentadas e não cimentadas. O valor de Esec em areias cimentadas reduz-se a partir de 300 MPa (E0), até valores tão baixos quanto os que caracterizam as areias correspondentes não cimentadas, em valor de 0,4% de deformação (sendo tal

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61

particularmente claro a partir dos limites das tensões de cedência). Estes resultados e um método de cálculo de assentamentos simplificados proposto por Lehane e Fahey (2002) foram utilizados para prever a resposta tensão (tensão aplicada, apq ), versus

assentamento (s) de ensaios de placa de 300 mm de diâmetro (D) em areias de Perth. Este método incorpora a dependência de rigidez com os níveis de tensão-deformação num cálculo computacional e, embora não se considere fluxo plástico no modelo e se assuma uma distribuição de tensão tipo Boussinesq (logo pseudo–elástica), tem demonstrado excelente reprodutibilidade do comportamento para assentamentos dentro das gamas típicas de serviço (ie; s/D = 2%). Os parâmetros para ajustar as características de rigidez que se mostram na Figura 47a foram derivados de procedimentos descritos por Lehane e Fahey (2002). As previsões consideram que a rigidez das areias cimentadas e não cimentadas eram idênticas para níveis de tensões efectivas superiores a 0vσ ′ (= 100 kPa). Estas previsões apq - S/D constam da Figura

47b.

0

50

100

150

200

250

300

350

400

0.0001 0.001 0.01 0.1 1 10

Axial strain (%)

Es

ec (

MP

a)

σ'vi = 20 kPa

σ'hi =10 kPa

Yield strain =

(σ'vy-σ'vi)/Eo

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

0 0.2 0.4 0 .6 0 .8

s/D (%)

App

lied

str

ess (

kP

a)

Plate load test (300mm plate)

σ 'v i=20 kPa, σ 'hi=10 kPa

Cemented sand

Uncemented

sand

Figura 47. Análise (retroanálise) de ensaios de carga em placa para areias cimentadas e não cimentadas (apud Schnaid et al. 2004).

As curvas apresentadas na figura, apesar das grandes diferenças em valor absoluto da rigidez, parecem semelhantes e muito próximas da linearidade. Ou seja, parece que o aumento de E0 com o nível de tensão nas areias não cimentadas compensa em larga medida o seu muito mais baixo valor de E0 no início do carregamento. O significativo amolecimento que pode ser esperado pela expressão de resultados na Figura 47a , quando a tensão ultrapassa yyσ ′ também não é só aparente, e pela mesma razão. Estas

observações são consistentes com as observações expressas por Viana da Fonseca et al. (1997a) em ensaios de carga de sapatas sobre solos saprolíticos cimentados, e podiam ser denunciadas em retroanálises de PLT, nas mesmas condições. A interpretação de ensaios PLT seria claramente beneficiada a partir do conhecimento dos resultados de ciclos de descarga – recarga, realizados em distintos níveis de deformações.

Para os níveis intermédios de tensões, Fs = 4, como foi indicado, a pressão instalada é próxima do admissível em solos residuais (Décourt, 1992). Tal estipula que aquelas pressões em solos residuais representam um assentamento relativo (s/B, sendo B o lado menor da sapata) de 0,75%. A possibilidade de inferir modelos de variações dos valores

a) b)

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do módulo de Young para previsão de respostas em fundações directas, a partir de ensaios de carga de obras – idealmente três dimensões desde a superfície - e em maciços com variações não muito bruscas em profundidade foi apresentado em Viana da Fonseca e Cardoso (1998) e Viana da Fonseca (2001).

4.10 Associação de valores de rigidez derivadas de diversos ensaios in situ

Fahey et al. (2003) e Lehane e Fahey (2004) – citados por Schnaid (2005) – descrevem uma forma aproximada de avaliação das leis de variação de rigidez por associação de registos de G0 em ensaios sísmicos e medições em ensaios de pressiómetro (particularmente o autoperfurador, SBPT) e dilatómetro de Marchetti, DMT. A metodologia, desenvolvida para areias de Perth, usa resultados destes ensaios, como se descreve a seguir:

(i) as correlações como as que se apresentam nas equações (2) e (4) foram derivadas para areias de várias idades e convertidas em E0 admitindo valores do coeficiente de Poisson de 0,1;

(ii) os valores do módulo dilatométrico (ED) variam com qc e 0vσ ′ com tendência

semelhante à variação de G0, embora indiciem uma menor sensibilidade à idade e história de tensões. As melhores correlações indicam razões de E0/ED de 11±3 e 7±2 para areias sobreconsolidadas e normalmente consolidadas, respectivamente. Em solos residuais do granito do Porto, Viana da Fonseca et al. (2006) apresentou resultados que convergem com os valores apontados para as areias sobreconsolidadas e tendencialmente para os valores limites superiores. Lehane e Fahey (2004) indicam que, fruto de factores diversos e contrabalanceados, os valores de ED aproximam-se de cerca de 70% da rigidez operacional vertical de campo para assentamentos relativos de sapatas de s/D = 1,8 (o dobro do associado à tensão admissível de Décourt – ver atrás);

(iii) os valores de Gur medidos em SBPT, usando a metodologia proposta por Fahey e Carter (1993), são cerca de 0,4 ± 0,05 de G0, para valores de deformações distorcionais cilíndricas de 0,1%;

(iv) correlações propostas por Baldi et al. (1989) para o módulo de Young de areia, com valores medidos em triaxiais de compressão para uma deformação axial de 1% foram convertidos em formatos semelhantes à equação (2), tendo demonstrado que a relação de E0 e aquela rigidez operacional é de 5, tanto para areias recentes como antigas – “sobreconsolidadas”. Estas relações estão expressas na Figura 48, posicionadas em termos de níveis de deformação para cada ensaio, permitindo, na prática de dimensionamento e verificação de comportamento, obter um valor do módulo de Young equivalente operacional (Eeq) para uma tensão vertical efectiva ( vσ ′ ).

Fahey et al. (2003) demonstraram que esta aproximação fornece boas estimativas do comportamento de sapatas instrumentadas, enquanto Lehane e Fahey (2004) demonstraram que o refinamento do método reproduz com muito bom ajuste a resposta não linear das sapatas ensaiadas no campo experimental de Austin, Texas (Briaud e

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Gibbens, 1994), mesmo se só estivessem disponíveis resultados de ensaios sísmicos ( sV ) e de ensaios DMT.

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

0.0001 0.001 0.01 0.1 1 10

Movement/foundation width, s/B (%)

Ee

q/(

qc σ

' v p

atm

)0.3

33

Overconsolidated aged sand

Normally consolidated aged sand

Estimated from

DMT

Estimated from

pressuremeter

Estimated from Vs

Estimated from

Baldi et al.

1989

Movement/foundation width, s/D (%)

Ee

q/(

qc.σ

’ v.p

a)0

.33

3

Figura 48 – Curva de degradação proposta por Schnaid (2005)

4.11 Ajuste global da curva de pressão – expansão para “excelsa” aproximação à

caracterização de solos residuais de natureza coesivo-friccional

A medição da variação do módulo de distorção com a deformação distorcional pode ser conseguida com a condução de ensaios com o pressiómetro autoperfurador (SBPT), nomeadamente com o equipamento de Cambridge (Clarke, 1996). O equipamento e método de autoperfuração deve, por princípio, minimizar a perturbação do solo que envolve o torpedo, durante a instalação à proximidade desejada.

O ensaio deve ser conduzido com a realização de vários ciclos de descarga-recarga, que são recomendados em gamas específicas (Fahey e Randolph 1984), para, em conjunto com o comportamento global da curva, se poder modelar a lei geral de resposta do solo.

De todos os pressiómetros, o auto-perfurador (SBPT) é o único que permite, em rigor, medir a tensão total horizontal geostática, 0hσ ′ , oferecendo uma melhor interpretação do

resultado dos ensaios de baixos a elevados níveis de deformação. Apesar desta vantagem, a exequibilidade da autoperfuração em condições ideais para garantir a integridade dos solos residuais é problemática e, muito frequentemente, mesmo os melhores ensaios, as curvas têm indícios na parte inicial que denotam pequenos alívios do terreno, por sobreescavação. Nestas condições a determinação da pressão de lift-off, a que corresponderia a tensão lateral de repouso, não é representativa. Topa Gomes et al. (2008) apresentam um caso interessante com um conjunto de ensaios SBPT realizados na vizinhança da recentemente construída estação de Salgueiros do Metro do Porto, que foi escavada em solo residual do granito e horizontes muito alterados do granito. Nestes trabalhos, os autores discutem a qualidade dos resultados e uma metodologia de interpretação das curvas obtidas, que, pela fábrica e variabilidade estrutural (para além da dificuldade adicional da característica coesivo-friccional destes maciços), apresentam-se com formas algo irregulares. Neste estudo foram caracterizados dois horizontes: um tipicamente de solo saprolítico (designado de W5) e outro muito mais resistente e rígido, indicando um grau de alteração de W4, mais próximo do conceito de rochas muito alteradas (Figura 49).

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Figura 49 – Equipamento SBPT usado em horizontes residuais do granito do Porto (Topa Gomes et al., 2008), com pormenores da ferramenta de desgaste, tricone de “roller-bit”, e do tipo de solos e curvas obtidas.

Teoricamente, o declive inicial de um ensaio SBPT deveria coincidir com o valor de G0. No entanto, como na prática é inevitável alguma perturbação (Fahey e Randolph, 1984), o módulo tem que ser derivado dos ciclos de descarga-recarga (Gur) .

Para os solos sobreconsolidados e cimentados poder-se-ia assumir que Gur ≅G0 se a distorção de um dos ciclos fosse garantidamente menor do que 0,01% (Mayne, 2001) e em níveis muito baixos de expansão (para garantia de preservação estrutural). No entanto, tal não vem sendo observado na maior parte dos casos relatados em materiais não convencionais, tais como os solos residuais (valores de razões entre G0 / Gur que oscilam entre 2,6 a 3,0, como apresentado por Viana da Fonseca, 1998a e 2001, ou 2,2 a 2,3, segundo Pinto e Abramento, 1997).

O uso de Gur na prática pode, contudo, ser capitalizado a partir de distintas abordagens:

(i) relacionar Gur e G0 a partir de correlações específicas (Bellotti et al. 1994, Ghionna et al. 1994, Viana da Fonseca, 2003 e Viana da Fonseca et al. 2006);

(ii) procurar enquadrar os valores de Gur na curva de degradação G/G0 versus deformação distorcional (γ), definida em laboratório (em bons ensaios, sobre boas amostras), tendo em conta os valores médios da deformação distorcional e as tensões efectivas médias no plano associado ao solo em redor da cavidade expandida (Bellotti et al., 1994);

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(iii) recorrer às técnicas empíricas tradicionais e à modelação numérica sob condições axissimétricas, usando modelos simples, tais como o modelo hiperbólico de Fahey e Carter (1993) expresso numa ferramenta em elementos finitos, por ex., com o objectivo de retroanalisar os resultados dos ensaios e melhor derivar parâmetros que representem bem esse comportamento. Os parâmetros de resistência e rigidez, incluindo o K0, valor que pode ser comparado (confrontado, ou, ainda melhor, enquadrado) com valores típicos dos solos em apreço, reportados a experiências regionais. Um caso representativo desta aproximação foi apresentado por Topa Gomes et al. (2008), a partir dos ensaios já referidos em horizontes graníticos de alteração ligeiramente distinta e variável, em que se constatou que o processo de autoperfuração havia sido menos ajustado que o desejável, com evidências na parte inicial das curvas de alguma sobrescavação (Figura 50). No entanto, as curvas apresentavam-se muito bem definidas para lá dessas zonas mais perturbadas. Se na primeira parte do ensaio não há resistência, à medida que a membrana expande dá-se contacto com o maciço que, pela forma da curva, se manteve íntegro. No entanto, a baixa representatividade do primeiro troço de curva implica que a avaliação de K0 pelo método de lift-off (Viana da Fonseca, 1996) fica em jogo, pelo que se deve seguir um processo de ajuste global a partir do segundo (entenda-se, não inicial) troço das curvas, dos SBPT.

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

0 2 4 6 8 10

Cavity strain ε (%)

Cav

ity

pres

sure

(kP

a)

P1-T4 test

Numerical model

0

500

1000

1500

2000

2500

3000

0 2 4 6 8 10

Cavity strain ε (%)

Cav

ity

pres

sure

(kP

a)

P2-T3 test

Numerical model

Figura 50 – Curvas de pressão versus deformação distorcional obtidas a partir de ensaios SBPT em solos residuais, com sobreposição da retroanálise descrita em Topa Gomes, et al., (2008): a) W4 – muito alterado; b) W5 – completamente alterado.

A interpretação destes ensaios para efeitos de determinação de hσ (e assim do K0)

conduz a valores “problemáticos”; assumindo, por exemplo, que a tensão horizontal “in

situ” corresponde à intersecção entre um troço linear inicial e a tangente da curva na sua expressão de carga plena, ou mesmo a intersecção desta com uma linha horizontal resultado da sobrescavação, após o “lift-off” da membrana para ajuste ao solo (Marsland e Randolph, 1997). Com isto em mente, no trabalho citado, os autores consideram que um ajuste global da curva, partindo de resultados de ensaios complementares em laboratório e ensaios sísmicos, e recorrendo ao modelo hiperbólico citado atrás (Fahey e Carter, 1993) implementado numa ferramenta numérica, conduz a um conjunto optimizado e mais representativo do solo na sua condição de jazida.

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Neste processo está envolvido um significativo número de variáveis o que o pode tornar complexo. No entanto, há parâmetros em que se pode obter uma boa confiança, à luz dos ensaios complementares disponíveis. Disso são exemplo, o ângulo de atrito – φ ′ é bem inferido dos triaxiais –, o módulo de distorção máximo – Go é claramente identificado em ensaios sísmicos, entre furos –, etc.

As curvas modeladas sobrepostas nas observadas da Figura 50, representam dois exemplos de outros dois distintos horizontes e graus de alteração (W5 – P1 T4 e W4 – P2 T3) e no Quadro 5 essa distinção revela-se bem no conjunto de parâmetros que melhor reproduzem aquelas respostas.

Quadro 5 – Parâmetros derivados da retroanálise do SBPT e horizontes respectivos (Topa Gomes et al., 2008)

Ensaio )(c kPa′ )(ºφ ′ )(ºψ 0K )MPa(0G Horizonte

S1 – T1 S1 – T2 S1 – T3 S1 – T4 S1 – T5

10 10 0

50 50

39 39 32 43 43

5 10 0

15 10

0,57 0,74 0,60 0,73 0,70

95 112 108 132 206

W5

S2 – T1 S2 – T2 S2 – T3 S2 – T4 S2 – T5 S2 – T6

1000 1000 1000 1000 1000 1000

45 45 45 45 45 45

15 15 15 15 15 15

0,80 1,40 1,20 1,10 1,30 1,33

270 268 474 426 346 691

W4

A alteração dos valores de K0 permite um melhor ajuste dos ensaios e a variação deste parâmetro é muito reduzida. Para ensaios no furo 1, K0 assume valores médios de 0,67, com gama entre 0,57 e 0,74. Este valor não difere substancialmente do valor deduzido da pressão de lift-off da membrana, mesmo tendo em conta a sobrescavação. Já no que se refere ao furo 2, os valores parecem ser muito maiores, com valores médios de 1,19. A variação é grande, entre 0,80 e 1,40. Com a exclusão do ensaio S2-T1, que aparenta baixo ajuste, a média sobe para 1,27, com uma gama de 1,10 a 1,40. Este resultado sugere o decréscimo de K0 à medida que a alteração cresce, o que corrobora resultados anteriores (Viana da Fonseca e Almeida e Sousa, 2001) no Porto, embora até recentemente não se tivesse obtido bons registos de K0 para graus de alteração até W4 (menores dos que haviam sido ensaiados).

5. TRÊS COMPORTAMENTOS PARTICULARES EM SOLOS RESIDUAIS

5.1 Estado de tensão de repouso

5.1.1 Particularidades de maciços relicares

A avaliação do coeficiente de impulso em repouso, K0, é muito mais importante em várias aplicações para análises geotécnicas, nomeadamente os cálculos de estruturas subterrâneas e escavações e contenções periféricas em elementos finitos ou outras análises numéricas, já que a resposta mecânica dos geomateriais é dependente da definição correcta do estado de tensão de repouso. O valor de K0 em solos transportados é muitas vezes derivado de correlações semi-empíricas, baseado em factores como

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índices físicos, mas estas correlações são erróneas em solos residuais, ou mesmo em alguns solos transportados, tais como solos cimentados, onde a micro-estrutura domina o seu comportamento geomecânico.

As dificuldades de medição directa de K0 acima identificadas estão directamente associadas às dificuldades em conseguir-se preservar a estrutura e os estados de tensão em equilíbrio, quando se introduz qualquer equipamento no seio dos maciços – mesmo se tratando do pressiómetro autoperfurador (Clarke, 1996). Por isso, a sensibilidade - que em geotecnia se poderia designar por “sensitividade”, em analogia com o termo anglo-saxónico “sensitivity” - dos solos naturais, especialmente nos solos residuais ligados, torna esta tarefa muito complexa, se não inviável à luz das melhores competências das técnicas e dos técnicos, que dificilmente são excepcionais. Poucos e simples detalhes, como o tipo e posição de bit e procedimento de furação, rotação, pressão, fluxo de lavagem e carreamento do solo “desbastado”, etc. – podem ser a chave dos problemas, mas dificilmente são universais para os diferentes tipos de maciços.

Algumas alternativas são apontadas na bibliografia, como seja os “pseudo – ensaios, K0” em amostras de qualidade e em câmaras que assegurem imposições de deformação laterais nulas na indução de acréscimos de tensão, sempre garantindo uma leitura rigorosa da relação entre estas tensões. Ora, a indução de estados de tensão numa condição de deformação lateral nula é, de facto, a imposição de estados de tensão dentro de um limiar elástico até uma superfície de cedência original – ou não - , que, quando só activada, deixaria de seguir uma relação K0. De facto, só uma irrepreensível manutenção da posição dos terrenos poderia garantir a leitura do estado de tensão natural, pelo que qualquer amostragem (mesmo por via de congelação, ou mesmo em solos ou rochas alteradas, de estruturas fortemente ligadas ou coesivas) põe em causa o princípio de medição.

Vaughan e Kwan (1984) sugeriram que o processo de meteorização das massas rochosas podia ser interpretado num modelo quasi-elástico, com redução de massa, associando o processo a uma redução de rigidez e resistência. Com o decréscimo da tensão vertical (pela perda de massa por decomposição), há um decréscimo de tensão horizontal, o que, considerando a estabilidade da matriz estrutural e ignorando efeitos de colapso secundário (logo excluindo laterites) decorre na seguinte formulação dependente essencialmente do coeficiente de Poisson, ν:

( )

νν

σσ

σνσνσε−

=′

′=⇒=′⋅−′⋅−′=

10

10

v

hvuhh K

E (27)

Viana da Fonseca e Almeida e Sousa (2001) discutiram este problema e apresentaram alguma experiência regional neste assunto, dando ênfase aos resultados obtidos em campos experimentais na área metropolitana do Porto. As massa graníticas relicares nesta região caracterizam-se por estados de repouso com baixas tensões laterais, devido a relações de larga escala associadas a vales muito escavados e abruptos que potenciam o decréscimo de hσ . Estudos experimentais e retroanálises de várias obras geotécnicas

conduziram a muito interessantes conclusões: valores baixos de K0 para elevados graus de alteração (W5, nas classes ISRM 1981) entre 0,35 e 0,50, crescendo para valores mais altos próximos de um ou mesmo superiores, mas não muito – para graus de

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alteração mais baixos, W4 – W3 e outros afim. Os resultados antes referidos e retirados de Topa Gomes et al. (2008), parecem corroborar estes resultados.

Outros resultados excelentes e não menos relevantes análises, são apresentados por Pinto e Abramento (1997) e Abramento e Pinto (1998) em ensaios sobre horizontes saprolíticos e lateríticos em S. Paulo, no Brasil, onde se registaram valores de K0 que decrescem de 3,0 na parte superior dos perfis (solos mais maduros) até 1,0 na base, nos solos lateríticos, enquanto nos saprolíticos oscilam, coincidentemente entre 1,0 a 3,0.

Os autores reconhecem que esses valores são inesperadamente altos e que poderão ser fruto de tensões laterais teoricamente constritas (e, em boa medida, estudadas pelos geólogos estruturais em S. Paulo), ao contrário da zona litoral do Porto.

5.1.2 Uso da velocidade de ondas de corte determinadas nos ensaios Down-Hole

(VSvh) e Cross-Hole (VShv) para avaliação do K0

Recentemente, surgiram algumas tendências promissoras para interpretação de ensaios sísmicos, especialmente os que são executados em furos de sondagens (Jamiolkowski e Lo Presti, 1994; Sully & Campanella, 1995; Jamiolkowski e Manassero, 1996). Para a estimativa de K0, tem sido postulado que quando se pode fazer registo de ondas de corte polarizadas vertical e horizontalmente em transmissão horizontal, por hipótese, poder-se-ia estimar o coeficiente de impulso em repouso. Vários autores, ex. Hatanaka e Ushida (1996) e Fioravante et al. (1998), postularam que há alguma potencialidade na previsão de K0 pela medição e relação das velocidades de ondas sísmicas com polarização e transmissão cruzadas, o que pode ser feito por equipamentos especiais como o proposto por Butcher & Powell (1996) ou o equipamento da Geotomographie ® (url: www.crosswellinstruments.com) recentemente adquirido pelo Laboratório de Geotecnia na FEUP. A Figura 51 sistematiza algumas destas condições.

Figura 51 – Diferenciação das direcções de propagação e polarização de ondas “S” e equipamento do LabGeo da FEUP.

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69

A avaliação de K0 a partir das medições de velocidades de ondas de corte baseia-se na dependência dessa velocidade num meio elástico (inerentemente isotrópico) em relação aos valores das tensões principais que lhes estão associadas, particularmente coincidentes com as direcções do movimento das partículas. Assim, a diferença nas direcções de propagação e polarização de ondas “S” induzidas por um ensaio Down-Hole (DH), ou cone sísmico (SCPT) e Cross-Hole (CH), é denotada pela seguinte simbologia: hv

sV (condição inversa). Um sistema especial de Cross-Hole, como o

ilustrado na Figura 51, pode gerar uma onda transmitida horizontalmente, com a polarização horizontal ( hh

sV ).

Como foi inicialmente expresso por Fioravante et al. (1998), o princípio da dependência destas velocidades no estado de tensão (e também nos índices de estado - admitidos, por simplificação, constantes) pode ser genericamente explicado pelas seguintes leis:

( ) ba n

h

n

v

vh

s

vh

s eFCV σσ ′⋅′⋅⋅= (28)

( ) ba n

v

n

h

hv

s

hv

s eFCV σσ ′⋅′⋅⋅= (29)

( ) ba n

h

n

h

hh

s

hh

s eFCV σσ ′⋅′⋅⋅= (30)

sendo vh

sC e hv

sC duas constantes dimensionais, cujo ratio é um sinal de que a

anisotropia de estrutura e fábrica de solo (igual à unidade num meio contínuo e homogéneo e para situações inerentemente isotrópicas); ( )eF é uma função do índice

de vazios e an e bn expoentes de tensão relacionados com as tensões principais

actuando na direcção de propagação e de polarização do movimento das partículas, respectivamente ( ba nn = , para condições isotrópicas e solos reconstituídos).

Combinando as equações (29) e (30), surge um ratio entre as velocidades que se relaciona com o coeficiente de impulso em repouso:

n

hh

s

hv

s

hv

s

hh

s

C

C

V

VK

1

0

⋅=

(31)

Viana da Fonseca et al. (2004 e 2005) provaram que esta hipótese não é adaptável aos dados acumuláveis em estudos experimentais sob amostras indeformadas de solos residuais (saprolíticos), que foram ensaiados em condições triaxiais muito controladas e com recurso a Bender Elements. A não consideração da similitude de bn e an

implicaria a avaliação simultânea de hh

sV e hv

sV (Sully e Campanella, 1995).

0

0

1

1

2

K

K

C

C

V

V ba nn

hh

s

hv

s

hv

s

hh

s

+⋅

=

+

(32)

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70

impondo um ensaio de Cross-Hole não convencional, para medir hh

sV . Como foi

expresso pelos autores mencionados (Viana da Fonseca et al., 2004 e 2005) a avaliação de K0 em solos residuais de granito – (isotrópicos) em zonas homogéneas por via de ondas, atendendo a similitude dos valores das constantes ( hv

s

hh

s CC ≅ ), conduziria a um e

único valor único de ( )eF , resultando a expressão:

ab nn

hh

s

hv

s

hv

s

vh

s

C

C

V

VK

⋅=

1

0

(33)

que é de muito simples aplicação com a congregação de ensaios CH clássicos, por um lado, e DH ou SCPT, por outro. Refira-se que os valores de an e bn só são

confiavelmente determináveis se os ensaios forem realizados em equipamentos com grande precisão (Ferreira, 2003).

Um assunto muito importante e que, não podendo ser negligenciável, pode pôr em causa esta metodologia que na expressão mais simples foi acima apresentada, é a inevitável consideração da dualidade de factores, tão real quanto condicionadora, relativa à dependência de hv

sV e vh

sV da micro-estruturação (parcela relacionada com uma ligação

cimentícia e, por isso, tendencialmente isotrópica) e do estado de tensão. Tal pode ser expresso pela equação:

( ) ba n

h

n

v

vh

s

vh

s

vh

s eFCCV σσ ′⋅′⋅⋅+= (34)

em que vh

sC é um factor que é dependente da cimentação e força de reacção ou tracção

necessária para quebrar os contactos interparticulares e, por isso, é independente do “engajamento” interparticular este é função do estado de tensão, como proposto por Santamarina (2001) e descrito no inicio deste trabalho. Leis semelhantes podiam ser expressas para hh

sV e hv

sV , com valores das respectivas constantes, tendo eventualmente

valores diferentes a serem, assim, considerados.

Por isso, esta nova e fundamental propriedade dos solos cimentados põe em causa a aplicação directa e simples das relações formuladas por (31) e (32), mas potencia a reavaliação da metodologia que faz uso das velocidades de ondas de corte, já que para ambas, as constantes e expoentes devidos à condição granular e as devidas à ligações cimentadas estão associadas.

Estes estudos têm sido conduzidos na Universidade do Porto, com uma acumulação significativa de dados em ensaios com triaxial verdadeiro (Ferreira, 2008), dispondo de bender elements nas seis placas e montados em direcções ortogonais. Mesmo sendo a avaliação do coeficiente de repouso em laboratório discutível, podem ser feitos com alguma diversidade de estudos neste equipamento: “uma estimativa experimental simplista é melhor do que ter só disponível uma relação empírica”!...

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71

5.1.3 Derivação de K0 a partir de ensaios DMT + CPT

Baldi et al. (1986) aperceberam-se da utilidade de combinar CPT(u) + DMT e propuseram a seguinte correlação para derivar K0 em solos granulares sedimentares.

v

cD

qCKCCK

σ ′⋅+⋅+= 3210

(35)

em que 00172,0;095,0;376,0 321 −=== CCC e cq é a resistência de ponta do CPT e

vσ ′ a tensão efectiva vertical, que pode ser derivada dos próprios resultados do DMT.

Numa tentativa de verificar a relação Dvc Kq 33/ ≅′σ , estabelecida por Campanella e

Robertson (1991) para solos não cimentados, aos solos residuais, Viana da Fonseca (1996), Cruz et al. (1997) e Viana da Fonseca et al. (2001) propuseram uma nova relação:

33//095,02

′= D

v

c Kq

(36)

Embora as determinações directas de K0 (particularmente a partir do SBPT) sejam relativamente escassas, foi possível, à luz de alguma experiência local (Viana da Fonseca e Almeida e Sousa, 2001) incluir retroanálises de obras subterrâneas nestes dados, estabelecendo uma metodologia de correspondência com a proposta adaptada do DMT. Mais recentemente, Viana da Fonseca et al. (2008a) apresentaram uma análise de um outro perfil onde se voltou a testar essa correlação (Figura 52).

0.00

0.20

0.40

0.60

0.80

1.00

1.20

1.40

1.60

0.00 1.00 2.00 3.00 4.00 5.00 6.00 7.00

Depth (m)

K0

K0=0.376+0.0523*KD-0.0017 qc/σ'v

K0=0.376+0.095*KD-0.0017 qc/σ'v0

Figura 52 – Estimativa do coeficiente de impulso em repouso (K0) a partir de correlações específicas do DMT para solos residuais (Viana da Fonseca et al., 2008a).

Pinto e Abramento (1997) apresentam alguns resultados muito variáveis – como acima se discutiu – que manifestam uma clara influência das tensões congeladas nos maciços rochosos. Em contrapartida, outros autores (Rocha Filho & Queiroz de Carvalho, 1990; Árabe, 1995; Schnaid e Mántaras, 2004) encontraram grande diversidade de valores em solos residuais tanto saprolíticos como lateríticos, o que impõe métodos expeditos e simples – como o DMT – adaptados à experiência local ou regional.

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72

5.1.4 K0 em solos residuais não saturados

Ao nível da valaição directa deste parâmetro, não tem havido muito trabalho publicado. A avaliação do valor de K0 nestes solos é muito influenciada tanto pelo factor da sucção (fundamentalmente isotrópica) e das forças interparticulares. Cunha e Vecchi (2001) ilustram a aplicabilidade de pressiómetros em solos não saturados, em ambientes tropicais e colapsíveis (ou designada argila porosa de Brasília). A Figura 53 sumariza resultados desses ensaios em amostras com teores em água naturais e após humedecimento (ou saturação). Verifica-se uma significativa queda (de cerca de 30%) dos valores de K0 e módulo de deformabilidade, mas ainda mais substancial (≅ 60%) na coesão, enquanto o ângulo de resistência ao corte se mantêm praticamente constante. A interpretação das curvas pressiométricas foi apresentada por Cunha et al. (2001), com o uso de uma aproximação elasto-plástica com um modelo de expansão cilíndrica modificado por Yu e Houlsby (1991), usando uma aproximação de Kratz de Oliveira (1999). O valor de K0 determinado para o solo com teor em água natural aproxima-se do valor limite superior dos valores obtidos em laboratório (Figura 53).

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

0 0,5 1

Ko

Dep

th (

m)

0 20 40

E (MPa)

0 20 40

φ’(degrees)

naturalmoisturecontent

inundated

0 20 40 60

c (kPa)

Figura 53 – Estimativa de K0 a partir de correlações específicas para solos residuais (Cunha et al., 2001).

5.2 Permeabilidade

A importância de uma boa avaliação da condutividade hidráulica está relacionada com os problemas de estabilidade de taludes, fluxos em fundações de barragens, muros e obras envolvidas em grandes escavações (tanto a céu aberto como subterrâneas), tanto no que se refere às pressões associadas às estruturas de contenção, como às implicações das redes de fluxo estabelecidas nos maciços envolventes e que poderão ter implicações com as estruturas vizinhas (por ex. a forte influência nos assentamentos e eventuais danos que os rebaixamentos dos níveis freáticos podem ter). Geralmente, a macro-estrutura e a sua variabilidade, em boa medida dominada pelas descontinuidades relicares – falhas, fracturas, filões, etc., determina em grande medida o comportamento in situ. É, assim, muito difícil avaliar com realismo este comportamento global a partir de ensaios de permeabilidade em laboratório, mesmo que as amostras sejam boas. De facto, o efeito de escala é determinante e ao nível dos provetes ensaiados não se pode ter uma representação de influência daquelas “relíquias” nem da dispersão de massas com diferentes graus de alteração (tão condicionados pelos processos pedogénicos). A

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73

possibilidade dos solos residuais apresentarem estruturas (ao nível micro e macroscópico) complexas - com distribuições granulométricas (particularmente de % de argila) e mineralógicas, que tenham reflexos em agregados – vêm a dominar a resposta e condutividade do maciço.

Viana da Fonseca (2003) apresenta uma síntese de exaustivas campanhas experimentais na área metropolitana do Porto, no âmbito das obras das novas linhas do Metro do Porto, em particular para a avaliação da variação da permeabilidade em profundidade e sua relação com os graus de alteração, já que essa informação é importante para o cálculo dos volumes de bombagem para o dimensionamento de escavações profundas e das estruturas de retenção em estações futuras. Embora seja difícil de generalizar, o Quadro 6 indica algumas das tendências que se determinaram nestes estudos.

Quadro 6. Valores tendenciais de permeabilidade em função das classes de alteração do granito do Porto (Viana da Fonseca, 2003)

Classe de alteração da rocha (Wi segunda ISRM, 1981)

Permeabilidade (m/s) Referências (1) Resultados exp.s(2)

Rocha decomposta sem estrutura (W6) Baixo ≈10–7 Rocha totalmente alterada - solo saprolítico (W5) Média 10–6 -10–5 (3) Rocha muito alterada (W4) e fracturada (F4-F5) Alta a média 10–5 – 10-4 (3) Rocha moderadamente alterada (W3) e fracturada (F3-F4) Média a alta 10–5 – 10-6 Rocha ligeiramente alterada (W2) Média 10–6 – 10-7

(1) Tendências expressas por Deere & Patton (1971), Dearman (1976), Costa Filho & Vargas Jr (1985) (2) Valores experimentais obtidos em ensaios de bombagem ao longo de secções definidas por furos de sondagens em ensaios de bombagem, com controlo piezométrico em redor. (3) Matrizes mais caulinizadas apresentam valores de permeabilidade que são mais baixos do que as gamas de valores indicadas numa ordem de grandeza.

Muitos solos residuais jovens apresentam valores numa gama entre 10-4 e 10-7 m/s, que são típicos de geomateriais de permeabilidade intermédia, 10-5 e 10-7 m/s (Schnaid et al., 2004; Schnaid 2005). Coutinho e Silva (2006) incluíram em esquema (Figura 54) as gamas de valores de permeabilidades de outros solos não convencionais, incluindo solos residuais provenientes de rochas de grão mais fino, outros de gnaisse e granito e de formação de “Barreiras…”, no Estado de Pernambuco, no Brasil, e, mais, de colúvio do Rio de Janeiro (Lacerda, 2004). Estes resultados estão de acordo com as propostas que consideram a distribuição granulométrica e a estrutura como factores decisivos. Solos residuais maduros, em zonas tropicais, mostram correntemente estruturas granulares e porosas, independentemente da textura, definindo por sua via permeabilidade saturada.

Um ponto importante neste tópico de permeabilidade de solos residuais é o da possibilidade de haver drenagem parcial durante ensaios de campo. Para os solos intermédios (k entre 10-5 e 10-8 m/s), a aproximação simples e aceite de distinção geral entre condições drenadas (cascalho e areia) e não drenadas (argilas) na interpretação de ensaios in situ, não pode ser aplicada, já que em muitas condições há consolidação parcial, pelo que muitas das correlações analíticas, numéricas e empíricas conduzem avaliações irrealistas das propriedades geotécnicas (ex: Schnaid et al. 2004)

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74

Figura 54 – Permeabilidades saturadas típicas em solos residuais (a partir de Schnaid et al., 2004; Coutinho e Silva, 2006) com a inclusão de solos residuais do Brasil e solos residuais de granito do Porto.

Schnaid et al. (2004) e Schnaid (2005) apresentam uma discussão importante sobre este tópico demonstrando a importância de algumas propostas para analisar a drenagem parcial durante os ensaios in situ. Por exemplo, tem sido considerado que para condutividades hidráulicas superiores a 10-4 m/s, o CPT pode ser considerado totalmente drenado, enquanto que, para condutividades inferiores a 10-8 m/s - com Bq, o parâmetro de pressão neutra definido por Robertson, 1990, superior a 0,5 -, é de esperar uma penetração não drenada. Foi introduzida uma velocidade adimensionalizada (Randolph e Hope, 2004) para analisar os efeitos dessa velocidade:

vc/dvV ⋅= (37)

sendo v a velocidade de penetração, d o diâmetro da ponteira e cv o coeficiente de consolidação.

É recomendável alterar a velocidade da penetração para ensaios em solos de permeabilidade intermédia para permitir que não se verifiquem velocidades adimensionais entre 0,01 e 1,0. Nesta gama é de esperar que se dê drenagem parcial.

Um outro ponto importante a salientar é a da variação da condutividade hidráulica com a sucção, quando há condições não saturadas, embora tal não seja fácil pois o próprio coeficiente de permeabilidade varia com o estado de tensão e com o tipo de curva de sucção. Esta pressão capilar tem uma acção determinante na permeabilidade, particularmente após entrada de ar em que os coeficientes de permeabilidade descem de algumas ordens de grandeza. Com a relação entre a curva de sucção e a permeabilidade, esta pode-se avaliar facilmente a partir do conhecimento daquela (Fredlund, 2006).

A Figura 55 mostra os resultados de maciços de solo residual de gnaisse (saprolítico e laterítico) em Pernambuco (Coutinho et al., 2000) Dela pode-se constatar que a condutividade hidráulica obtida pelo permeámetro de Guelph está de acordo com a Figura 54 e que o solo maduro (argila arenosa) apresenta uma maior condutividade hidráulica saturada do que o solo residual jovem, que é uma areia siltosa. Este comportamento é devido à estrutura granular (há agregação de partículas) e a estrutura porosa do solo residual no local. Também é verdade que a variação de condutividade

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75

hidráulica e a sucção do solo saprolítico é mais acentuada, o que o torna muito sensível numa análise de estabilidade de taludes, etc.

Figura 55 – Resultados de ensaios de permeabilidade com permeâmetro de Guelph (Coutinho et al. 2000)

5.3 Colapsibilidade: identificação e classificação de solos residuais colapsíveis

Os critérios qualitativos mais consensuais para determinar a susceptibilidade ao colapso baseiam-se em relações com a porosidade, o índice de vazios, o teor em água, ou o peso volúmico seco (Thornton e Arulanandan, 1970). Alguns exemplos desses critérios, estão relatados em Gibbs e Bara (1967) – para ensaios laboratoriais – e Décourt e Quaresma Filho (1994) – para ensaios in situ (SPT-T). Informação exaustiva tem sido desenvolvida a partir de resultados de ensaios edométricos duplos (Reginotto e Ferrero, 1973) e de ensaios edométricos simples (Jennings e Knight, 1975; Lutenegger e Saber, 1988) com vista a classificar a susceptibilidade do solo ao colapso. Assim, Jennings e Knight (1997) haviam definido o potencial de colapso (CP) como a deformação que se dá por humedecimento, obtido a partir de edométricos simples, pela expressão:

100

1 0

×+∆

=e

eCP

(38)

sendo ∆e0 a variação de vazios por humidificação/inundação e e0 o índice de vazios inicial.

Embora o SPT seja um ensaio largamente disseminado não há estudos sistemáticos publicados sobre a associação deste ao potencial de colapso. No entanto, registos de muitos casos estudados no Brasil de solos colapsíveis – em particular, no Sul e Centro – Oeste do país, denotam valores baixos de SPTs (em geral, NSPT < 5). Um exemplo típico é ilustrado na Figura 56a, por Marques et al. (2004), relativo à argila porosa de Brasília, onde o índice de penetração até 7m de profundidade converge com este limite.

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76

(b)

Figura 56 – (a) valor de SPT para solos colapsíveis em Brasília (Marques et al. 2004); (b) Furos de SPT e teor em água (Coutinho et al., 2004).

Neste caso as sucções são baixas (< 50 kPa) e podem variar muito pouco entre as estações húmida e seca. Já no caso das zonas áridas do Sertão Brasileiro, as sucções podem atingir valores elevados (10MPa) nas estações secas, tendo grande influência nos comportamentos de colapsibilidade que são tão claramente representados na Figura 56(b). Neste caso ilustra-se bem a diferença entre os resultados do SPT na época seca (9 < N < 20) e na época húmida (4 < N < 13), quase 100% inferior. Informações mais detalhadas podem ser vistas em Coutinho et al. (2004b), Souza Neto et al. (2005) e Dourado e Coutinho (2007).

Kratz de Oliveira et al. (1999) apresentaram uma proposta para identificação de solos colapsíveis a partir de resultados de ensaios pressiométricos duplos, um na condição natural e outro com inundação prévia do furo. O índice de colapso expressa-se por:

2

22

2

22

nato

natohumo

i

if

pressr

rr

r

rrC

−−

−=

(39)

Sendo: ri e rf os raios da cavidade do orifício para as condições natural e inundada, para a tensão de cedência ou fluência (pF) obtida em cada um dos ensaios, e nator e humor os

raios iniciais da cavidade para o solo nas condições de humidade natural e húmido, respectivamente

A Figura 57a apresenta ensaios PMT duplos obtidos num solo colapsível no nordeste da região do Brasil. A Figura 57b classifica a colapsibiliadade à luz destes outros índices de comportamento.

(a)

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77

(a)

0

200

400

600

800

0 500 1000 1500 2000 2500

Pressure (kPa)

Vol

ume

(cm3 )

PMT - Natural W.C.

PMT - Wetting

Depth = 2 m

Profundidade (m)

pressC

(%)

CP (%)

Classificação da colapsibilidade de solo (Jennings & Knight, 1995)

0,75 1,00 1,50 2,00 2,60 – 2,90

6,7 11,2 32,4 8,7 9,5

4,8 5,2 6,2 3,3 1,5

Moderadamente problemático Problemático Problemático Moderadamente problemático Moderadamente problemático

(b)

Figura 57 – (a) Ensaios pressiométricos num solo colapsível; (b) )200/(, kPapCC humPpress =σ ,

classificação de colapsibilidade (Coutinho et al. 2004b; Dourado e Coutinho, 2007).

Os resultados do ensaio indicado apresentam uma grande perda de rigidez, caracterizada pela diferença das duas curvas. Outros exemplos de redução em pressiómetro são apresentados por Schnaid et al. (2004). Dourado e Coutinho (2007) usaram este procedimento para provarem a sua aplicabilidade e conduziram uma análise de colapsibilidade e respectiva classificação, apresentada na Figura 58.

Recentemente no Brasil, Ferreira e Lacerda (1995), e nos EUA Hariston et al. (1995), apresentaram resultados de um equipamento, designado de “Expanso-colapsómetro” (ECT), cujo ensaio consiste na realização de um ensaio de carga em placa de 100 mm um furo de sondagem (ou poço estreito). Souza Neto et al. (2005) desenvolveram ainda mais o equipamento.

Os assentamentos devido à inundação são medidos até à estabilização, sendo o colapso definido pela diferença deste valor de estabilização em relação à posição inicial. Ferreira e Lacerda (1995) demonstram que estes valores relativos se relacionam bem com os valores relativos obtidos em edométricos, o que permite estender os índices de colapso, inicialmente desenvolvidos a partir do laboratório, para estes ensaios “in situ”. A vantagem destes é notória pela representatividade que a experimentação in situ garante, em particular em se tratando de critérios associados a fundações, tão sensíveis às condições de fábrica local.

Considerando os resultados obtidos num campo experimental em Petrolândia (Sertão do Estado de Pernambuco, Brasil), Dourado et al. (2007) apresentam e discutem um critério baseado em ensaios duplos com o pressiómetro de Ménard, PMT – ver Figura 58.

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78

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

0 10 20 30 40

Cpress (%)

Pressuremeter

Collapse

(Kratz de Oliveira

et al. 1999)

PR

OB

LE

MA

TIC.

.

MO

DE

RA

TE

LY

PR

OB

LE

MA

TIC

.

(b)

WIT

HO

UT

PR

OB

LE

M....

....

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

0 1 2

I

II

SPT> 50

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

0 2 4 6 8 10

εc (%)

Damages

σvi = 200kPa

WIT

HO

UT

PR

OB

LE

MS.

PR

OB

LE

MA

TIC.

.

Classificação:

Jennings e Knight (1975)M

OD

ER

AT

EL

Y P

RO

BL

EM

AT

IC..

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

0 1 2

De

pth

(m

)

I

II

SPT> 50

(a)

Classification:

Jennings e Knight (1975)

(b)

Figura 58. (a) Classificação da colapsibilidadae de solos de acordo com Jennings & Knigth (1975) e variação de Cpress com a profundidade; (b) proposta de classificação da colapsibilidadae de solos a partir de resultados de PMT (Dourado & Coutinho, 2007). A Figura 59 apresenta os resultados de Souza Neto et al. (2005) na mesma área do Sertão de Pernambuco, no Brasil, onde se executaram ensaios de carga em placa e com o equipamento antes descrito (“Expanso-colapsómetro”, ECT).

(a) b)

Figura 59 – (a) Colapso determinado in situ a partir de ensaios de carga em placa (PLT); b) Resultados típicos obtidos in situ com o “Expanso-colapsómetro”, ECT (Souza Neto et al. 2005).

Gama de Valores Classificação proposta

Para Cpress(%) < 5 => Solo sem problemas

5 ≤ Cpress(%) ≤ 10 => Solo com alguns problemas

Para Cpress(%) > 10 => Solo problemático

(a)

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79

Verifica-se que o colapso por humidificação no PLT é de 45 mm. Com o ECT o colapso cresce com a tensão vertical, como esperado, e para a mesma tensão vertical de 100 kPa foi de cerca de 53 mm (18% superior ao do PLT), o que não é de estranhar pelo facto de se ter antes humedecido o solo, não saindo fora da margem de erro dos ensaios de campo. No entanto, desenvolvem-se mais estudos para melhor fundamentar esta associação entre os ensaios.

Dourado e Coutinho (2007) calcularam o assentamento por colapso usando os resultados do PMT considerando a metodologia tradicional de Briaud (1992) para avaliação de assentamentos em areias. Estes foram calculados em condições tanto de humidade natural, como após inundação e a sua diferença foi tomada como valor de assentamento por colapso. Os valores assim determinados, com base nos resultados do PMT, subestimaram claramente os valores medidos no ensaio de carga em placa, numa razão de cerca de 2,5, o que deverá estar associado à forte componente de plastificação do fenómeno “colapso” que não é contemporizada na aplicação de metodologia pseudo-elástica de estimativa de assentamentos, proposta por Briaud (1992).

6. CONCLUSÕES

Os solos residuais são um produto de alteração das massas rochosas e resultam de diagéneses complexas que geram materiais dominados por grandes heterogeneidades, fábricas com múltiplas expressões e estrutura na vertente macroscópica e microscópica, que condicionam fortemente o seu comportamento. A heterogeneidade pode ser hoje em boa medida, identificada e caracterizada com recurso a métodos geofísicos de mapeamento, zonamento e classificação. A fábrica é um tema de cariz eminentemente geológico e a sua caracterização depende da análise visual das fácies expostas ou postas a descoberto.

Os aspectos que se podem enumerar como determinantes para a classificação destes solos são: as características de morfologia e mineralogia, as propriedades físicas e mecânicas, incluindo as hidráulicas. Por isso, há avaliações paramétricas expeditas que são devidas a : estado higrométrico, coloração e descoloração, resistência e consistência (simples metodologias: como resistência à penetração com martelo do geólogo, destorroamento entre dedos, desagregação em ensaios “Slake Durability”, ou, ainda, resistência à compressão uniaxial), fábrica (ou seja, o arranjo macroscópico interparticular, com a caracterização do tamanho dos vazios, o seu arranjo e a sua distribuição, assim como aspectos relacionados com descontinuidades relicares, etc.), textura (dimensões e forma das partículas), densidade, propriedades hidráulicas e mecânicas (ensaios de campo expeditos), mineralogia (especialmente no advento de minerais que se desenvolvem nos processos de alteração). Esta descrição tem que ser, naturalmente, acompanhada para um bom enquadramento hidrológico.

A estrutura no efeito das suas ligações cimentícias interparticulares, tem uma influência significativa na interpretação dos resultados dos ensaios de caracterização em especial dos ensaios in situ. Estas singularidades foram analisadas neste texto, dando relevo às consequências que estas tem nos parâmetros resultantes (para além das propriedades índice antes definidas) e os que deles se derivam para fins de dimensionamento geotécnico, tais como: (i) estado de tensão in situ; (ii) rigidez – desde as muito baixas deformações (tão importante nas análises dinâmicas, mas também como referência para a boa definição das leis constitutivas de resposta tensão-deformação) até aos níveis de

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serviço das estruturas (muito úteis para os projectos geotécnicos, nomeadamente das fundações); (iii) não linearidade da rigidez (cíclica e monotónica) e definição das leis de degradação; (iv) resistência, onde o trio “intercepto coesivo (coesiva efectiva) – dilatância – atrito (ângulo de resistência ao corte)” rege o comportamento na rotura…; (v) propriedades peculiares, tais como o facto de a permeabilidade ser condicionada pelas estruturas relicares, ou a colapsibilidade. Fez-se ainda uma breve abordagem ao tema de influência que as condições não saturadas têm, e muito, no comportamento destes solos.

A identificação das características peculiares impõe abordagens específicas em solos “não – convencionais” como os residuais, tem sido reconhecida como chave para a análise paramétrica subsequente. Este texto limita-se ao conjunto de elementos recolhidos, à data e incide sobre a experiência dos Países irmãos, Portugal e Brasil, pelo o que não é estranha a colaboração do Prof. Roberto Coutinho da Universidade Federal de Pernambuco no Recife, com que o autor vem trabalhando nos últimos anos.

Os solos residuais são muito variados na sua origem (rochas-mãe, condições climáticas e outros) e muito complexos no seu estado físico e de tensão em repouso, tornando-se difícil cobrir estas questões num texto desta dimensão. No entanto, algumas características particulares foram identificadas numa aproximação não convencional, tais como o seu carácter coesivo-friccional e dilatância não associada. Estas características são associadas à micro-estrutura interparticular – com as suas ligações cimentadas interparticulares -, tendo implicações nos comportamentos fortemente não lineares em termos de tensão – deformação. Estas características podem ser consequência da presença de condições não saturadas, que têm alguma similitude com a cimentação relicar antes identificada.

AGRADECIMENTOS

Este trabalho faz síntese e usa muitos dos resultados de investigação feitos, sob supervisão do autor, de vários colegas – tanto em doutoramento ou mestrado, como em projectos de investigação financiados pela FCT ou por empresas da especialidade, tais como a Teixeira Duarte, Mota-Engil, Sopecate, Tecnasol-FGE, etc. Destes colegas deve-se salientar os Engos António Topa Gomes, Cristiana Ferreira, Fernando Vieira, Karina Dourado e Isabel Lopes e o Prof. Jorge Carvalho.

A colecção de dados e referências e elaboração do texto foi em parte elaborada em conjunto com o Prof. Roberto Coutinho da UFPE, no âmbito da conferência especial (Keynote Lecture) para a 3rd Int. Conference on site Characterization (ISC’3) realizada em Taipé, em Abril de 2008. A ele se deve um agradecimento especial.

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