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 coesivofriccionais, 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! …
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
Solos residuais
Transição entre
solo e rocha
Massas rochosas
(a)
I –orgânico
II – horizonte de solo
laterítico
III – horizonte de
solo saprolítico
IV – saprólito
V – horizonte de
rocha muito alterada
VI - horizonte de
rocha alterada
VII –rocha sã
(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).
2
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 tensãodeformação. 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).
3
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
4
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
5
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
Controlado
pelo cimento:
VSo>VS-remold
Controlados
pela tensão:
VSo≈VS-remold
Sem desestruturação
Com desestruturação
′
∆σ ′ < ∆σ desest
′
∆ σ ′ > ∆ σ desest
Não há efeito da
amostragem (ex. arenito à
superfície
Não há efeito (solos
ligeiramente cimentados
à superfície)
Redução da tensão durante a
amostragem afectam as
propriedades medidas
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).
6
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 contrasenso. 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
7
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.
8
B Horizon
wP
wnat
wL
22
Depth (m)
1.2
Mineralogical content (%)
20
40
60
80
Grain size (%)
1.5
0
25
50
75
clay
sand
100
0
100
Silt
C Horizon
21
kaolinite
quartz
saprolitic
soil
Sandy silt
22
19
6
7
18
0.9
24
3
5
16
Void ratio
0.6
20
IP = 29 %
Clayey
sand
2
4
60
14
other
1
40
gibbsite
orp
ho
us
/F
e
0
20
Am
γnat (kN/m 3)
Water content (%)
0
16
Exposed
saprolitic
soil
21
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
9
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).
zone soil behaviour type
1
sensitive, fine grained
zone soil behaviour type
2
organic soils, peats
1
very soft clays - sensitive soils
3
clays - clay to silty clay
2
clays
4
silt mixtures - clayey silt to silty clay
3
silty clays - stiff clays
5
sand mixtures - silty sand to sandy silt
4a
sandy silt and silt
6
sands - clean sand to silty sand
4b
fine sand and/or silty sand
7
8
gravelly sand to dense sand
very stiff sand to clayey sand (cemented)
5
sands - gravels
9
very stiff fine grained (cemented)
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 argilosiltosos 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).
10
3
0,35
0,60
6
8
9
8
0,30
9
0,70 0,75
1.5
1,44
8
9
2,28
2,70
4
3,14
2,40
2,28
4a
2.3
2.5
2,38
3
3,04
3,42
4a
9
4
3,54
3
4,00
4,12
5
5,22
5,36
9
4,70
4a
3
5,10
5,50
5,10
5,36
4b
4a
4b
3.3
3.4
3.6
4.0
4.3
4.5
5.0
3
4,52
4
5
Depth (m)
5
9
5,06
5,20
5.8
5,14
4
5,48
3
6.4
5,54
5,70
4a
4
4a
4
a1. Robertson; a2. Eslami & Fellenius
b1. Robertson;b2. Eslami & Fellenius
a) CPT2
b) CPT3
7.2
7.6
8.6
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.
Id
0.1
0,00
1.0
10.0
0,00
0,16
4b
3
8
0,62
0.0
clay
silt
sand
9
1.0
2.0
2,26
2,28 2,34
2,44
4a
3
9
3,12
3.0
4
3,96
4,24
4a
4,52
3
4a
5
5,14
4
3
4
3
4
5,32
5,70
4.0
4,46
5,32
5.0
3
5,82
6.0
6,32
6,38
4a
7.0
DMT6
DMT8
8.0
Robertson
Eslami & Fellenius
Marchetti
Zhang & Tumay
(CPT)
(CPT)
(DMT)
(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.
11
100
80
0.9
9
1,25
60
0,20
4b
3
40
0
0,00
0,00
20
Grain size distribution (%)
0,00
0,00
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).
12
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:
q
qc1 =  c
 pa
 pa

 σ v′ 0
(1)
sendo pa , a pressão atmosférica.
No momento em que qc e G0 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.,
13
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.
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
1000
Upper bound (cemented geomaterials)
Lower bound (cemented geomaterials)
G0/qc
100
10
Unaged uncemented sands
1
10
100
1000
qc1
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:
G0 = 8003 q c ⋅ σ v′ ⋅ p a limite superior : cimentado
G0 = 2803 q c ⋅ σ v′ ⋅ p a limite inferior : cimentado,
limite superior : não cimentado
(2)
G0 = 1103 q c ⋅ σ v′ ⋅ p a limite inferior : não cimentado
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:
G0 / pa
pa
= α ⋅ N 60
N 60
σ v′ 0
ou
G0 / pa
= α ( N1 )60
N 60
(3)
14
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):
G0 = 12003 N 60 ⋅ σ v′ ⋅ p a limite superior : cimentado
G0 = 4503 N 60 ⋅ σ v′ ⋅ p a limite inferior : cimentado
(4)
G0 = 4503 N 60 ⋅ σ v′ ⋅ p a limite inferior : não cimentado
G0 = 2003 N 60 ⋅ σ v′ ⋅ p a limite inferior : não cimentado
Moema, SP, Brazil
Paraizo, SP, Brazil
Campinas, Brazil
São Carlos, Brazil
Guarda, Portugal (PT)
Bela Vista, SP, Brazil
Bauru, Brazil
Caximbu, SP, Brazil
Campinas, Brazil
Matosinhos, Porto, PT
Vila Madalena, SP, Brazil
São Carlos, Brazil
Brooklin, SP, Brazil
Porto Alegre, Brazil
CEFEUP, Porto, PT
1000
Ratio (G0/pa)/N60
.
cemented
100
uncemented
10
1
10
Normalized (N1)60
100
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
15
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.
1
Go
qc
10
100
300
1000
Gravelly
Sand
CEMENTATION
1000
1000
Lateritic Soils
Saprolitic Soils
Upper bound (cemented sands)
g
un
Yo
AGE
Lower bound (cemented sands)
qt - σvo
Qt = σ´
vo
ils
so
Sand
Ratio Go/qc
d
te
en
m
ce
un
100
Increasing
Compressibility
Sand
Mixtures
10
Silt
Mixtures
1
(a)
Organics
100
10
Low
Void
CLAYS Ratio
High
Void
Ratio
Unaged
uncemented sands
Lateritic Soils
Saprolitic Soils
(b)
11
5
10
100
1000
Normalized qc1
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
SP4
SP5
SP3
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).
16
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
17
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).
a)
Figura 15 – Correlações entre
Fonseca (1996, 1998).
b)
log σ m′ e e0 : a) adaptado de GSEGWP (1990); e, b) dados de Viana da
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.
′ , são designados de “virtuais” ou “aparentes”,
As tensões de sobreconsolidação, σ vp
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.
18
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, φr′ ,
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).
19
Material
Solo saprolítico de gnaisse - PE
(Coutinho et al. 2000)
Solo saprolítico de gnaisse - RJ
(Futai et al. 2006)
Solo saprolítico de calcário - PE
(Silva et al. 2004)
Solo laterítico de granito - PE
(Lafayette, 2006)
Solo laterítico de granito - PE
(Silva, 2007)
Solo saprolítico de granito, Porto
(Viana da Fonseca, 1996,2003)
Solo saprolítico de granito, Porto
(Viana da Fonseca et al., 2006)
Dimensão do grão (%)
Areia Silte Argila
83
60-68
11
19-23
4
7-12
38
50
12
20
39
40
24
16
60
28
23
49
52-69
17-32
4-8
50-95
10-41
1-8
Envolvente de rotura
(condição saturada)
Mineralogia
Mica (M) = 40-50%,
Quartzo (Q) e outros ~
50-60%
Caulinite
= 40%, Q=
φ’= 30º , c’ = 10 kPa
45%, gibsite e outros
(média)
Calcite = 70%, ilite,
φ’= 31,6º , c’ = 11,3 kPa
caulinite, outros ~30%
φ’= 31,3º , c’ = 7,6 kPa
Caulinite, ilite e Q
φ’= 29,3º , c’ = 2,9 kPa
φ’= 30,1º , c’ = 2,2 kPa
φ’= 26,3º , c’ = 9,7 kPa
Caulinite, Q
(predominante) e M
φ’= 37-38º, c’= 9-12kPa M ~ 23%, Q ~ 38%,
F ~ 14%, K ~ 24%
φ’cv=31,6°
M~12-45%,Q~1-25%,
φ’= 46 º, c’= 5kPa
F ~ 2%, K ~ 54-90%
φ’cv=33°
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 φr′ 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).
20
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).
400
400
300
300
200
200
Ko = 0.5
100
q (kPa)
100
0
0
0
100
200
300
400 -3.0
-1.0
-100
-100
-200
-200
-300
-300
-400
-400
1.0
3.0
5.0
S2/1 (c )
S2/2 (e)
S2/3 (c )
S2/4 (e)
7.0
S2/5 (c )
S2/6 (c )
p' (kPa)
εa (%)
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.
21
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 coesivofriccional 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).
200
K0 Line
increasing of mean effective stress
decreasing of mean effective stress
Linear (Kf line)
Linear (Kf line)
175
150
q (kPa)
125
100
75
50
25
0
0
20
40
60
80
100
p' (kPa)
Figura 21 – Ensaios triaxiais CK0D sob diferentes trajectórias de tensão (Rios Silva, 2007)
22
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.
σ1- σ3
400
K = 0,38
0
range of
oedometer
results
86
53
1m
2m
3m
yield in volumetric
compression
Deviator stress, q (kPa)
(kPa)
5m
300
7m
7m
5m
Exposed soil
Exposed
soil
200
3m
100
2m
range of isotropic
consolidation results
1m
0
40 50 60
a)
80
σ 'm =
σ '1+ 2 σ 3'
3
(kPa)
0
b)
100
200
300
400
Mean effective stress, p' (kPa)
(b)
500
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.
23
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.
24
60
Volumetric water content (%)
1m
5m
50
40
30
20
0.1
a)
1
10
100
1000
Suction, ua - uw (kPa)
(a)
10000
b)
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:
τ = c ′ + (σ n − u a )tgφ ′ + (u a − u w )φ1
(5)
sendo τ , a resistência ao corte, c′ o intercepto de coesão efectiva, σ n , a tensão normal
total no plano de rotura, φ ′ , o ângulo de atrito em tensões efectivas, e, φ1 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.
25
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,
resultados de Lafayette, 2006)
φ,
em função da sucção (Futai et al., 2007, com
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.
26
1600
Saturated
1600
Saturated
(ua - uw) =100 kPa
(ua - uw) =100 kPa
(ua - uw) = 300 kPa
(ua - uw) = 300 kPa
Deviator stress, q (kPa)
Deviator stress, q (kPa)
2000
Air dried
1200
800
400
0
Air dried
1200
800
400
0
0
400
800
1200
1600
Mean net stress, p - ua (kPa)
(a) - 1m
2000
0
400
800
1200
Mean net stress, p - ua (kPa)
(b) - 5m
1600
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).
27
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 HongKong (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
28
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).
VS* 300
VS* 300
(m/s)
(m/s)
CICCOPN
250
250
in situ
CH
DH
200
200
B2
150
lab
in situ
lab
S2
100
FEUP
150
S1
CH
100
S3
DH
S4
50
S2
50
S6
0
S5
0
0
10
20
30
40
50
60
70
p' (kPa)
0
20
40
60
80
100
120
140
p' (kPa)
Sampler: B2- Block; S1- GMPV; S2- ST85; S3- NT81; S4- MAZIER; S5- OSTERBERG; S6- SHELBY
Figura 27 – Velocidades de ondas de corte Vs 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 ( Vs ) obtidos in situ – em ensaios de Crosshole, 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 Vs
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.
29
VS (m/s) in situ (CH) & lab (BE+RC)
0
100
200
300
400
0
2
Depth (m)
S2-S1 - CH
S3-S2 - CH
4
S2/1 - BE
S2/3 - BE
S2/5 - BE
6
S2/6 - BE
S5/1 - RC
S5/2 - RC
8
S5/4 - BE
S5/6 - BE
B5 - BE
10
Figura 28 – Perfis de Vs 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
30
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
31
(“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 CrossHole 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 Vs e V p 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 Vs por alguma pontual quebra de estabilidade
interparticular (em torno de 10,5 m - Figura 29).
32
Figura 29 – Perfis de CH em registos de
(Viana da Fonseca et al., 2006).
Vs e V p em 3 secções e para um nível de água de 11,5 a 12,0 m
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;
33
a)
b)
-5 m
0m
5m
10 m
15 m
S3
0m
20 m
25 m
30 m
35 m
40 m
45 m
S1
216 m/s
3m
7.
337 m/s
214m/s
Su
e
bV
-5 m
Kaolinization
429 m/s
r t ic
al L
Less Kaolinized granite ?
aye
RGS
r I .M
-10 m
.
Velo. (m/s)
Kaolinization Kaolinization
-15 m
High Resistivity (260 to 295 Ohm.m)
425
Seasonal Water Level Interval
375
Feldspar -> Kaolinization Model
RGS
RGS
Gneiss
-20 m
Three Layer Conventional SH Refraction Model
325
Interpreted Gneiss-Migmatite
275
RGS-Residual Granitic Soil (Less Kaolinization??)
d)
225
Sub Vertical Layer from Inverse Model (dipping 50.8º)
c)
Gneiss
-25 m
0m
175
5m
10 m
15 m
20 m
25 m
30 m
35 m
40 m
45 m
0m
216 m/s
337 m/s
-5 m
429 m/s
-10 m
Three Layer Conventional SH Refraction Model
GPR Reflectors
S3
d)
S1
High Resistivity (260 to 295 Ohm.m)
SPT
GPR Difraction Apex
Figura 30 – Tomografia de refracção de ondas P (a) e velocidades de ondas S H (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;
34
(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 multiestação (SWM), que se baseia numa teoria de propagação de ondas unidimensional,
permitindo obter um perfil de Vs 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 Vs 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
35
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).
W
1-12
0
4
8
Offset (m)
0
4
8
Offset (m)
50
0
1
2
3
4
Wavenumber (rad/m)
100
50
0
0
4
8
Offset (m)
12
150
Frequency (Hz)
100
0.1
0.2
12
150
Frequency (Hz)
150
Frequency (Hz)
0.1
0.2
12
0
Time (s)
0.1
0
25-36
0
Time (s)
Time (s)
0
0.2
E
13-24
0
1
2
3
4
Wavenumber (rad/m)
100
50
0
0
1
2
3
4
Wavenumber (rad/m)
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
36
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 q c / N 60 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 q c / N 60 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.
37
1,8
Robertson et al. (1983)
1,6
RJ. Adrianópolis-clayey silty sand
RJ. Adrianópolis-sandy silty clay
RJ. PUC-silty sand
1,4
RS. UFRGS-sandy silty clay
CEFEUP, Porto, Portugal
qc/N60 (qc, MPa)
1,2
Matosinhos, Porto, Portugal
Guarda, Portugal
1,0
0,8
0,6
0,4
0,2
0,0
0,001
0,010
0,100
1,000
D50 (mm)
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
q c / N muito mais elevados que os propostos para solos sedimentares granulares. Este
facto pode ser uma consequência da maior sensibilidade do q c 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 qc e N SPT , 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
38
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)
N60 / Em (MPa-1)
qc/pl*
14,6
1,4
4–6
Em/ pl
10-12
Emur / Em 1,4 – 1,9
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.
39
Quadro 2a. Ratios entre deformabilidade (módulo de Young e distorcional) segundo Viana da
Fonseca et al. (1988a, 2001, 2003); Topa Gomes et al. (2008)
E 0 (CH )
E s1% ( PLT )
≅ 8 – 15
E 0 (CH )
Em
G 0 ( CH )
G ur ( SBP )
≅ 20 - 30
≅ 1,7 - 3
E 0 (CH )
E ur ( PLT )
≅2-3
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”
E 0 ( CH )
N 60 ( SPT )
E 0 (CH )
q c ( CPT )
E 0 (CH )
q d ( DPL )
E 0 ( CH )
p l ( PMT )
≅ 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:
(N1 )60 =
N 60
; q c1 =
(σ v′ / p a )
0, 5
qc
(σ v′ / p a )0,5
(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:
φ′p = [15,4(N1 )60 ]
0,5
+ 20º
(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:
φ ′p = arctg [0,1 + 0,38 ⋅ log (qc / σ v′0 )]
(8)
40
φ ′p = 17,6 0 + 11,0 0 ⋅ log(qc1 )
(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, σ v′0 , 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.
15.0
CPT1 φ'=48
CPT2
12.5
φ'=46
φ'=44
φ'=42
φ'=40
CPT3
CPT4
q c (M P a )
10.0
φ'=38
CPT6
7.5
φ'=36
φ'=34
5.0
φ'=32
φ'=30
2.5
0.0
0
25
50
75
100
125
150
175
200
σ'v0 (kPa)
Figura 33. qc vs σ v′0 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
41
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):
senφ′ =
S
1 + (S − 1)senφ′cv
sen ψ = S + (S − 1) senφ′cv
(10a)
(10b)
sendo φ′cv 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
42
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
43
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, σ′p obtida via DMT, salientando a capacidade do ensaio em detectar a
estrutura cimentada.
44
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:
c' = 0,367 ⋅ V ( A)OCR + 3,08 (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 φ′DMT 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.
OCR = 0,32
qt '−σ v 0 , argila dura Demers & Leroueil, 2002
σ 'v 0
1
 1,33 ⋅ qt0, 22 α −0,27
, areias limpas, Mayne, 2001

OCR = 
0,31 
 K0 NC ⋅ (σ 'v0 ) 
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).
45
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).
50
1400
constant w.c. (tensiometer at 30 cm)
45
1200
1000
30
800
constant water
content curve
600
25
20
saturated
curve
400
15
10
saturated
(tensiometer at 30 cm)
200
100
200
300
400
500
injected volume (cm³)
800
YG - 2 m depth
predicted curves ( φ = 43 o,ψ = 15 o, Po = 60 kPa)
experimental curve (s = 43 kPa)
600
400
saturated curve
c = 1 kPa
ν = 0.3
G = 3.0 MPa
experimental curve (s = 0)
unsaturated curve
c = 20 kPa
ν = 0.24
G = 5.5 MPa
200
5
0
0
suction (kPa)
35
ca vity p re s su re (k P a )
constant w.c. (tensiometer at 60 cm)
cavity pressure (kPa)
1000
40
600
700
0
800
0
0.9
1.0
1.1
1.2
1.3
r/ro
Figura 35. Ensaios pressiométricos em solos residuais de granito amostras saturadas e com condições não
saturadas (Schnaid et al., 2004)
46
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:
G0 = E0 /[2(1 + ν )]
(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 cargadeformação 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:
 p′ 
Vs = α  
 pa 
β
(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
47
cimentação, surgiram distintas relações que são resultantes de estudos experimentais e
que se apresentam a seguir:
G0 = S ⋅ p1a−n ⋅ F (e ) ⋅ p′ n
(14)
Esta relação é devida a Jamiolkowski et al. (1995), sendo pa a pressão atmosférica de
referência (≅100 kPa), p′ a tensão média efectiva, S e n constantes experimentais, F (e )
a função de índice de vazios geralmente adoptado como:
2
(
C − e)
F (e ) =
1+ e
(15)
Sendo C a função da forma e natureza dos grãos, ou
F (e ) = e − x
(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 ( p a ) 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’2Porto) 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):
n
G0 (MPa ) / F (e ) = S ⋅ [ p0′ (kPa )]
(17)
F (e ) é a função do índice de vazios expressa por:
F (e ) = (2,17 − e ) / (1 + e )
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.
48
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
Alluvial sands (…), Ishihara (1982)
Saprolite from granite (Matosinhos,Porto,Portugal),
Viana da Fonseca (1996, 2003)
Saprolite from granite (CEFEUP, Porto, Portugal),
Viana da Fonseca et al. (2004)
Saprolite from gneiss (Caximbu, Sao Paulo, Brazil),
Barros(1997)
Saprolite from granite (Guarda, Portugal ),
Rodrigues & Lemos (2004)
Competely decomp. tuff (Hong Kong),
Ng & Leung (2007b)
Cachoeirinha lateritic soil (Porto Alegre, Brazil).
Consoli et al. (1998) and Viana da Fonseca et al. (2008b)
Passo Fundo lateritic soil (Porto Alegre, Brazil),
Viana da Fonseca et al. (2008b)
N
7.9 to 14.3
0.40
0.02
110
p´<100kPa
65
0.07
0.30
60 to 100
p´<100kPa
35 to 60
0.35
37 to 51
0.20-0.26
79
0.18
181
0
450
Saprolite from gneiss (Caximbu, SP, Brazil)
Saprolite from granite (Guarda,PT)
400
350
G/F(e) (MPa) .
300
Cachoeirinha lateritic soil (Brazil)
250
Passo Fundo lateritic soil (Brazil)
200
Competely decomposed tuff (HK)
Saprolite from granite (CEFEUP,Porto)
150
Saprolite from granite (Mat.Porto)
100
50
Alluvial sands (Ishihara, 1982)
0
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
p' (kPa)
Figura 36 – Comparação entre valores observados e as propostas de referência para a variação de
G0 com
a tensão efectiva (equação 17), de acordo com os parâmetros do Quadro 3 (Viana da Fonseca e Coutinho,
2008)
49
É interessante constatar que este comportamento é muito consistente com o padrão geral
das relações entre a velocidade de corte ( Vs ) e o estado de tensão efectiva ( p′ / pa ),
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)
Figura 37 –
4.2
Vs : rigidez do esqueleto e estado de tensão (adaptado de Santamarina, 2005)
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
G0 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
G0 e qc em solos residuais (Viana da Fonseca, 1996)
50
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:
Vs = 69 ⋅ N 600,17 ⋅ z 0, 2 ⋅ FA ⋅ FG
(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:
G0 (MPa ) = C ⋅ N 60n
(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 G0 / N 60 e/ou de G0 / qc
foi proposta por Schnaid (1999, 2005) correlacionando aquelas razões com os
parâmetros índices correspondentes, ( N1 )60 e qc 1 (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.
51
70
site@FEUP-clayey silty sand (finer)
Porto-silty sand (coarser)
60
50
G 0 / qc
40
30
Robertson
(1991)
20
10
Rix & Stokoe (1992)
0
100
1000
10000
qc/√σ'v0
Figura 39 -
G0 / qc versus q c / σ 0′ 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, Ghv valor de G0
sob propagação horizontal e polarização vertical – apresentou valores superiores em
22% a Ghh - 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
( Ghh / Ghv 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
52
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 Vs . Este
crescimento tende a diminuir à medida que os meniscos se dissipam, limitando o
aumento de Vs (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 Ghh / Ghv , 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 ( q / qu ), 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 q / qu :
E / E0 = 1 − f (q / qu )
g
(21)
sendo f e g parâmetros de ajuste (f controla a deformação para a resistência de pico,
τ máx , 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
53
cimentados – limpos (Mayne, 2001) – ver expressões diversas na Figura 40a. Um outro
modelo foi desenvolvido por Santos (1999) e está expresso na Figura 40b.
1.2
G/G0
τ/τ0,7
1
0.8
0.6
0.4
RC test results
Hyperbolic curve
γ/γ0,7
0.2
0
0.001
0.01
0.1
1
10 0.7
γ/γ
100
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.
1,0
0,9
0,8
0,7
0,6
0,5
0,4
0,3
S5/1
S5/3: G/G0
0,2
0,1
CFB5: G/G0
Upper Limit Sands
Lower Limit Sands
0,0
1,0E-02
1,0E-01
1,0E+00
1,0E+01
1,0E+02
Normalized shear strain, γ
Figura 41. Resultados de Coluna Resonante: rigidez normalizada vs distorção em solos residuais de
granito do Porto (adapt. Viana da Fonseca et al., 2006).
54
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.
γ0.7 (%)
0.1
Lateritic soils
y = 0.0011x 0.4973
R2 = 0.6067
0.01
y = 0.0006x 0.4498
R2 = 0.7057
Saprolitic soils
0.001
10
Figura 42. Ratios entre
4.6
γ 0,7
100
1000
p’o
(kPa)
e
p0′ para solos saprolíticos e laterísticos (Gomes Correia et al., 2004).
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
Critérios de Serviço
q (s/B= 0,75%)
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.
Ensaios de carga
q/qult(*) (FS=10)
Os níveis intermédios de tensão ( Fs = 4 ) 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 = 1020%), valores do ratio médio entre o módulo de Young secante e os valores de SPT de:
E (MPa ) / N 60 ≅ 1
(22)
55
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:
E (MPa ) = (0,4 a 0,9) ⋅ ( N SPT )
1,4
(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 tensãodeformação, 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:
E p mnr / E pm ≅ 2 e E 0 / E pm ≅ 18 a 20 , sendo E0 determinado em ensaios sísmicos entre
furos (G0_CH), enquanto que, para o SBPT, G0 / Gur ≅ 2,6 a 3,0 . 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:
Esec = E0 , ε ≤ 10 −4
(24)
56
(
E se = E0 ⋅ ε / 10 −4
)
−0 , 55
, ε ≥ 10 −4
(25)
Os ciclos de descarga-recarga correspondem a valores secantes, para deformações de
cerca de 6 × 10 −4 , 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.
Torsional simple shear tests (p = 100 kPa)
(1) Cyclic loading (n = 10th), e = 0.66
(2) Monotonic loading, e = 0.696
Toyoura sand
G/G 0 corrected to a constant pressure level
G0 = 105.7 MPa (Porto)
Akino (1990)
E sec = E 0 , ε < 10 -4
E sec = E 0 . ( ε /10 -4 )-0.55 , ε >10 -4
(1)
(2)
G/G 0 BH
Pressuremeter tests
Resonant Collumn (CEFEUP)
Koga et al. (1991)
0.5
PMT
SBPT
SBPT (Porto)
Gur = 39.9 MPa
Field data
Sandy soil grounds subject to excavation
G : back-calculated from the ground deformation
Aoki et al. (1990)
ε c = 0.057%
0.0
10 -6
10 -5
10 -4
10 -3
10 -2
Shear strain, γ
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
G 0 /G ur 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 Gur 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.
57
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 Gsec / p′ , (sendo p ′ a tensão média efectiva) e a deformação distorcional
( ε s ), interpretada a partir do terceiro ciclo de descarga-recarga dos ensaios (considerado
estável) – Fig. 44a -, ou do último ciclo de descarga – Fig. 44b.
a)
b)
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 Gsec / p′ decresce significativamente de valores de 300 para cerca de 50, à
medida que a deformação distorcional ( ε s ) cresce de 0,02% para 1%. A gama do
módulo de distorção a muito baixas deformações (G0, expresso por Gvh ou Ghv),
58
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:
−1
G / G0 = [1 + γ (G0τ máx )] , em que G0 é o módulo distorcional e τ máx a resistência
drenada.
59
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:
G0 / E DMT ≅ 16,7 − 16,3 ⋅ log10 ( pON )
(25)
E s 10% / E DMT ≅ 2,35 − 2,21 ⋅ log10 ( pON )
(26)
Sendo pON 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
60
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, qap ), 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 σ v′0 (= 100 kPa). Estas previsões qap - S/D constam da Figura
47b.
400
Yield strain =
(σ' vy -σ'vi)/Eo
350
1400
Applied stress (kPa)
Esec (MPa)
300
250
200
150
100
50
a)
0
0.0001
σ'vi = 20 kPa
σ'hi =10 kPa
0.01
1000
800
Uncemented
sand
600
400
P la te lo ad te st (30 0m m plate)
σ'v i=20 kPa , σ'hi =10 kP a
200
b)
0.001
Cemented
sand
1200
0.1
Axial strain (%)
1
10
0
0
0 .2
0 .4
0 .6
0 .8
s/D (%)
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 σ ′yy 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
61
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 σ v′0 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 ( σ v′ ).
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
62
Gibbens, 1994), mesmo se só estivessem disponíveis resultados de ensaios sísmicos
( Vs ) e de ensaios DMT.
1400
Overconsolidated aged sand
Estimated from Vs
0.333
EeqE/(q
.σ’v.p
)0.333
eq/(q
atm )a
cc σ' v p
1200
Normally consolidated aged sand
1000
Estimated from
pressuremeter
800
Estimated from
DMT
600
Estimated from
Baldi et al.
1989
400
200
0
0.0001
0.001
0.01
0.1
1
10
Movement/foundation width, s/B (%)
Movement/foundation width, s/D (%)
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, σ h′ 0 , 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).
63
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);
64
(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 dáse 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.
1400
3000
P1-T4 test
Numerical model
2500
Cavity pressure (kPa)
Cavity pressure (kPa)
1200
1000
800
600
400
2000
1500
1000
P2-T3 test
500
200
0
Numerical model
0
0
2
4
6
Cavity strain ε (%)
8
10
0
2
4
6
8
10
Cavity strain ε (%)
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 σ h (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.
65
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 )
φ ′(º )
ψ (º )
K0
G0 (MPa )
S1 – T1
S1 – T2
S1 – T3
S1 – T4
S1 – T5
S2 – T1
S2 – T2
S2 – T3
S2 – T4
S2 – T5
S2 – T6
10
10
0
50
50
1000
1000
1000
1000
1000
1000
39
39
32
43
43
45
45
45
45
45
45
5
10
0
15
10
15
15
15
15
15
15
0,57
0,74
0,60
0,73
0,70
0,80
1,40
1,20
1,10
1,30
1,33
95
112
108
132
206
270
268
474
426
346
691
Horizonte
W5
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
66
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:
εh =
′
1
(σ h′ − ν ⋅ σ u′ − ν ⋅ σ v′ ) = 0 ⇒ K 0 = σ h = ν
E
σ ′v 1 − ν
(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 σ h . 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
67
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, poderse-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.
68
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 DownHole (DH), ou cone sísmico (SCPT) e Cross-Hole (CH), é denotada pela seguinte
simbologia: Vshv (condição inversa). Um sistema especial de Cross-Hole, como o
ilustrado na Figura 51, pode gerar uma onda transmitida horizontalmente, com a
polarização horizontal ( Vshh ).
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:
n
n
Vsvh = C svh ⋅ F (e ) ⋅ σ v′ a ⋅ σ h′ b
Vshv = Cshv ⋅ F (e ) ⋅ σ h′ a ⋅ σ v′
nb
Vshh = C shh ⋅ F (e ) ⋅ σ h′ a ⋅ σ h′
nb
n
n
(28)
(29)
(30)
sendo Csvh e C shv 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); F (e ) é uma função do índice
de vazios e na e nb expoentes de tensão relacionados com as tensões principais
actuando na direcção de propagação e de polarização do movimento das partículas,
respectivamente ( na = nb , 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:
1
 V hh C hv  n
K 0 =  s hv ⋅ shh 
 Vs C s 
(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 nb e na
implicaria a avaliação simultânea de Vshh e Vshv (Sully e Campanella, 1995).
 Vs C 
 hv ⋅

V

C
 s

hh
hv
s
hh
s
1
na + nb
=
2 ⋅ K0
1 + K0
(32)
69
impondo um ensaio de Cross-Hole não convencional, para medir Vshh . 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 ( Cshh ≅ Cshv ), conduziria a um e
único valor único de F (e ) , resultando a expressão:
1
 V vh C hv  nb −na
K 0 =  shv ⋅ shh 
 Vs Cs 
(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 na e nb 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 Vshv e Vsvh 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:
n
n
Vsvh = Csvh + Csvh ⋅ F (e ) ⋅ σ v′ a ⋅ σ h′ b
(34)
em que C svh 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 Vshh e Vshv , 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”!...
70
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.
K 0 = C1 + C2 ⋅ K D + C3 ⋅
qc
σ v′
(35)
em que C1 = 0,376; C2 = 0,095; C3 = −0,00172 e qc é a resistência de ponta do CPT e
σ v′ a tensão efectiva vertical, que pode ser derivada dos próprios resultados do DMT.
Numa tentativa de verificar a relação qc / σ v′ ≅ 33 K D , 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:
 q 

C2 = 0,095 c  / K D  / 33
 σ v′ 

(36)
K0
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).
1.60
1.40
1.20
1.00
0.80
0.60
0.40
0.20
0.00
0.00
K0=0.376+0.0523*KD-0.0017 qc/σ'v
K0=0.376+0.095*KD-0.0017 qc/σ'v0
1.00
2.00
3.00
4.00
5.00
6.00
7.00
Depth (m)
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.
71
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).
Ko
0
0,5
E (M Pa)
1
0
20
φ’(degrees)
c (kPa)
40
0
20
40
60
0
20
40
0
1
2
Depth (m)
3
4
5
natural
m oisture
content
inundated
6
7
8
9
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 macroestrutura 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
72
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
Permeabilidade (m/s)
(Wi segunda ISRM, 1981)
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)
73
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:
V = v ⋅ d / cv
(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
74
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:
CP =
∆e
× 100
1 + e0
(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.
75
(a)
(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:
C press =
rf2 − ri 2
ri 2
−
ro2hum − ro2nat
ro2nat
(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 ro nat e ro hum 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.
76
800
3
Volume (cm )
600
400
Depth = 2 m
200
PMT - Natural W.C.
PMT - Wetting
0
0
500
0,75
1,00
1,50
2,00
2,60 – 2,90
1500
2000
2500
Pressure (kPa)
(a)
Profundidade
(m)
1000
C press
(%)
6,7
11,2
32,4
8,7
9,5
CP
(%)
4,8
5,2
6,2
3,3
1,5
Classificação da colapsibilidade de solo
(Jennings & Knight, 1995)
Moderadamente problemático
Problemático
Problemático
Moderadamente problemático
Moderadamente problemático
(b)
Figura 57 – (a) Ensaios pressiométricos num solo colapsível; (b) C press , C P ( p / σ hum = 200 kPa ) ,
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.
77
0
1
2
0
0
0
1
2
0
0
Damages
σvi = 200kPa 0,5
0,5
II
2
2
2,5
2,5
1
1,5
1,5
2
2,5
2
2,5
Classification:
Classificação:
Jennings ee Knight
Knight (1975)
(1975)
Jennings
SPT> 50
(a)
(a)
II
PRO BLEMAT IC
..
1,5
1
WIT HO UT PRO BLEM
........
1,5
PRO BLEMAT IC
..
1
MO DERATELY PRO BLEMAT..IC
1
3
0,5
I
WITH O U T PRO BLEMS
.
D epth (m)
I
MO DERATELY PRO BLEMAT IC
.
0,5
Pressuremeter
Collapse
(Kratz de Oliveira
et al. 1999)
SPT> 50
3
3
0
2
4
6
8
10
(b)
3
0
10
ε c (%)
20
30
40
Cpress (%)
Gama de Valores
Classificação proposta
Para Cpress(%) < 5 =>
Solo sem problemas
5 ≤ Cpress(%) ≤ 10 =>
Solo com alguns problemas
Para Cpress(%) > 10 => Solo problemático
(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).
78
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 pseudoelástica 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
79
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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