Solos Lodosos EXPO98

551

ATERROS SOBRE SOLOS LODOSOS. CARACTERIZAÇÃO GEOTÉCNICA. CASOPRÁTICO DA RETENÇÃO MARGINAL NA ZONA DA EXPO’URBE

LANDFILLS OVER SOFT SOILS. GEOTCHNICAL CHARACTERISATION. PRACTICALCASE OF THE ROCK FILL EMBANKMENT IN EXPO’URBE

Pinto, Sónia L. D. Engª Geóloga, TetraplanoMateus da Silva, J. M. Marcelino. Investigador Auxiliar, LNEC

RESUMO

A construção da retenção marginal na zona da EXPO’URBE constitui um exemplo prático da crescenteocupação de solos aluvionares com inerentes problemas de resistência e de deformabilidade. Apresenta-se a caracterização geotécnica da área de intervenção realizada a partir dos resultados dos ensaios in situe em laboratório, e comparam-se os resultados obtidos com os resultados da observação.

ABSTRACT

The rock fill embankment built in the area of the EXPO’URBE consist one example of the execution ofworks in zones characterised by muddy foundations of variable thickness constituting foundations soilswith stability and deformability problems. In this paper the geological and geotechnical characterisationof the intervention area is described starting from in situ and laboratory tests, and the obtained results arecompared with the instrumentation results.

1 - DESCRIÇÃO GERAL DA OBRA

Para regularização da Frente Tejo na zona da EXPO’URBE a norte da torre panorâmica foi construídauma retenção marginal, em enrocamento, numa extensão aproximada de 735 m. A obra de retenção visaa protecção da área do Parque contra inundações derivadas das marés, e impedir a acção erosiva dasondas geradas pelo vento.

O prisma de enrocamento que constitui a retenção marginal, com taludes com inclinação inicialmente de1V:1,5H e, reperfilamento final a 1V: 2,5H, possui o coroamento, com 6 m de largura, à cota 3,70,encontrando-se assente sobre as aluviões lodosas do rio Tejo. Para tal foi necessário proceder aotratamento das fundações aluvionares lodosas compressíveis e de fraca resistência recorrendo-se àexecução de colunas de brita e colocação de drenos verticais pré-fabricados.

2 - CARACTERIZAÇÃO GEOLÓGICA E GEOTÉCNICA DA ÁREA DE INTERVENÇÃO

2.1- Trabalhos de reconhecimento

A caracterização geológica e geotécnica da zona de intervenção foi realizada com base quer em antigoselementos de reconhecimento, na sua maior parte disponibilizados pelo actual Parque das Nações, querem trabalhos de prospecção realizados na área de intervenção da EXPO’98 e da nova travessia sobre orio Tejo, Ponte Vasco da Gama.

VII Congresso Nacional de Geotecnia

552

Os principais tipos de trabalhos de prospecção realizados consistiram em sondagens acompanhadas deensaios de penetração dinâmica (SPT) que permitiram precisar a localização do substrato resistente,ensaios de penetração estática com leitura das pressões intersticiais (CPTU), ensaios de corte rotativo eensaios com pressiómetro autoperfurador; que, em conjunto, permitiram caracterizar as formaçõescompressíveis e pouco resistentes.

2.2- Error! Bookmark not defined.Caracterização geotécnica da fundação

Do ponto de vista geológico, a zona de intervenção caracteriza-se fundamentalmente pela ocorrência detrês entidades distintas: o substrato miocénico e plio-plistocénico, subjacente a uma formação aluvionar,predominantemente lodosa, de espessura variável, parcialmente coberta por aterros heterogéneos. Nosparágrafos seguintes descreve-se com maior pormenor a formação aluvionar lodosa.

Figura 1– Isopacas da cobertura ao substrato miocénico

Os depósitos aluvionares sãoconstituídos predominantemente pormateriais lodosos. A geometria destecomplexo é caracterizada pelaexistência de um nível superiorcomposto por lodos, sob o qualocorre, de uma forma descontínua,uma alternância de materiais lodosose arenosos, cuja base é constituídapor um nível de cascalheira.

A espessura das aluviões aumenta de forma acentuada de sul para norte onde, junto ao antigo aterrosanitário de Beirolas, preenchem o vale fóssil do rio Trancão, atingindo os 60 m de espessura conformese pode verificar pela Figura 1.

O complexo lodoso superior é composto por argilas siltosas e silto-arenosas muito moles a moles, comelevado teor em matéria orgânica e abundantes fragmentos de conchas, de cor negra a cinzento escura. Ocomplexo inferior areno-lodoso, é essencialmente constituído por areias lodosas e silto-argilosas e areiascom seixos e cascalheira.

2.2.1- Ensaios de laboratório

Durante a realização dos trabalhos de reconhecimento colheram-se nos lodos amostras não remexidas,para realização de ensaios de laboratório: ensaios de identificação, de compressão uniaxial, compressãotriaxial e edométricos.

• Ensaios de identificação

Foram seleccionadas 31 amostras representativas dos lodos para realização dos ensaios de identificação:granulometrias e limites de consistência (wL e wP). Foram ainda realizados ensaios para determinação dadensidade das partículas sólidas, G, do peso volúmico aparente total, γt e peso volúmico aparente seco,γd, teor em água natural, w e teor em matéria orgânica, MO.

A partir dos resultados dos ensaios foi possível verificar que as formações aluvionares lodosas sãoconstituídas por solos predominantemente finos, plásticos, com uma percentagem média, em peso, dematerial passado no peneiro ASTM 200 superior a 90 %. Apresentam limites de liquidez, wL, e deplasticidade, wP, compreendidos entre 44 e 62 % e entre 23 e 33 %, respectivamente. O índice deplasticidade, IP, varia entre 17 e 31, mantendo-se o intervalo de variação constante em profundidade,conforme se pode observar na Figura 2.

Para o teor em matéria orgânica, obtiveram-se valores variando entre 0,6 e 3,8 %.

Geotecnia em Vias de Comunicação

553

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60

IP

pro

f (m

)

Figura 2 – Variação do IP em profundidade

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 1000

10

20

30

40

50

60

w (%)

IP

CL ou OL

CH ou O

H

CL-ML

MH ou OH

ML ou OL

L

Figura 3 – Carta de plasticidade

De acordo com a Classificação Unificada de Solos (Figura 3), os lodos da zona da retenção marginal sãopredominantemente solos finos argilo-siltosos de alta plasticidade CH e MH.

A Figura 4 traduz graficamente a variação do teor em água natural, w, e do limite de liquidez, wL, com aprofundidade. Verifica-se que o teor em água é sempre superior ao limite de liquidez, especialmenteentre os 5 e os 10 m, indiciando que as aluviões se encontram num estado líquido, e sugerindo umasituação de subconsolidação. No entanto, sendo os lodos que ocorrem a maiores profundidadesflandrianos (Holocénico), com idades de deposição entre 2,6 a 10 mil anos, não é verosímil que seencontrem subconsolidados. Além disso, a partir dos 5 m de profundidade ocorre uma diminuição nítidado teor em água, facto que parece traduzir um efeito de consolidação da camada por efeito do pesopróprio.

Sobre as amostras não remexidas realizaram-se ensaios paradeterminação do peso volúmico aparente total, γt e seco, γd,obtendo-se valores médios de 16 e 10 kN/m3 respectivamente,não se verificando variações significativas em profundidade.

• Caracterização mecânica

Para caracterização laboratorial das características mecânicas(resistência ao corte não drenada e de deformabilidade doslodos), realizaram-se sete ensaios de compressão uniaxial eseis ensaios de compressão triaxial, não consolidados nãodrenados, UU. No Quadro 1 apresenta-se um resumo dosresultados obtidos.

40 60 80 100

0

5

10

15

20

25

(%)

prof. (m)

W

WL

Figura 4 – Variação de w e de wL

Quadro 1 – Parâmetros de resistência ao corte e de deformabilidade em condições não drenadasSondagem Profundidade (m) Compressão uniaxial Compressão Triaxial UU

Eu (kPa) qu (kPa) cu (kPa) cu (kPa) φu (º)3,7 – 4,3 110 16 8 2 1

S8 13,5 – 14 -- -- -- 18 018,5 – 19,1 440 32 16 5 0

5 – 5,6 380 21 10,5 7,5 1S9 10,2 – 10,6 200 18 9 6 1

15,2 – 15,8 430 25 12,5 -- --3,4 – 4 340 20 10 -- --

S1219,5 – 20,1 1000 20 10 3 1


554

0

5

10

15

20

25

0 5 10 15 20 25 30

Cu (kPa)

pro

f. (

m)

UU Comp. Uni.

Figura 5 –Variação de cu em profundidade

Conforme se pode observar pela Figura 5, é difícilestabelecer uma correlação entre a resistência ao cortenão drenada e a profundidade a partir dos resultados dosensaios de compressão uniaxial e triaxial do tipo nãoconsolidado não drenado, embora no primeiro caso seconsiga detectar um ligeiro aumento de cu emprofundidade o que poderia constituir mais um indícioda consolidação dos lodos.

No capítulo seguinte estabelecer-se-á a correlação entrecu e a profundidade, com base nos valores determinadosatravés da realização de ensaios de corte rotativo in situ.Estes, apesar de sujeitos a correcções, não sãocondicionados pelos efeitos de amostragem e domanuseamento dos provetes, conduzindo em regra avalores mais realistas e com menor dispersão.

• Compressibilidade

Para avaliação das características de compressibilidade das aluviões lodosas foram realizados, sobreamostras não remexidas, ensaios de consolidação em edómetro clássico. Dada a dificuldade emdeterminar com algum rigor σ’ p nas curvas assumiu-se a formação aluvionar como normalmenteconsolidada, ou seja, com σ’ p = σ’ 0.

Dada a escassez dos resultados, compararam-se os valores obtidos com os de outros ensaios edométricosrealizados em campanhas de prospecção efectuadas nas últimas décadas, sobre os lodos do rio Tejo emáreas próximas e cuja observação do diagrama de sondagens e descrição litológica permitiramestabelecer uma correlação com a formação aluvionar existente na zona da retenção marginal. NoQuadro 2 apresenta-se um resumo dos resultados desses ensaios.

Quadro 2 – Ensaios edométricos realizados nos lodos do rio Tejo nas últimas décadas

ObraN. de

ensaiose0

--Cc--

0e1

Cc

+Cv

×10-8 m2/s

Regularização da marginal entre Beirolas e Sacavém (1964) 9 1,48 - 2,15 0,63-0,90 0,21 - 0,32 5,6 - 12Terminal Ferroviário de Sacavém (1973) 7 0,69 – 2,2 0,25-0,92 0,15 - 0,31 4,5 - 9,8

Var. à EN10. Nó da Portela – Est. Mercad. de Lisboa (1995) 5 1,2 - 1,76 0,41-0,75 0,19 - 0,29 1,9 - 8,9C. de tratamento de RSU de S. João da Talha (1996/97) 9 1,78 - 2,73 0,5 – 1,0 0,18 - 0,31 2,9 - 4,2

Retenção marginal (1996) 8 1,41 - 2,07 0,37-0,80 0,15 - 0,26 1,9 - 5

Nos diagramas dos ensaios edométricos constantes nos referidos relatórios de reconhecimento geológicoe geotécnico em que foi possível determinar σ’ p, verificou-se que à mesma profundidade, sobre asmesmas condições in situ, se obtinham situações diversas de subconsolidação a sobreconsolidação. Noentanto, salvo algumas excepções, a diferença de valores entre σ’ p e σ’ 0 não é significativa, reforçando ahipótese de se considerarem as formações aluvionares como normalmente consolidadas.

Da avaliação dos resultados das diversas campanhas de prospecção obtiveram-se os seguintes valoresmédios: e0 ≈ 1,5 Cc ≈ 0,5 a 0,7

0e1

Cc

+ ≈ 0,2 a 0,3

Cv ≈ 5×10-8 m2/s


555

2.2.2- Ensaios in situ

• Ensaios de corte rotativo

Na área da retenção marginal foram executados 55 ensaios de corte rotativo num total de nove furos,quatro em terra (S1, S4, S6 e V8) e cinco em plataforma no leito do rio Tejo (S2, S3, V1, V3 e V6).Segundo Bjerrum (1972) os resultados obtidos carecem de correcção em função do valor do índice deplasticidade. Assim, atendendo a que os valores de IP não apresentam variações significativas emprofundidade, considerou-se, para determinação do factor de correcção µ, um valor de IP constante eigual a 30, o que conduz a um factor de correcção, µ, igual a 0,9.

Na Figura 6 apresenta-se a variação em profundidade dos valores de resistência ao corte não drenada depico cu e residual cu res corrigidas. Verifica-se que a resistência ao corte não drenada cresce maisrapidamente abaixo dos 13 m, reflectindo provavelmente o facto das aluviões mais profundasapresentarem maior grau de consolidação.

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60

cu (kPa)

pro

f. (

m)

0

5

10

15

20

25

0 5 10 15 20 25 30

cu res. (kPa)

pro

f. (

m)

Figura 6 – Variação em profundidade decu e cu res (corte rotativo) corrigidos

É noção aceite que a resistência ao cortenão drenada cu é função da tensãoefectiva vertical σ’ v, conforme se podeconstatar pelas inúmeras correlaçõesexistentes entre cu e σ’ v (Skempton1948; Bjerrum 1972, 1973; Mesri 1975;Tavenas e Leroueil 1980; Wroth 1985;Jamiolkowski 1985; Koutsoftas e Ladd1985; Mineiro 1985).

Adiante realizar-se-á uma comparaçãoentre as diversas correlações propostas ea correlações obtidas a partir dos ensaiosrealizados in situ.

Na Figura 7 apresenta-se a variação de cu e cu res em função de σ’ v, sendo σ’ v = γsub × h e h aprofundidade. Para determinação de σ’ v admitiu-se o nível freático à superfície e um peso volúmicoaparente submerso γsub de 6 kN/m3.

cu = 0,249σ’v + 6

0

10

20

30

40

50

60

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130σ’v (kPa)

cu (

kPa)

cures = 0,046σ’v + 2,3

0

5

10

15

20

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90 100 110 120 130σ’v (kPa)

cure

s (k

Pa)

Figura 7 – Variação de cu e cu res em função de σ’ v

Obtém-se assim para a resistência ao corte não drenada de pico e residual as seguintes correlações, emfunção da tensão efectiva vertical: cu = 0,249 σ’ v + 6 (kPa) e cu res = 0,046 σ’ v + 2,3 (kPa)


556

A fragilidade SE, relação entre cu e cu res, indica aperda relativa de resistência de uma argila quandoremoldada. Segundo a classificação a fragilidade doslodos na zona da retenção marginal é baixa a média(Figura 8). Entre os 4 e 12 m de profundidadeocorrem valores de SE mais elevados, coincidindocom as profundidades às quais se prevêem assuperfícies de escorregamento mais críticas naverificação da estabilidade do conjunto aterrofundação. Ao ocorrerem escorregamentos passar-se-ia rapidamente da mobilização da resistência de picoà resistência residual, bastante mais reduzida,podendo ocorrer deslocamentos significativos.

0

5

10

15

20

25

0 5 10 15 20

Cu/Cu res

pro

f. (

m)

Figura 8 – Fragilidade dos lodos. Corte rotativo

• Ensaios de penetração estática com leitura da pressão intersticial (CPTU)

Foram realizados oito ensaios de penetração estática com leitura da pressão intersticial, três em terra ecinco em plataforma assente sobre os lodos do leito do rio atingindo profundidades compreendidas entre8,22 e os 24,36 m. Considerou-se que a distribuição da pressão intersticial inicial era hidrostática, com onível freático à cota 0 NGP. Os valores de resistência de ponta, atrito lateral e pressão intersticialapresentados foram corrigidos em função da geometria da ponteira.

0 1.000 2.000 3.000 4.000 5.000

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

q (kPa)

prof. (m)

τ0 10 20 30 40 50

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

f (kPa)

prof. (m)

τ

0 100 200 300 400 500

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

u (kPa)

prof. (m)

u0

u

τ

Figura 9 – Diagramas do ensaio CPTU3. Geotest 1996

A observação dos diagramasrepresentados na Figura 9 permiteverificar um aumento, praticamentelinear, da resistência de ponta emprofundidade e a existência de leitosarenosos intercalados, mais resisten-tes evidenciada pelo registo deresistências de ponta mais elevadas epela diminuição brusca da pressãointersticial. Os diagramas dos outrosensaios apresentavam andamentossemelhantes.

Em quatro dos locais em que foram realizados ensaios com piezocone foram efectuados ensaios de corterotativo, o que permitiu estabelecer correlações entre a resistência de ponta qτ e a resistência ao corte nãodrenada cu. Desta forma, foi possível estimar valores de cu para os locais onde só tinham sido realizadosensaios com piezocone, recorrendo-se à seguinte relação empírica:

kT

0v)CPTU( u N

qc

σ−= τ [1] com qτ - resistência de ponta, σvo - tensão vertical total NkT - factor de cone

Considerando os valores de resistência ao corte não drenada corrigidos, resultantes dos ensaios de corterotativo, obtém-se valores de NkT que variam entre 7,5 a 20. Para os ensaios que foram realizados emzonas em que existiam espessuras de aterro variáveis entre 2 e 5 m, encontrando-se os lodos maisconsolidados e consequentemente com maior resistência ao corte não drenada obtém-se um NkT = 15.Nas restantes zonas admitiu-se um valor de NkT constante e igual a 10.

Na Figura 10 e 11 apresenta-se a variação de cu(CPTU) em profundidade e em função de σ’ v

respectivamente tendo-se obtido a seguinte relação: cu (CPTU) = 0,184 σ’ v + 13,6 (kPa).

Com base nos valores de SE determinados nos ensaios de corte rotativo e em função de qτ e fτ,determinou-se a fragilidade das argilas SE (Figura 12) a partir do ensaio com o piezocone, com Rf a razãode atrito e Ns uma constante:


557

τ

τ=q

fR f [2]

(%)R

NS

f

sE = [3]

Verificou-se que o valor de Ns que melhor permitiu estabelecer uma correlação com os resultados dosensaios era igual a 5. Note-se que em solos brandos, durante a cravação da ponteira, é por vezes difícilregistar a resistência por atrito lateral, tendo-se obtido valores consecutivos de fs nulos. Nesta situaçãonão foi possível determinar SE.

Em termos de deformabilidade, foi possível estimar o módulo confinado, M, o coeficiente decompressibilidade volumétrico, mv e o módulo de deformabilidade não drenado, Eu. O módulo confinadoe o coeficiente de compressibilidade volumétrico foram determinados considerando a relação propostapor Kulhawy e Mayne (1990) - equação 4.

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40 50 60

cu (kP a )

prof

. (m

)

2 3 4 5 6 7 8

Figura 10 – Variação de cu (CPTU) emprofundidade

cu = 0,184σ’v + 13,60

10

20

30

40

50

60

0 20 40 60 80 100 120 140 160

σ’v (kPa)cu

(kP

a)

Figura 11 – Variação de cu (CPTU) em função de σ’ v

0

5

10

15

20

25

0 5 10 15 20 25 30

SE

pro

f. (

m)

Figura 12 – Fragilidade dos lodos. Ensaio CPTU

A comparação entre os valores de mv determinados a partir dos ensaios de consolidação edométricoscom os valores estimados a partir dos ensaios de CPTU, permitiu verificar que estes últimos eraminferiores, embora a diferença não fosse muito significativa - Figura 13.

( ) ( )0vv0v

v q25,8

1mq25,8M

m

1M

σ−=⇒σ−=∴=

ττ [4]

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

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

m (10 m /kN)

prof. (m)

-3 2v

0 2.000 4.000 6.000 8.000 10.000

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

M (kPa)

prof. (m)

Figura 13 – Variação do coef. de compressibilidadevolumétrica mv e do módulo confinado M

0 20.000 40.000 60.000 80.000

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

Eu (kPa)

prof. (m)

Figura 14 – Variação de Eu emprofundidade


558

O módulo de deformabilidade não drenado Eu foi determinado de acordo com a proposta de Duncan eBuchignani (1976) para a qual, admitindo os solos como normalmente consolidados e com IP de 30, seobtém uma relação do tipo Eu25/cu = 600 – Figura 14.

• Ensaios com o pressiómetro autoperfurador de Cambridge (SBPT)

Durante a campanha de prospecção para a nova ponte sobre o rio Tejo foram realizadas oito sondagens,onde se efectuaram ensaios com pressiómetro autoperfurador de Cambridge: duas na margem direita (6-MD e 8-MD), três no leito do rio (2-R, 5-R e 7-R) e três na margem esquerda (3-ME, 7-ME e 2-ME) demenor interesse para este trabalho.

Os resultados destes ensaios permitiram determinar a tensão horizontal in situ, σho, o módulo dedistorção de descarga e recarga, G, e a resistência ao corte dos lodos cu (SBPT) a várias profundidades. Aresistência ao corte não drenada é determinada ajustando uma recta ao gráfico que representa em escalasemi-logarítmica a variação da pressões totais aplicadas em função das deformações volumétricasrepresentadas em escala logarítmica, após um certo nível de tensões-deformações. Na Figura 15 e 16apresentam-se os valores de cu determinados durante a realização dos ensaios nos lodos e a sua variaçãoem função da profundidade e de σ’ v, respectivamente.

Para determinação do módulo de deformabilidade ESBPT (Figura 17) considerou-se a equação 5 paraníveis de deformação de ε = 2 % e ε = 6 ± 1 %. Sendo dΨ e dε a variação da pressão e da extensãoaplicada respectivamente e ν ο coeficiente de Poisson.

0

5

10

15

20

25

0 20 40 60 80

cu (kPa)

pro

f. (

m)

Figura 15 – Variação de cu (SBPT)

em profundidade

( )εΨν+=

d

d1ESBPT [5]

cu = 0,362σ’v + 120

10

20

30

40

50

60

70

80

0 20 40 60 80 100 120 140

σ’v (kPa)

c u (

kPa)

Figura 16 – Determinação de cu (SBPT) em função de σ’ v

0

5

10

15

20

25

0 10 20 30 40

E (MPa)

prof

. (m

)

e=2% e=6+1%

Figura 17 – Variação de ESBPT em profundidade

2.3- Resistência ao corte não drenada

O aumento de cu pode ser obtido a partir das relações existentes entre cu e σ’ v. No Quadro 3 apresenta-sea compilação de algumas das relações existentes entre cu/σ’ v tendo sido apresentadas nos capítulosanteriores as correlações estimadas a partir dos diversos tipos de ensaios realizados.


559

Quadro 3 – Compilação das correlações cu em função de σ’ v

Skempton (1957) IP0037,011,0’c vu +=σ 20 < IP < 300,184 σ’v < cu < 0,221 σ’v

Bjerrum (1972/1973)

0 20 40 60 80 1000

0,2

0,4

0,6

IP

cu

σp

20 < IP < 300,21 σ’v < cu < 0,25 σ’v

Mesri (1975) τmob = 0,22 σ’p

Tavenas et Leroueil (1980)Terzaghi et al. (1996)

cu = 0,22 σ’v

Mineiro (1985) ( )15’006,014,0’c TCvu −φ+=σ φ’TC = 20(1) ⇒ cu = 0,17σ’v

Wroth (1984, 1985) ( )

φ+φφ=στ

PS

PSPSNCvmax ’sen1

’sen-1’tg’ φ’PS = 9/8φ’TC = 22,5(2) ⇒ cu= 0,185σ’v

Wroth (1984, 1985) (3) ( ) )’sen1(’sen’ PSPSNCVVT φ−φ=στ φ’PS = 22,5 (2) ⇒ τVT = 0,233 σ’v

(1) φ’TC – ensaio de compressão triaxial do tipo CU. Em função dos valores obtidos para o Terminalferroviário de Sacavém (1975) e para a Expansão do aterro sanitário de Beirolas (1993, 1994) adoptou-se, um valor de φ’TC = 20º.(2) φ’PS – correspondente a um ensaio de corte sob estado de deformação plana.(3) expressão teórica proposta para os ensaios de corte rotativo in situ.

Na elaboração do projecto para determinação do aumento da resistência ao corte não drenada foi seguidaa metodologia proposta por Pilot et Moreau (1973), ou seja:∆cu = ∆σ’ v × tg φCU [6]Com base em alguns resultados de ensaios triaxiais consolidados não drenados foi considerado o valorφCU de 10º, ou seja: ∆cu = ∆σ’ v × tg 10 ⇒ ∆cu = 0,176 ∆σ’ v

Das expressões anteriormente propostas obtém-se uma variação de ∆cu/∆σ’ v entre 0,17 a 0,25. Dosresultados dos ensaios realizados in situ, não considerando a correlação obtida a partir do ensaio SBPT,pelo motivo de surgir muito superior às restantes e pelo facto de não ser conhecida com precisão alocalização da sua realização, obtém-se uma variação entre 0,184 a 0,249. Admitiu-se assim a relação∆cu = 0,176 ∆σ’ v.

3 - RESULTADOS DA OBSERVAÇÃO

Uma vez estabelecida a metodologia de construção dos aterros foi necessário instrumentar o local paragarantir que: os assentamentos da zona da retenção marginal e dos aterros adjacentes fossem compatíveiscom a modelação final prevista; na zona da retenção marginal não se verificassem roturas porescorregamento; e que o aumento da resistência ao corte não drenada in situ não fosse inferior à prevista.

Para tal foram colocadas 17 marcas superficiais, 5 placas de assentamento, 4 inclinómetros e foramrealizadas duas campanhas de ensaios de corte rotativo in situ que permitiram tirar como principaisconclusões que:−os assentamento observados eram da ordem de grandeza dos esperados (≈ 2 m);− foi possível ajustar as curvas de assentamento medidas, com as calculadas, obtendo-se parâmetros de

deformabilidade idênticos aos previstos - Figura 18;−a evolução dos assentamentos foi cinco vezes superior à inicialmente prevista;−nos ensaios de corte rotativo in situ, realizados para controlo do aumento da resistência ao corte não

drenada devida à consolidação forçada da fundação, obtiveram-se valores concordantes com osesperados, embora pontualmente se tivessem registado resistências ligeiramente inferiores às esperadasàquela data - Figura 19;

−a grandeza dos deslocamentos detectados nos inclinómetros era idêntica à estimada pelo método doselementos finitos (≈ 0,5 m) - Figura 20.


560

-1800

-1600

-1400

-1200

-1000

-800

-600

-400

-200

0

01

-07

-19

96

01-0

9-1

99

6

01-

11

-199

6

01

-01

-19

97

01

-03

-199

7

01

-05-

19

97

01-0

7-1

99

7

01

-09

-19

97

01

-11

-19

97

01-0

1-1

99

8

01-0

3-1

99

8

01-

05

-19

98

01-

07

-199

8

01

-09-

19

98

01-

11

-19

98

Datas

Ass

ent

am

ent

os

(mm

)

Observação

M odelo

Figura 18 - PA-I-1. Evolução dos assentamentos,1�,��GH��$JR��D��'H]��

0

5

10

15

20

25

-200 0 200 400 600

Deslocamento A+A- (mm)

Alt

ura

(m)

26-Set-96

28-Out-96

4-Dez-96

9-Jan-97

24-Fev-97

31-Mar-97

5-Mai-97

11-Jun-97

8-Set-97

7-Out-97

13-Out-97

28-Out-97

3-Nov-97

10-Nov-97

17-Nov-97

3-Dez-97

0

5

10

15

20

25

-300 -200 -100 0 100

Deslocamento B+B- (mm)

Alt

ura

(m)

Figura 20 – Inclinómetro IN-I-1

0 20 40 60 80

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

c (kPa)

profundidade (m)

Ago 96 Mar 97 cu0 cu1 cu2

u

Figura 19 – Aumento da resistência aocorte não drenada

4 - CONCLUSÃO

Os resultados da observação e o comportamento geral da obra vieram confirmar os pressupostosgeotécnicos assumidos em fase de projecto baseados nos resultados da prospecção efectuada, comexcepção do parâmetro Cv utilizado na estimativa da evolução dos assentamentos. Refira-se no entantoque basta existir uma fina camada de areia intercalada para influenciar o processo de consolidação eassentamento, um só nível arenoso existente no meio de uma camada argilosa pode reduzir o caminho dedrenagem para metade e consequentemente aumentar a velocidade de assentamento em quatro vezes. Naglobalidade pode concluir-se da boa representatividade dos ensaios in situ (ensaio de corte rotativo,ensaio pressiométrico e ensaio de penetração estática com leitura das pressões intersticiais) nacaracterização dos solos lodosos, e da possibilidade do estabelecimento de correlações entre si.

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

HIDROTÉCNICA PORTUGUESA (1975). Terminal Ferroviário de Sacavém - 1ª Fase. Lisboa.

HIDROTÉCNICA PORTUGUESA (1994). Regularização das frentes Tejo e Trancão da zona daEXPO’98. Estudos prévios. Lisboa.

LNEC (1974). Caracterização geotécnica de lodos (Sacavém). Proc.053/1/5140. LNEC, Lisboa.

LNEC (1992). Nova travessia sobre o rio Tejo em Lisboa. Ensaios com o pressiómetro autoperfurador.Relatório 214/92 – NP/NF. Proc.054/1/10134. Obra 053/53/518. LNEC, Lisboa.

Senneset, K.; Sandven, R., Janbu, N. (1989). Evaluation of soil parameters from piezocone tests.Seminário internacional de ensaios in situ. Comité técnico de pressiómetros e dilatómetros (TC-27) dasociedade internacional de mecânica dos solos e engenharia de fundações. LNEC, Lisboa.

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