ANÁLISE DA DEFORMABILIDADE DE UM SOLO TROPICAL DO … · expansão da Estrada de Ferro Carajás (EFC), estes novos critérios de seleção de um solo para uso como camada de sublastro

Dissertação de Mestrado

ANÁLISE DA DEFORMABILIDADE DE UM

SOLO TROPICAL DO OESTE DO MARANHÃO COMO MATERIAL DE SUBLASTRO NA

ESTRADA DE FERRO CARAJÁS

AUTOR: BRUNO GUIMARÃES DELGADO

ORIENTADOR: Prof. Dr. Antônio Carlos Rodrigues Guimarães (UFOP)

CO-ORIENTADORA: Profa. Dra. Laura Maria Goretti da

Motta (UFRJ)

MESTRADO PROFISSIONAL EM ENGENHARIA GEOTÉCNICA DA UFOP

OURO PRETO – JUNHO DE 2012

ii

iii

“Se consegui enxergar mais longe é porque fiquei em pé sobre os ombros de

gigantes.”

Isaac Newton (1642 – 1727).

“O solo é o mais antigo, mais usado, mais complexo, e mais desconhecido dos

materiais de construção.”

Prof. Wlastermiler de Senço.

iv

DEDICATÓRIA

Ao meu pai Ademar, meu avô Waldemar (in memorian) e às

mulheres da minha vida: minha mãe Sandra, minha esposa

Elisa, minhas irmãs Bianca e Tricia, minhas avós Carmem

(in memorian) e Risoleta, à minha querida Noemia. E em

especial para minha filha Beatriz, a luz da minha vida.

v

AGRADECIMENTOS

A Deus, pelo dom da vida e por ter dotado o homem com a capacidade de

discernimento e livre arbítrio. Que façamos bom uso destas dádivas.

Ao meu pai, Eng. Ademar Delgado, pelos ensinamentos e incentivos sempre

constantes, não me deixando acomodar, nem esmorecer jamais.

A minha mãe, Sandra Delgado, pelos valores transmitidos, que muito me

ajudaram a ser uma pessoa melhor e seguir o caminho do bem.

A minha esposa, Elisa Delgado, pela companheira maravilhosa que ela é. Por ter

me acompanhado todos esses anos e me apoiado em diversas realizações pessoais e

profissionais. Sem ela certamente eu não teria sido capaz de concluir esta importante

etapa.

A minha filha Beatriz Delgado. Ela é o meu tesouro mais precioso e tudo que eu

consegui realizar até aqui foi por ela e para ela.

As minhas irmãs, Bianca e Tricia Delgado, duas mulheres maravilhosas e muito

batalhadoras, que criam seus filhos dentro de conceitos e valores às vezes esquecidos

nos dias atuais, embora tão fundamentais para forjar o bom caráter humano.

Ao meu avô, Waldemar Delgado (in memorian), pela confiança sempre

depositada em mim e pela sabedoria empregada na consolidação da harmonia familiar.

As minhas avós Carmem Delgado (in memorian) e Risoleta Guimarães, pelos

exemplos de vida e pelos valores depositados na criação dos filhos e netos.

A minha querida Noemia, por ter dedicado tantos anos a nossa família, dando a

todos muito mais do que recebendo em troca.

Aos meus amigos da área de projetos ferroviários da Vale, pela troca de

experiências e interações sempre extremamente enriquecedoras: Renzo Albieri,

Frederico Leal, Anselmo Marinho, Lucas Caliari, Fabian Correa e Marcelo Novaes, e

aos consultores: Wellington Flores, José Carlos Antunes, Miguel Safe e Thales Costa

(in memorian) que contribuíram com experiências obtidas com o projeto original de

vi

implantação da Estrada de Ferro Carajás e com todo o seu “arcabouço” teórico e prático

acumulados em mais de 30 anos de atividade profissional.

Aos amigos do curso de mestrado na UFOP, pelo companheirismo e pelas

interações sempre gratificantes, destacando o apoio valioso de: João Franco, Aires

Brito, Michele Savian, Bruno César, Fabiano Figueiredo, Guilherme Cruz, Bartolomeo

Mitre e Fernando Zanette.

Aos professores do curso de mestrado da UFOP, por terem compartilhado

conosco conhecimentos neste período de convivência. Destacando as conversas de

corredor sempre intelectualmente estimulantes com os professores: Romero Gomes,

Gilberto Fernandes, Rodrigo Pelucci, Adilson Leite, Frederico Sobreira, André Assis,

Geraldo Marques, José Leomar, Flávio Padula, Antônio Marcon e Antônio Guimarães.

A Fabiana Von der Osten, mestranda do Instituto Militar de Engenharia, pelo

grande apoio durante a fase de desenvolvimento dos ensaios de laboratório conduzidos

na COPPE/UFRJ, e pela troca de ideias e conhecimentos em função das pesquisas em

comum.

A Mariluce Ubaldo e aos técnicos do Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ

que tanto ajudaram na realização dos ensaios. Sem o apoio deles não teria sido possível

a conclusão desta pesquisa. Um grande abraço aos amigos: Washington, Álvaro Dellê,

Beto, Luizão, Bororó e Edmilson do IME.

A professora Laura Motta, pelas suas orientações e conversas extremamente

valiosas, com ela aprendi na prática que a excelência não é um “ponto de chegada” mas

uma busca contínua. Sinto-me privilegiado por esse período de convivência pessoal e

profissional com ela.

E em especial ao professor Antônio Guimarães, pela dedicação com que tem

atuado na área de pavimentação. Sua orientação, amizade, paciência, envolvimento e

entusiasmo sempre constantes foram decisivos para o desenvolvimento das pesquisas

que culminaram neste trabalho.

Muito obrigado a todos!

Bruno Guimarães Delgado.

vii

RESUMO

O projeto da superestrutura de uma ferrovia, ou pavimento ferroviário, tem sido

feito, correntemente, a partir da seleção de materiais para camada de sublastro

escolhidos a partir de critérios de caracterização geotécnica tradicional: valores de

granulometria, plasticidade e CBR compõem as principais exigências. No entanto,

baseado nos conceitos da Mecânica dos Pavimentos, hoje se reconhece que existem

critérios mais adequados para nortear estas escolhas, a partir do entendimento do

pavimento como um sistema em camadas sujeito a cargas repetidas. Na presente

dissertação pretende-se discutir, a partir de um estudo de caso, aplicado a um trecho de

expansão da Estrada de Ferro Carajás (EFC), estes novos critérios de seleção de um solo

para uso como camada de sublastro. Foi selecionada uma jazida de solo fino da região

oeste do estado do Maranhão estudada com o objetivo de testar suas características sob

a ótica da deformabilidade, elástica e plástica. São apresentados resultados de

caracterização geotécnica, classificação MCT e avaliação do comportamento mecânico

do solo desta uma jazida considerada representativa dessa região de expansão da EFC.

Este solo é essencialmente argiloso, com elevado índice de plasticidade, e seria

descartado para o fim proposto considerando-se as normas convencionais de seleção de

sublastro, em geral importadas de países de clima temperado. No entanto, em função de

sua natureza de solo tropical, avaliou-se seu comportamento tensão-deformação,

determinado por ensaios triaxiais de cargas repetidas para a determinação do módulo de

resiliência e da deformação permanente, com variados estados de tensões, confinante e

desvio. Também foi testada a hipótese da ocorrência de shakedown (ou acomodamento

das deformações plásticas com o acúmulo de ciclos de carga), neste solo estudado, que

foi confirmada. Os resultados obtidos indicam elevados valores de módulo de

resiliência e baixos valores de deformação permanente total, considerando nos ensaios

cíclicos tensões compatíveis às esperadas no campo para a camada de sublastro do

pavimento ferroviário. Portanto, indica tratar-se de um material, que apesar de não

atender aos critérios tradicionais, apresenta características adequadas para utilização na

situação real de campo da Estrada de Ferro Carajás.

viii

ABSTRACT

The design of the superstructure of a railroad, or railroad pavement, has been

done, currently, from selection of materials for layer subballast chosen from traditional

geotechnical characterization criteria: values of particle size, plasticity and CBR

comprise the major requirements. However, based on the concepts of Mechanics

Pavement, is today recognized that there are most appropriate criteria to guide these

choices, based on the understanding of the pavement as a layered system subjected to

repeated loads. In this dissertation we intend to discuss, from a case study, applied to a

stretch of expansion of Carajás Railroad (EFC), these new selection criteria for use as a

soil layer subballast. Was selected a mine of fine soil in the western state of Maranhão

studied in order to test its characteristics from the viewpoint of deformation, elastic and

plastic. Are presented results of geotechnical characterization, MCT classification and

evaluation of mechanical behavior of a soil deposit considered representative this region

of expansion of EFC. This soil is mainly clay with high plasticity index, and would be

discarded to the end proposed considering the conventional selection rules for subballast

layer generally imported from temperate countries. However, due to its tropical nature

of the soil, we assessed their stress-strain behavior, determined by repeated load triaxial

tests to determine the resilient modulus and permanent deformation, with differents

stress states, confining and diversion. We also tested the hypothesis of the occurrence of

shakedown (or plastic deformation of complacency with the accumulation of charge

cycles), in this soil studied, which was confirmed. The results indicate high values of

resilient modulus and low values of total permanent deformation, whereas in the cyclic

tests compatible to the expected tensions in the field to the layer of subballast on

railroad pavement. Therefore, indicates that this is a material which, although not meet

the traditional criteria, has characteristics suitable for use in the real situation of field

Carajás Railroad.

ix

Lista de Figuras

Figura 2.1 – Esquema geral de sistemas em camadas para pavimentação (BROWN e

SELIG, 1991). ...............................................................................................................8

Figura 2.2 – Sistema estrutural do pavimento ferroviário (adaptado de SELIG e

WATERS, 1994). ..........................................................................................................9

Figura 2.3 – Modelo estrutural da via férrea como um sistema multicamadas (SELIG e

WATERS, 1994). ........................................................................................................ 16

Figura 2.4 – Perda de serventia de um pavimento ferroviário lastrado típico (SELIG e

WATERS, 1994). ........................................................................................................ 21

Figura 2.5 – Ensaios triaxiais cíclicos sobre uma mesma amostra do subleito submetida

a diferentes níveis de tensão desviadora (SELIG e WATERS, 1994). .......................... 23

Figura 2.6 – Ocorrências mundiais de solos lateríticos (BERNUCCI, 1995). ............... 28

Figura 2.7 – Exemplo de concreção laterítica pedregulhosa do oeste do Maranhão (foto

do autor). ..................................................................................................................... 29

Figura 2.8 – Exemplos de solos finos lateríticos do oeste do Maranhão moldados em

corpos de prova mini-MCV (foto do autor). ................................................................. 29

Figura 2.9 – Perfil geológico simplificado da formação laterítica imatura autóctone da

Amazônia (COSTA, 1991). ......................................................................................... 33

Figura 2.10 – Aspecto in-situ de um solo laterítico amazônico com algumas concreções

na região oeste do Maranhão (DER OSTEN et al., 2012). ........................................... 33

Figura 2.11 – Ábaco classificatório segundo metodologia MCT (NOGAMI E

VILLIBOR, 1995). ...................................................................................................... 36

Figura 2.12 – Ábaco classificatório da metodologia MCT-M, conforme modificação

proposta por Vertamatti (1988). ................................................................................... 38

x

Figura 2.13 – Padrão de trincamento de base rodoviária laterítica na Amazônia (estado

do Acre, 1998): (a) imediatamente após a compactação e (b) depois de 48 h já

imprimada com CM-30 (GUIMARÃES, 2009). .......................................................... 39

Figura 2.14 – Tensões aplicadas e deslocamentos no ensaio triaxial cíclico (BERNUCCI

et al., 2008). ................................................................................................................ 41

Figura 2.15 – Equipamento de compressão triaxial de carga repetida do Laboratório de

Geotecnia da COPPE/UFRJ e um exemplo de registro de deslocamentos durante o

ensaio (MOTTA e MEDINA, 2006). ........................................................................... 42

Figura 2.16 – Principais estruturas geotécnicas sujeitas a carregamentos cíclicos

(O´REILLY e BROWN, 1991). ................................................................................... 49

Figura 2.17 – Respostas-tipo de um solo submetido a carregamento cíclico

(GUIMARÃES, 2001). ................................................................................................ 52

Figura 2.19 – Domínios de deformação permanente vertical obtidos de ensaios triaxiais

dinâmicos em solo granular de Granodiorito, σ3=70kPa (WERKMEISTER et al., 2001).

.................................................................................................................................... 55

Figura 2.20 – Taxa de acréscimo da deformação permanente variando com o número de

ciclos de aplicação de carga para o nível B (WERKMEISTER et al., 2001). ................ 55

Figura 2.21 – Deformação resiliente variando com o número de ciclos de aplicação de

carga (WERKMEISTER et al., 2001). ......................................................................... 56

Figura 2.22 – Deformação resiliente variando com a razão de tensões σ1max/σc para um

solo granular de Granodiorito (WERKMEISTER et al., 2001)..................................... 57

Figura 2.23 – Limite de Shakedown para um solo granular de Granodiorito

(WERKMEISTER et al., 2001). .................................................................................. 58

Figura 3.1 – Imagem de satélite com a localização da EFC, destacando a região de

interesse (oeste do Maranhão). .................................................................................... 62

Figura 3.2 – Pátio-tipo de cruzamento na EFC (DELGADO et al., 2009). ................... 67

Figura 3.3 – Composição de dois vagões GDT (SOUTO, 2010). ................................. 70

xi

Figura 3.4 – Esquema em planta do carregamento aplicado nas simulações numéricas

para as configurações com 80 tf/eixo (SOUTO, 2010). ................................................ 71

Figura 3.5 – Imagem de satélite do segmento 30-31 do projeto de duplicação da atual

linha singela da EFC (SOUTO, 2010). ......................................................................... 74

Figura 3.6 – Vista a partir do final do pátio 30 e início da duplicação no segmento 30-31

(SOUTO, 2010). .......................................................................................................... 74

Figura 3.7 – Diagrama unifilar do projeto de expansão da EFC, evidenciando dados da

jazida AES-06 a ser utilizada para construção do sublastro no trecho de duplicação do

segmento 30-31 (PRODEC, 2008). .............................................................................. 75

Figura 3.8 – Croqui de localização da jazida AES-06 em relação a quilometragem da

EFC (PRODEC, 2008). ............................................................................................... 76

Figura 3.9 – Cadastro topográfico da jazida AES-06 com as marcações dos furos de

sondagem executados por ocasião do projeto básico para definir o volume útil

(PRODEC, 2008). ....................................................................................................... 76

Figura 4.1 – Coleta de solos da jazida AES-06 para estudos de deformabilidade em

laboratório (fotos do autor). ......................................................................................... 80

Figura 4.2 – (a) Padrão de etiquetagem das amostras coletadas em campo e (b) chegada

e separação do material no Laboratório de Geotecnia (Setor de Pavimentos) da

COPPE/UFRJ. ............................................................................................................. 81

Figura 4.3 – Aspecto do material a ser analisado: (a) estado úmido-saturado e (b) após

secagem em estufa e destorroamento dos grãos............................................................ 81

Figura 4.4 – (a) Material sendo seco em estufa e (b) homogeneização com adição de

água. ........................................................................................................................... 82

Figura 4.5 – Curva de distribuição granulométrica para solo da jazida AES-06. ........... 84

Figura 4.6 – Determinação do Limite de Liquidez e Índice de Plasticidade para solo da

jazida AES-06. ............................................................................................................ 86

Figura 4.7 – (a) Ensaio de compactação e (b) arrasamento da camada final do corpo de

prova após compactação. ............................................................................................. 87

xii

Figura 4.8 – Curva de compactação do solo da jazida AES-06. .................................... 88

Figura 4.9 – Aspecto do corpo de prova compactado no ponto próximo ao de umidade

ótima com a energia equivalente a do ensaio Proctor Intermediário (foto do autor). ..... 89

Figura 4.10 – (a) Porções de solo para ensaio mini-MCV e (b) parte do solo já

homogeneizado, separado para confirmação do teor de umidade, para solo da jazida

AES-06. ...................................................................................................................... 90

Figura 4.11 – (a) Execução do ensaio mini-MCV e (b) coleta dos dados do referido

ensaio mostrando em primeiro plano os moldes utilizados para compactação dos corpos

de prova. ..................................................................................................................... 91

Figura 4.12 – Curvas de deformabilidade obtidas no ensaio mini-MCV para solo da

jazida AES-06 e a consequente obtenção do parâmetro c’. ........................................... 91

Figura 4.13 – Curvas de compactação obtidas no ensaio mini-MCV para solo da jazida

AES-06 e a consequente obtenção do parâmetro intermediário d’. ............................... 92

Figura 4.14 – (a) Extração do corpo de prova e (b) início do ensaio de perda de massa

por imersão. ................................................................................................................ 93

Figura 4.15 – (a) Corpos de prova submetidos à imersão após 15 minutos e (b) após as

24h preconizadas para finalização do ensaio. ............................................................... 93

Figura 4.17 – Resultado da classificação do solo da jazida AES-06, no ábaco

classificatório segundo a metodologia MCT. ............................................................... 96

Figura 4.18 – Ensaio de MR em curso para solo da jazida AES-06. ............................. 97

Figura 4.19 – Tela do condicionamento do corpo de prova para posterior realização do

ensaio de MR. ............................................................................................................. 98

Figura 4.20 – Tela do ensaio de deformação permanente do equipamento de cargas

repetidas da COPPE/UFRJ. ....................................................................................... 100

Figura 4.21 – Ensaio de deformação permanente em curso para solo da jazida AES-06

no Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ. ......................................................... 102

Figura 5.1 – Resultados de ensaio de MR em função da tensão desvio (σd) para solo da

jazida AES-06. .......................................................................................................... 105

xiii

Figura 5.2 – Resultados de ensaio de MR em função da tensão confinante (σ3) para solo

da jazida AES-06. ...................................................................................................... 105

Figura 5.3 – Variação da deformação permanente total para solo da jazida AES-06. .. 110

Figura 5.4 – Corpo de prova rompido após repetição do ensaio 7. .............................. 112

Figura 5.5 – Tela do sistema de aquisição de dados durante a repetição do ensaio 7 de

deformação permanente. ............................................................................................ 112

Figura 5.6 – Pesquisa da ocorrência do shakedown empregando o modelo de Dawson e

Wellner para o solo da jazida AES-06. ...................................................................... 114

Figura 5.7 – Pesquisa do limite de shakedown para o solo da jazida AES-06. ............ 116

Figura 5.8 – MR do material da jazida AES-06 após realização do ensaio 1 de












xiv

Lista de Tabelas

Tabela 2.1 – Características geotécnicas de um solo laterítico comparadas a um solo

saprolítico (NOGAMI E VILLIBOR, 1980). ............................................................... 35

Tabela 2.2 – Módulos de Resiliência de alguns solos com valores para os parâmetros

dos modelos σd, σ3, e composto, com respectivos valores de R2 – tensões e MR

expressos em MPa (MOTTA e MEDINA, 2006). ........................................................ 44

Tabela 2.3 – Caracterização geotécnica convencional para os solos da tabela 2.2

(MOTTA e MEDINA, 2006). ...................................................................................... 44

Tabela 2.4 – Valores típicos dos parâmetros A e B - modelo εp = ANB (SVENSON, 1980).

.................................................................................................................................... 46

Tabela 2.5 – Valores de μ e α obtidos em diversas referências (adaptado de

GUIMARÃES, 2001). ................................................................................................. 46

Tabela 2.6 – Resultados de ensaios de deformação permanente de algumas lateritas

pedregulhosas pelos modelos de Monismith e de Uzan (MOTTA e MEDINA, 2006). . 47

Tabela 3.1 – Trechos de linha a serem duplicados na fase 1 de duplicação da EFC (fonte

do autor). ..................................................................................................................... 68

Tabela 3.2 – Caracterização geotécnica preliminar para solos da jazida AES-06

(PRODEC, 2008). ....................................................................................................... 77

Tabela 4.1 – Composição granulométrica do solo da jazida AES-06. Escala ABNT..... 83

Tabela 4.2 – Resultado do ensaio para obtenção da densidade real dos grãos para solo

da jazida AES-06. ........................................................................................................ 85

Tabela 4.3 – Resultado do ensaio de Limite de Plasticidade para solo da jazida AES-06.

.................................................................................................................................... 85

Tabela 4.4 – Resultado do ensaio de Limite de Liquidez para solo da jazida AES-06. .. 85

Tabela 4.5 – Resultados do ensaio de compactação para solo da jazida AES-06........... 88

xv

Tabela 4.6 – Pares de tensões usados no ensaio de MR para solo da jazida AES-06. .... 97

Tabela 4.7 – Pares de tensões usados para condicionamento do corpo de prova no ensaio

triaxial de cargas repetidas. .......................................................................................... 98

Tabela 4.8 – Pares de tensões utilizados nos ensaios triaxiais cíclicos para avaliação da

deformação permanente para solo da jazida AES-06. ................................................... 99

Tabela 5.1 – Resultados de MR para solo da jazida AES-06 em corpo de prova recém

compactado, e imediatamente após a realização dos ensaios de deformação permanente.

.................................................................................................................................. 118

xvi

Lista de Símbolos, Nomenclatura e Abreviações

ABMS: Associação Brasileira de Mecânica dos Solos e Engenharia Geotécnica.

ABNT: Associação Brasileira de Normas Técnicas.

ABPv: Associação Brasileira de Pavimentação.

AES: Área de Empréstimo para Sublastro.

AMV: Aparelho de Mudança de Via.

AMZA: Amazônia Mineração.

AREA: American Railway Engineering Association.

AREMA: American Railway Engineering and Maintenance-of-way Association.

CBR: Califórina Bearing Ratio.

COPPE: Coordenação dos Programas de Pós-graduação em Engenharia.

CVRD: Companhia Vale do Rio Doce.

DNER: Departamento Nacional de Estradas de Rodagem.

DNIT: Departamento Nacional de Infraestrutura de Transportes.

EFB: Estrada de Ferro de Bragança.

EFC: Estrada de Ferro Carajás.

EFMM: Estrada de Ferro Madeira-Mamoré.

EFT: Estrada de Ferro do Tocantins.

ES: Especificação de Serviço.

FLAPS: Finite Layer of Pavement Structures.

HRB: Highway Research Board.

IME: Instituto Militar de Engenharia.

xvii

ISSMFE: International Society of Soil Mechanics and Geotechnical Engineering.

LVDTs: Linear Variable Differential Transducers.

MCT: Miniatura-Compactado-Tropical.

MCT-M: Miniatura-Compactado-Tropical-Modificado.

MCV: Moisture Condition Value.

ME: Método de Ensaio.

NUGEO: Núcleo de Geotecnia.

SAFL: Solo Arenoso Fino Laterítico.

TFCJ: Terminal Ferroviário de Carajás.

TFPM: Terminal Ferroviário de Ponta da Madeira.

TLS: Trilho Longo Soldado.

UFJF: Universidade Federal de Juiz de Fora.

UFOP: Universidade Federal de Ouro Preto.

UFRJ: Universidade Federal do Rio de Janeiro.

USCS: Unified System Classification Soil.

Al: Alumínio.

Al2O3: Óxido de Alumínio.

C: Coeficiente de Winkler ou Coeficiente de Lastro.

c´: Inclinação do Segmento Retilíneo das Curvas de Compactação Mini-MCV.

CaO: Óxido de Cálcio.

CH: Argila de Alta Compressibilidade.

CL: Argila de Baixa Compressibilidade.

d´: Inclinação (x1.000) do Ramo Seco da Curva de Compactação de 12 Golpes.

θ: Soma das Tensões Principais.

E: Módulo de Elasticidade.

xviii

e´: Parâmetro dado por Expressão Matemática, em Função da Perda de Massa por

Imersão do Solo.

εr: Deformação Específica Axial Resiliente.

εp, DF: Deformação Permanente.

Fe: Ferro.

Fe2O3: Óxido de Ferro.

Gs: Densidade Real do Grãos.

γ: Peso Específico do Solo.

I: Momento de Inércia.

IP: Índice de Plasticidade.

K: Potássio.

K1, K2, K3: Parâmetros Experimentais de Deformabilidade de Solos.

K2O: Óxido de Potássio.

LA: Areias com pouca Argila Laterítica.

LA’: Areias Argilosas Lateríticas.

LG’: Argilas Lateríticas e Argilas Lateríticas Arenosas.

LL: Limite de Liquidez.

LP: Limite de Plasticidade.

MH: Silte de Alta Compressibilidade.

MR, MR: Módulo de Resiliência, Módulo Resiliente.

Mg: Magnésio.

MgO: Óxido de Magnésio.

N: Número de Repetições de Aplicação de Carga do Eixo-padrão.

NA: Areias Siltosas com Siltes Quartzosos e Siltes Argilosos não Lateríticos.

NA’: Areias Siltosas e Areias Argilosas não Lateríticas.

xix

Na2O: Óxido de Sódio.

NG’: Argilas, Argilas Siltosas e Argilas Arenosas não Lateríticas.

NS’: Siltes Cauliníticos e Micáceos, Siltes Arenosos e Siltes Argilosos não Lateríticos.

PI: Proctor Intermediário.

Pi: Perda de Massa por Imersão.

PM: Proctor Modificado.

PN: Proctor Normal.

Si: Silício.

SiO2: Dióxido de Silício.

SP: Sondagem a Percusão.

ST: Sondagem a Trado.

σ1: Tensão Principal Maior.

σc, σ3: Tensão Confinante.

σd: Tensão Desvio ou Desviadora.

TiO2: Dióxido de Titânio.

u: Módulo de Via.

xx

ÍNDICE

CAPÍTULO 1 – INTRODUÇÃO ................................................................................1

1.1. Considerações Iniciais ............................................................................................1

1.2. Contextualização Geral ...........................................................................................2

1.3. Justificativa da Dissertação .....................................................................................3

1.4. Objetivos da Dissertação.........................................................................................4

1.5. Estrutura da Dissertação .........................................................................................5

CAPÍTULO 2 – REVISÃO BIBLIOGRÁFICA.........................................................7

2.1. O Conceito de Pavimento Ferroviário .....................................................................7

2.2. A Mecânica dos Pavimentos Ferroviários ...............................................................9

2.2.1. Via Férrea como Vigas Contínuas sobre Apoios Elásticos .............................. 11

2.2.2. Via Férrea como um Sistema Multicamadas ................................................... 15

2.3. A Camada de Sublastro no Sistema Estrutural da Via Férrea ................................. 19

2.4. Conceituação, Formação e Ocorrência dos Solos Tropicais ................................... 24

2.5. Caracterização Genética dos Solos Tropicais Amazônicos .................................... 29

2.6. Aplicação de Solos Tropicais em Camadas de Pavimentos .................................... 34

2.7. Ensaios Triaxiais de Cargas Repetidas .................................................................. 39

2.7.1. Modelos de Deformabilidade em Solos .......................................................... 42

2.7.2. Princípios da Teoria do Shakedown em Solos para Pavimentação ................... 48

CAPÍTULO 3 – O PROJETO ESTUDADO ............................................................ 59

3.1. Introdução ............................................................................................................ 59

xxi

3.2. Localização da EFC .............................................................................................. 60

3.3. Caracterização da Região do Projeto ..................................................................... 62

3.3.1. Clima ............................................................................................................. 63

3.3.2. Solos .............................................................................................................. 63

3.3.3. Hidrografia ..................................................................................................... 65

3.3.4. Vegetação ...................................................................................................... 65

3.4. Operação e Expansão da Estrada de Ferro Carajás ................................................ 66

3.5. Localização, Materiais e Caracterização Preliminar .............................................. 72

CAPÍTULO 4 – MATERIAIS E MÉTODOS .......................................................... 79

4.1. Introdução ............................................................................................................ 79

4.2. Secagem, Destorroamento, Homogeneização e Identificação do Solo ................... 81

4.3. Caracterização Geotécnica Convencional.............................................................. 83

4.4. Ensaio de Compactação ........................................................................................ 86

4.5. Classificação MCT ............................................................................................... 89

4.6. Ensaio de Módulo de Resiliência .......................................................................... 96

4.7. Ensaios de Deformação Permanente ..................................................................... 99

CAPÍTULO 5 – ANÁLISE DOS RESULTADOS DE DEFORMABILIDADE ... 103

5.1. Introdução .......................................................................................................... 103

5.2. Análise do Módulo de Resiliência ....................................................................... 104

5.3. Análise quanto à Deformação Permanente .......................................................... 109

5.3.1. Avaliação da Deformação Permanente Total ................................................ 109

5.3.2. Pesquisa da Ocorrência do Shakedown ......................................................... 113

5.3.3. Análise do Limite de Shakedown do Material ............................................... 115

xxii

5.3.4. Análise da Variação do Módulo de Resiliência ............................................. 117

CAPÍTULO 6 – CONSIDERAÇÕES FINAIS ....................................................... 121

6.1. Conclusões da Pesquisa ...................................................................................... 121

6.2. Sugestões para Pesquisas Futuras ........................................................................ 123

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ................................................................... 124

1

CAPÍTULO 1 – INTRODUÇÃO

1.1. Considerações Iniciais

A história desta pesquisa está intimamente ligada ao trabalho desenvolvido

pelo autor ao longo de cinco anos, na área de projetos ferroviários da mineradora Vale,

como integrante da equipe responsável pelo desenvolvimento dos projetos de

engenharia para expansão da Estrada de Ferro Carajás, nos estados do Pará e Maranhão.

Tal projeto representa um marco na engenharia ferroviária nacional, face à

suas peculiaridades no que tange a carga por eixo de projeto de 40 toneladas e aos

aspectos que nortearam os estudos para o dimensionamento do pavimento ferroviário.

O dimensionamento dessa via férrea para expansão desse importante corredor

de exportação para a produção nacional foi desenvolvido em 2010 a partir de conceitos

mecanicistas em substituição aos métodos puramente empíricos baseados em práticas

pouco adaptadas à gênese dos solos brasileiros. Tal esforço implicou numa ruptura de

paradigmas e no processo de formação da mão de obra técnica envolvida neste projeto,

tanto da Vale como de empresas projetistas e consultorias.

Neste processo, o autor foi, na condição de engenheiro responsável por alguns

trechos do projeto, impelido a buscar aperfeiçoamento na área de Geotecnia e de

Pavimentação, o que o conduziu ao mestrado em Geotecnia da tradicional Escola de

Minas da Universidade Federal de Ouro Preto. Esta oportunidade culminou com a

pesquisa que originou esta dissertação.

Desta forma o aprendizado obtido e os resultados das pesquisas empreendidas

foram muito úteis para o projeto de expansão da ferrovia, e para pesquisas relacionadas

a solos tropicais como camada de pavimentos ferroviários na região de interesse. Uma

parte importante é apresentada nesta dissertação.

2

1.2. Contextualização Geral

O Brasil é um país com ampla ocorrência de solos tropicais, cujas

peculiaridades de comportamento geotécnico têm determinado o desenvolvimento de

metodologias e procedimentos distintos daqueles usualmente empregados pela

Mecânica dos Solos tradicional, que foi desenvolvida a partir de solos de países de

clima temperado. Destacam-se neste contexto a classificação MCT (Miniatura –

Compactado – Tropical) desenvolvida para solos finos tropicais, assim como os estudos

de módulo de resiliência e deformação permanente tanto para solos finos quanto para

solos lateríticos pedregulhosos (SILVA, 2003).

Do ponto de vista estrutural são dois os defeitos fundamentais a serem

combatidos em um pavimento rodoviário: a fadiga do revestimento asfáltico, gerada

pela repetição da ação das cargas do tráfego, e o afundamento de trilha de roda, que

corresponde ao acúmulo de deformações permanentes também pela ação do tráfego,

sendo que cada camada do pavimento gera certa contribuição.

A maioria dos fundamentos conceituais da Mecânica dos Pavimentos, assim

como ensaios de laboratório e métodos numéricos foram desenvolvidos para pavimento

rodoviário, mas podem ser incorporados também em caso de pavimento ferroviário.

Neste caso, a fadiga do revestimento asfáltico pode ser associada ao que ocorre nos

trilhos ou nos dormentes conforme mostrado por Spada (2003), bem como contribuir

para a ocorrência de fragmentação do material do lastro, com conseqüente produção de

finos e enrijecimento da camada. Ambos processos são gerados por repetição de cargas,

e assim, os ensaios de caracterização dos materiais do lastro, do sublastro e do subleito

devem reproduzir esta condição. Assim, o conceito de módulo de resiliência é

igualmente importante na ferrovia e na rodovia e, no caso de deformação permanente a

analogia é direta, porque o sucessivo acúmulo de deformações permanentes pelas

camadas do pavimento ferroviário pode gerar deformação permanente total da estrutura,

prejudicando o nivelamento dos trilhos.

Dessa forma, uma abordagem moderna e eficaz do comportamento estrutural

de um pavimento ferroviário deve incluir a realização de ensaios de módulo de

3

resiliência e de deformação permanente dos materiais. Estes têm sido realizados por

ensaios triaxiais de cargas repetidas.

1.3. Justificativa da Dissertação

O procedimento usualmente empregado para seleção de material de sublastro

ao longo da Estrada de Ferro Carajás (EFC) é fundamentado no ensaio de CBR

(abreviação em inglês para ISC - índice de suporte california) e em sistemas de

classificação convencionais de solos oriundos dos países de clima temperado, como os

sistemas de classificação USCS (abreviação em inglês para Sistema de Classificação

Unificada de Solos) e HRB (sistema de classificação da Highway Research Board para

fins rodoviários). Ou seja, se um determinado material de jazida não atende a um valor

mínimo de CBR e não se enquadra em um determinado índice de classificação dos

critérios convencionais, então o material é descartado para fins de pavimentação. Como

consequência, as jazidas consideradas adequadas por estes procedimentos estão cada

vez mais distantes dos locais de aplicação (obras de expansão da ferrovia).

Por outro lado são cada vez mais freqüentes as publicações técnicas a respeito

do uso de solos finos lateríticos como camada de pavimentos, independente de valor de

CBR e de sua classificação (principalmente quanto à restrição relativa ao teor de finos),

fundamentadas nas metodologias MCT e resiliente. Assim, no presente trabalho é

proposto um estudo sobre o comportamento mecânico de um solo que ocorre em um

trecho de expansão em uma região de abrangência da EFC no oeste do estado do

Maranhão, utilizando-se metodologias modernas, eficazes e adaptadas ao ambiente

climático brasileiro, em especial aos da região de interesse. Assim, é possível avaliar

materiais regionais que seriam descartados com base em critérios pouco adaptados à

realidade tropical, buscando-se obter com isso projetos ferroviários menos onerosos;

justificado pela necessidade de expansão da infraestrutura de transportes nacional.

4

1.4. Objetivos da Dissertação

Esta pesquisa objetiva de forma geral avaliar a aplicabilidade de uma jazida de

solo fino tropical do oeste do Maranhão como material de sublastro na Estrada de Ferro

Carajás, visando expansão desta ferrovia.

De forma específica, tal estudo objetiva:

Avaliar a aplicabilidade de solos finos lateríticos como camada de

sublastro em pavimento ferroviário;

Pesquisar a ocorrência do fenômeno shakedown, ou

acomodamento das deformações permanentes em solos da região oeste do

estado do Maranhão;

Investigar os níveis de tensão limites para aplicação do solo

estudado como camada de sublastro no pavimento ferroviário da EFC;

Analisar a variação do módulo de resiliência do solo após o

incremento de deformação permanente; e com isto

Contribuir para no futuro se propor à Vale um novo critério para

seleção de jazidas de sublastro baseada na classificação MCT e em ensaios

dinâmicos.

Ao longo da pesquisa realizada, foram coletados solos oriundos de 04 jazidas

para material de sublastro de pavimento ferroviário, localizadas ao longo da EFC, na

região oeste do estado do Maranhão, com vistas à primeira fase do projeto de expansão

da referida ferrovia. Destas foi selecionado o solo de uma jazida considerada crítica por

ser este solo, a princípio, descartado para tal finalidade. Este solo foi selecionado

também por ser representativo do comportamento de solos dessa natureza na região

oeste do estado do Maranhão.

O solo proveniente da jazida selecionada foi caracterizado utilizando-se a

metodologia MCT para classificação de solos finos tropicais, além da caracterização

geotécnica convencional. Foram executados ensaios triaxiais de cargas repetidas para a

obtenção do módulo de resiliência e avaliação da deformação permanente total,

incluindo a pesquisa de ocorrência do shakedown, possibilitando as análises propostas.

5

Os ensaios foram realizados no Setor de Pavimentos do Laboratório de

Geotecnia da Coordenação dos Programas de Pós-graduação em Engenharia da

Universidade Federal do Rio de Janeiro (COPPE/UFRJ), e consistiram de:

Ensaios de caracterização geotécnica convencionais

(granulometria por peneiramento e sedimentação, densidade real dos grãos,

limites de Atterberg e compactação na energia equivalente a do ensaio Proctor

Intermediário);

Ensaios para classificação MCT (mini-MCV e perda de massa por

imersão);

Ensaio de módulo de resiliência; e

Ensaios de deformação permanente.

A partir dos resultados obtidos, será possível contribuir para no futuro se

propor à Vale um novo critério para seleção de solos em jazidas para material de

sublastro, mais adequado tanto às condições de trabalho do material como camada de

pavimento (análise mecanística) quanto ao ambiente tropical (metodologia MCT).

1.5. Estrutura da Dissertação

Esta dissertação está estruturada em 6 capítulos, partindo-se deste capítulo 1

de introdução e desenvolvendo-se em seguida da seguinte forma:

No capítulo 2 é feita uma revisão da bibliografia que suporta os conhecimentos

que foram necessários para o desenvolvimento da pesquisa que deu origem a esta

dissertação. Teve que: a conceituação de pavimento ferroviário e uma breve descrição

de sua mecânica no contexto histórico dos modelos matemáticos que descrevem o

comportamento da via férrea. Enfoca-se em seguida a importância do sublastro no

contexto do pavimento ferroviário e abordam-se os estudos acerca dos solos tropicais,

como material possível de ser empregado na construção desta camada de pavimento.

Para isto se apresentam a classificação MCT e o ensaio triaxial cíclico, que objetivam

prever com mais acurácia a empregabilidade destes tipos de solo para tal finalidade.

Descrevem-se os modelos matemáticos de previsão da deformabilidade em solos,

6

enfocando a deformação permanente e os conceitos da teoria do shakedown e dos

mecanismos de pesquisa da ocorrência de tal fenômeno.

No capítulo 3 é caracterizado o projeto ferroviário que deu origem ao estudo

de caso em questão, sendo abordados os seguintes aspectos: entendimento geral do

projeto, as características regionais (clima, solos, hidrografia e vegetação), o arranjo

operacional da EFC e seu plano expansionista, destacando os critérios de projeto do

pavimento ferroviário da EFC, inclusive as condições que nortearam a elaboração dos

projetos básico e executivo do trecho em questão. É apresentado o material que foi

estudado nesta dissertação e os fatores condicionantes da sua escolha.

No capítulo 4, apresentam-se os detalhes do material, através de estudos

desenvolvidos já por ocasião desta pesquisa, desde a coleta do material no campo, nova

caracterização geotécnica convencional e a classificação MCT do solo constituinte.

Ainda neste capítulo são descritos os procedimentos que foram utilizados para aplicação

dos ensaios laboratoriais de módulo de resiliência e de deformação permanente sobre

este material, visando analisar a deformabilidade elástica e plástica do solo estudado.

No capítulo 5 são apresentados e analisados os resultados dos ensaios

dinâmicos realizados no Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ, analisando os

aspectos de deformabilidade do solo em questão quanto à deformação resiliente e

quanto à deformação permanente.

E finalmente no Capítulo 6, são feitas as conclusões obtidas nessa pesquisa e

ressaltada a importância de novo paradigma para seleção de materiais para sublastro em

pavimentos ferroviários. São sugeridas pesquisas futuras em continuidade ao presente

trabalho.

7

CAPÍTULO 2 – REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

2.1. O Conceito de Pavimento Ferroviário

Segundo Brown e Selig (1991), o dimensionamento de pavimentos foi tratado

de forma empírica e como uma área secundária da Mecânica dos Solos, desde as

primeiras décadas do século XX. Porém com o crescimento econômico das nações, e a

necessidade crescente por transportes, buscou-se um melhor entendimento da resposta

do pavimento frente às suas solicitações, culminando com o surgimento da Mecânica

dos Pavimentos, definida por Medina (1988) como a disciplina da Engenharia Civil

responsável por estudar os pavimentos como um sistema multicamadas e que está

sujeito às cargas oriundas dos veículos que neles trafegam.

Os pavimentos constituem a infraestrutura necessária e adequada para o

tráfego dos veículos, podendo ser agrupados segundo sua adequação aos diversos tipos.

Logo, rodovias são dimensionadas para o tráfego de carros e caminhões, ferrovias para

o tráfego de trens e os pavimentos aeroportuários para o pouso e decolagem de

aeronaves, dentre outros (SPADA, 2003).

Em todos os casos o pavimento consiste de um sistema em camadas – pelo

menos uma – assente sobre um subleito, que é a camada final de terraplenagem, dotado

de revestimentos adaptados às necessidades específicas dos veículos que nele venham a

trafegar.

A figura 2.1, apresenta exemplos típicos para: (a) um pavimento geral

(rodovias, pavimentos aeroportuários, e outros), e (b) um pavimento ferroviário ou via

férrea (também denominado de via permanente no meio ferroviário), segundo Brown e

Selig (1991). A via férrea também se constitui um pavimento: o pavimento ferroviário

como define Medina (1988).

A configuração da via férrea com todas as camadas mostradas na figura 2.1,

no entanto, foi fruto de diversas tentativas, que possibilitaram com o acúmulo de casos

de insucesso a definição do sistema multicamadas atualmente empregado.

8

Figura 2.1 – Esquema geral de sistemas em camadas para pavimentação (BROWN e

SELIG, 1991).

Nos primórdios da Engenharia Ferroviária, os trilhos de forma pioneira e ainda

sem o conhecimento técnico necessário, foram assentes diretamente no terreno natural,

sem maiores preocupações com a capacidade de suporte e com o comportamento

mecânico do pavimento (SCHRAMM, 1977; STOPATTO, 1987).

Com o passar do tempo, observou-se que o pavimento ferroviário, precisaria

ser especialmente construído para suportar a crescente necessidade de transporte de

cargas e passageiros. Com isso, passou-se a utilizar dormentes transversalmente sob os

trilhos, com o intuito de distribuir melhor as tensões proporcionadas pela passagem das

composições (SCHRAMM, 1977). Buscou-se ainda, segundo Stopatto (1987),

implantar uma camada pétrea de lastro, com o objetivo original de distribuir igualmente

as tensões atuantes no pavimento e proteger o suporte subjacente de deformações

permanentes (finalidade observada somente de maneira empírica na época). E

finalmente, optou-se por construir camadas de material natural em geral de solo

previamente selecionado, com o intuito de separar a camada de lastro do subleito,

reduzindo as tensões sobre o subleito, fornecendo algum amortecimento para o sistema

e limitando a subpenetração do subleito no lastro (STOPPATO, 1987; SPADA, 2003).

Esta camada ficou conhecida como sublastro.

Apresenta-se na figura 2.2, o modelo vigente do sistema em camadas para a

estrutura de um pavimento ferroviário, onde é possível identificar as camadas

9

anteriormente mencionadas. Foi feita uma adaptação na figura, associando as camadas

apresentadas a uma imagem da seção transversal real de um pavimento ferroviário

brasileiro.

Figura 2.2 – Sistema estrutural do pavimento ferroviário (adaptado de SELIG e

WATERS, 1994).

2.2. A Mecânica dos Pavimentos Ferroviários

Segundo Motta e Medina (2006):

“A mais importante contribuição da pesquisa tecnológica, entendida como a

utilização de conhecimento científico na solução de problemas de engenharia, no

tocante a solos e materiais de pavimentação, nos últimos trinta anos, foi o destaque

dado à deformabilidade do material.”

Os estudos realizados para possibilitar melhor entendimento da resposta do

pavimento ferroviário frente às solicitações impostas pela passagem das composições

indicaram que os mecanismos de ruptura associados ao tráfego, são as trincas por fadiga

nos trilhos ou dormentes e as deformações permanentes (plastificação) nas camadas

como um todo. O conceito vigente até a década de 1960 era que a ruptura do pavimento

estava associada somente à deformação permanente do subleito conforme o critério

empírico do CBR (SPADA, 2003).

10

No caso do pavimento rodoviário as trincas por fadiga surgem no concreto

asfáltico ao passo que na via férrea o elemento que sofre este efeito são os trilhos ou

dormentes. O afundamento de trilha de roda causado pelas deformações permanentes

das camadas do pavimento ocasiona na ferrovia o desnivelamento da linha. A Mecânica

dos Pavimentos busca entender o comportamento mecânico dos pavimentos em níveis

de tensão cíclica bem abaixo do limite de ruptura dos materiais envolvidos – pois são os

níveis de tensão aos quais estes estarão submetidos na sua vida de projeto – tanto no que

se refere às deformações resilientes responsáveis pela fadiga, quanto às deformações

permanentes, oriundas da plastificação do material constituinte (SPADA, 2003).

A relação entre as tensões cíclicas (ou repetidas, correspondentes à passagem

dos veículos) e a correspondente deformação recuperável é por definição o módulo de

resiliência do material.

Sabe-se da Mecânica dos Solos, conforme mostrado por Das (2007), que a

tensão atuante é dissipada ao longo das camadas do pavimento. Desta forma o

dimensionamento de um pavimento visa garantir a proteção do subleito mediante a

definição de camadas sobrepostas com uma dada espessura e rigidez, garantindo

simultaneamente ainda que as próprias camadas não trinquem ou se plastifiquem.

Modernamente sabe-se que o entendimento do pavimento ferroviário como um

sistema multicamadas, deve interrelacionar os componentes da via férrea – trilhos,

dormente, fixações, lastro, sublastro e subleito – na busca por um entendimento do

efeito de carregamento proporcionado pela passagem dos veículos sobre as tensões e

deformações associadas ao conjunto (SELIG e WATERS, 1994).

Ressalta-se, porém, que a via férrea pode receber cargas em três direções

(vertical, longitudinal e lateral), sendo somente analisada, por simplificação quando se

analisam os materiais do lastro, sublastro e subleito, a componente vertical, em face dos

modelos geotécnicos mais comuns não apresentarem a conjugação tridimensional

(SPADA, 2003; FERNANDES, 2005).

Fortunato (2005) relata que os modelos tradicionais para análise da via férrea

podem considerar o comportamento da via de duas formas: como trilhos representados

por vigas infinitas apoiadas continuamente sobre apoios elásticos ou como vigas

11

contínuas sobre apoios discretos e equidistantes. Em ambos, os apoios são considerados

perfeitamente elásticos, homogêneos e isotrópicos. O mais comum dos modelos

tradicionais é o que representa a viga sobre apoios contínuos. Sabe-se que a hipótese

dos trilhos apoiados sobre um único material elástico não permite uma análise mais

detalhada da mecânica da via férrea implicando em distorções que acabam onerando o

projeto do pavimento. Isto implica na necessidade de análises mais sofisticadas como o

sistema em múltiplas camadas que resolve o problema a partir de métodos numéricos

com suporte computacional.

A seguir serão apresentados nos subitens 2.2.1 e 2.2.2, os modelos de previsão

do comportamento da via. Primeiramente será apresentado o modelo clássico baseado

na hipótese de apoios contínuos e elásticos sob o trilho e em seguida será apresentado o

sistema multicamadas baseado no critério de deformabilidade de todos os materiais,

analisando a via como um sistema de camadas elásticas, lineares ou não lineares.

2.2.1. Via Férrea como Vigas Contínuas sobre Apoios Elásticos

Após os sucessivos e pioneiros insucessos do século XIX, época das primeiras

ferrovias, buscou-se sistematizar o entendimento sobre o pavimento ferroviário, de

forma a prever o seu comportamento. Assim, Winkler propôs em 1867, que a via férrea

poderia ser compreendida como um sistema de vigas contínuas, constituída como um

modelo de trilhos equidistantes e de comprimentos infinitos, apoiados de forma

continua sobre molas de módulos de rigidez constantes, com as reações dos apoios

proporcionais às suas deflexões (HAY, 1982). Tal modelo é expresso pela relação

apresentada na equação 2.1:

Sendo: P uma força por unidade de área, y a deflexão e C o chamado

coeficiente de Winkler ou coeficiente de lastro, definido como uma tensão por unidade

de comprimento.

Zimmermann, em 1888, formulou um método para cálculo dos esforços na

ferrovia baseado nas hipóteses e no modelo de Winkler e que era muito utilizado na

12

Europa até a década de 1970 (RIVES et al., 1977). Somente em 1915, foi que

Timoshenko apresentou um estudo no qual a via férrea seria analisada com apoios

discretos, formados por dormentes espaçados, utilizando o mesmo procedimento de

viga contínua apoiada elasticamente (HAY, 1982). Este modelo, no entanto, não foi tão

empregado como o anterior: a American Railway Engineering Association – AREA

apresentou em 1918, um resumo dos resultados obtidos por um grupo de trabalho,

coordenado por A. N. Talbot, para analisar os esforços atuantes em uma estrada de

ferro, que concluiu, após estudar vários métodos de análise da via férrea, que a

abordagem através de apoios contínuos e elásticos sob o trilho era a mais conveniente.

Dessa forma foi introduzido, então, o conceito do módulo de elasticidade do apoio do

trilho ou módulo de via (u), que representa uma medida vertical da rigidez do apoio do

trilho e é expresso pela equação 2.2:

Sendo: p uma força por unidade de comprimento, proporcional à deflexão y e

u o chamado módulo de via.

O módulo de via é um parâmetro global que representa uma força por

comprimento unitário que cada trilho requer para provocar uma deflexão unitária na via,

incorporando os efeitos devidos ao espaçamento, a natureza e as dimensões dos

dormentes, a espessura e as condições de socaria da camada de lastro e a rigidez do

subleito, não sendo possível distinguir a contribuição de cada camada do pavimento

ferroviário isoladamente (SPADA, 2003; FERNANDES, 2005).

Somente em 1955, Hutter comprovou, de acordo com Rives et al. (1977), que

os esforços em uma viga apoiada de forma descontínua não se diferenciam

significativamente dos resultados alcançados supondo o trilho apoiado de forma

uniforme e contínua.

De maneira geral, a via férrea constitui um sistema multicamadas que pode ser

representado por um modelo estrutural sob carregamento vertical. A teoria clássica

assume a via como uma formulação de uma viga contínua sobre uma fundação elástica,

que permite soluções analíticas e exatas. Nestes modelos a resposta da via é expressa

por um único parâmetro: ou o módulo de via (que é empregado no método de Talbot

13

para dimensionamento do pavimento ferroviário) ou o coeficiente de lastro (utilizado no

método de Zimmermann para o referido dimensionamento).

Segundo Spada (2003) e Fernandes (2005), no método de Talbot, a equação

diferencial que representa o modelo é expressa pela equação 2.3:

Sendo:

E - módulo de elasticidade do trilho,

I - momento de inércia do trilho,

u - módulo de via,

y - deflexão da via.

A solução para a equação 2.3, considerando a deflexão do trilho, y (x), a

qualquer distância x, ao longo do trilho a partir de um carregamento simples P, é dada

por:

Sendo:

P - carga de uma roda,

λ - fator de amortecimento,

x - distância para qualquer ponto a partir do carregamento ao longo do trilho.

As sucessivas derivações da equação da deflexão (equação 2.4) fornecem a

inclinação, o momento fletor, a força de cisalhamento o e a intensidade do

carregamento. A deflexão máxima (Y0), o momento fletor máximo (M0) e a força

máxima por metro de trilho (P0) ocorrem no ponto de aplicação do carregamento

(debaixo da roda) onde x = 0.

Aplicando x = 0 na equação 2.4, têm-se:

14

Spada (2003) ressalta que o módulo de via não pode ser determinado através

de uma medida direta. Logo, para sua obtenção deve-se medir a deflexão do pavimento,

obtendo-se o módulo através da equação 2.8:

Um relatório da AREA de 1919 apresentou uma equação, conhecida por

fórmula de Talbot, para a determinação da tensão vertical em qualquer ponto do lastro,

baseada em dados experimentais com modelos físicos instrumentados em laboratório,

dada pela equação 2.9:

Sendo:

σc - tensão vertical sob a linha de centro do dormente em lb/pol2,

σm - tensão média uniformemente distribuída na base do dormente em lb/pol2,

h - profundidade abaixo da base do dormente em polegadas.

Para o método de Zimmermann, a equação diferencial que representa o

modelo de comportamento da via é dada pela expressão 2.10:

Sendo:

15

E - módulo de elasticidade do trilho,

I - momento de inércia do trilho,

b - largura da viga,

C - coeficiente de lastro,

y - deflexão da via.

Integrando-se a equação 2.10 para o caso de carga pontual, se obtém os

valores da deflexão e do momento fletor em qualquer ponto do trilho.

Fortunato (2005) destaca que do ponto de vista geotécnico, o modelo baseado

na hipótese de vigas contínuas sobre apoios elásticos, não permite uma análise adequada

do comportamento tensão-deformação das camadas de apoio e do subleito da via, e que

o módulo de via, que representa na prática a rigidez global do sistema, é afetado por

vários fatores, o que torna difícil avaliar a contribuição individual de cada um dos

elementos constituintes do pavimento ferroviário.

Ensaios desenvolvidos por Zarembsky e Choros (1979) demonstraram que o

módulo de via varia com a carga de roda e é dependente do tempo de duração da carga.

Segundo Selig e Li (1994), o módulo de resiliência do subleito e a

profundidade a que se encontra uma camada “rígida” são os fatores dominantes na

influência do módulo de via. Ebersöhn et al. (1993) trataram a não linearidade entre o

módulo de via e a carga de roda. Fortunato (2005) destaca ainda que a menos que o

subleito seja muito rígido, a rigidez dos dormentes e dos apoios é pouco importante

comparada com a dos componentes da infraestrutura, daí a importância de se buscar um

entendimento melhor do comportamento mecânico das camadas intermediárias do

pavimento, em especial da camada de sublastro.

2.2.2. Via Férrea como um Sistema Multicamadas

Em função das limitações do modelo expresso pelo módulo de via, alguns

países mais desenvolvidos, começaram a partir dos anos 1970, a trabalhar com a teoria

da elasticidade de sistemas em camadas, que trata a via férrea como um sistema

16

estrutural sem solução analítica exata (FERNANDES, 2005). Considerando o

pavimento ferroviário sujeito a carregamento vertical, e seus componentes são

considerados separadamente: trilhos, acessórios de fixação, dormentes, lastro, sublastro

e subleito, conforme esquema mostrado na figura 2.3, segundo Selig e Waters (1994).

Figura 2.3 – Modelo estrutural da via férrea como um sistema multicamadas (SELIG e

WATERS, 1994).

O subleito é definido como o espaço semi-infinito que a partir da cota final de

terraplenagem estende-se indefinidamente no sentido vertical na direção do substrato

rochoso inferior, sendo que os 20cm mais superficiais devem possibilitar o incremento

da capacidade de suporte da plataforma, evitar a penetração do lastro no subleito,

reduzir a permeabilidade e a erodibilidade do leito e proporcionar ainda, uma relativa

elasticidade ao apoio do lastro (FERNANDES, 2005).

17

O sublastro constitui uma camada de proteção do subleito, objetivando reduzir

a tensão atuante sobre ele e proporcionando algum amortecimento para o sistema em

camadas. É constituído geralmente por solos locais, o que implica em um esforço de

engenharia no sentido de viabilizar este aproveitamento de forma a não onerar o custo

do pavimento ferroviário (SPADA, 2003; FERNANDES, 2005).

O lastro é a camada pétrea na qual é assentada a grade constituída pelos

trilhos, dormentes e acessórios de fixação, deve ser constituída de material permeável e

resistente, é a que mais contribui para o amortecimento do sistema, distribuindo as

tensões recebidas e mantendo integra a geometria da via (SILVA, 2002).

A grade constituída pelos trilhos, acessórios de fixação e dormentes, constitui

a camada que forma a superfície de rolamento e, ao mesmo tempo, serve de guia para as

rodas dos veículos ferroviários (SPADA, 2003; FERNANDES, 2005).

Spada (2003) lembra que cada uma dessas camadas, tem o seu módulo de

resiliência e seu coeficiente de Poisson, sendo que cada camada deve trabalhar solidária

às demais, ou seja, não sendo permitido nenhum deslizamento nas interfaces entre elas.

Atualmente dispõe-se de diversos programas computacionais para resolver e

analisar o modelo estrutural descrito. Tais programas são tridimensionais, em

multicamadas, utilizando propriedades tensão-deformação não lineares para o lastro,

sublastro e subleito, de forma a se obter a resposta elástica do sistema estrutural da via

férrea (FERNANDES, 2005).

Chang et al. (1980) apresentaram um modelo computacional de análise para a

ferrovia conhecido como Geotrack. Tal modelo permite que os componentes do

pavimento ferroviário sejam analisados separadamente sob carregamento de roda

vertical. Trata-se de um programa tridimensional, em multicamadas, que possibilita a

previsão da resposta elástica da via, levando-se em consideração o estado de tensões por

meio dos módulos de resiliência do lastro, sublastro e subleito. O Geotrack utiliza a

análise de sólidos prismáticos, sendo o sistema solo-lastro tratado como tal

(FERNANDES, 2005). A matriz de flexibilidade do sistema solo-lastro é calculada e

combinada com a matriz de flexibilidade do sistema estrutura dormente-trilho,

18

satisfazendo as condições de equilíbrio e de compatibilidade de deformação para a

obtenção de uma resposta completa do comportamento do sistema.

Fernandes (2005) esclarece que o programa possui funções interativas para

eliminar as tensões de tração, não permitindo que na análise numérica surja tensão de

tração atuante entre o lastro e os dormentes. Permite a análise de carga sobre a grade de

até quatro eixos simultâneos. As camadas da via (lastro, sublastro e subleito) são

tratadas como materiais elásticos lineares. Entretanto, o módulo pode ser representado

por uma relação dependente do estado de tensões utilizando-se um esquema de solução

interativa. Os dados de entrada são as propriedades dos materiais, propriedades dos

dormentes, dos trilhos e o carregamento.

Considera-se no Geotrack que os dormentes e trilhos comportam-se como

vigas elásticas lineares e os acessórios de fixação como molas, que podem ser

tracionadas ou comprimidas (SELIG e WATERS, 1994).

O programa fornece os seguintes dados de saída: deflexão vertical do trilho,

reação trilho-dormente, deflexão do dormente sob o trilho, momentos fletores atuantes

sobre o trilho, módulo de via, deslocamentos verticais, estados de tensões e tensões

principais causadas pelo carregamento de roda em um ponto selecionado em cada

camada (SELIG e WATERS, 1994; SPADA, 2003; FERNANDES, 2005).

Rodrigues (1994) desenvolveu um programa computacional denominado

Ferrovia. O modelo é tridimensional, elástico-linear e obtém as respostas ao

carregamento vertical da via, incluindo-se as tensões e deformações nas camadas de

lastro, sublastro e subleito.

Fernandes (2005) esclarece que o programa Ferrovia emprega em seus

cálculos o método das camadas finitas, sendo os trilhos e dormentes representados por

elementos de viga interconectados e as fixações que fazem a ligação são representadas

como molas.

Ainda segundo Fernandes (2005), as camadas de lastro, sublastro e subleito,

que são modeladas no programa Ferrovia, pelo método das camadas finitas (programa

FLAPS 1.0 – “Finite Layer of Pavement Structures”), determinam a matriz de rigidez,

que é somada à matriz de rigidez da grade. Dessa forma, o programa é estruturado a

19

partir de uma superposição de programas. O programa opera baseado no critério de

ruptura de Mohr-Coulomb e são restringidas possíveis tensões de tração entre o

dormente e o lastro. A malha de pontos nodais da grade foi montada com onze

dormentes, cada um subdividido em dez elementos de viga.

Spada (2003) destaca ainda que existem outros programas computacionais que

analisam o comportamento mecânico da via permanente, como os programas Kentrack,

Illitrack, e o programa Plaxis 3D. Este último, segundo Fernandes (2005), permite

simular o comportamento da via com o emprego de geossintéticos como reforço no

pavimento.

2.3. A Camada de Sublastro no Sistema Estrutural da Via Férrea

Conforme mencionado, o sublastro é a camada que fica entre o lastro pétreo e

o subleito, sendo composta de material natural previamente selecionado; nos países de

clima temperado é constituída basicamente de material grosso (mais de 50% retido na

peneira de número 200 – 0,075mm de abertura da malha) com granulometria inferior a

do lastro.

A camada de sublastro deve evitar a erosão do subleito pela ação mecânica do

lastro e na presença de água ocasionar a formação de lama que por ação do tráfego pode

ser bombeada para o lastro contaminando-o. Fortunato (2005) destaca que o sublastro

deve funcionar como uma camada de transição, dificultando que as águas que caem no

lastro cheguem ao subleito, e ainda como elemento drenante e filtrante entre as camadas

de topo e base, devendo para isto atender aos critérios de dimensionamento de filtro de

Terzaghi propostos por Bertram em 1940 (STOPPATO, 1987; SELIG e WATERS,

1994; SPADA, 2003; AREMA, 2009).

Segundo Fortunato (2005), a camada de sublastro deve permitir que se escoem

as águas que ascendem do subleito, mas simultaneamente inibir a passagem de finos

para o lastro impedindo a sua colmatação e enrijecimento. Tal critério preconiza que o

material de sublastro deve apresentar condição satisfatória de retenção de finos

( 485

15 terreno

filtro

DD ) e também de permeabilidade ( 5

15

15 terreno

filtro

DD

), onde:

20

D15 = diâmetro correspondente à percentagem de 15% passante; e

D85 = diâmetro correspondente à percentagem de 85% passante.

Em se tratando de solos lateríticos, no entanto, não se tem maiores estudos

sobre o atendimento destes solos a tal critério. Não sendo escopo deste trabalho,

investigar a adequação do solo estudado a tais aspectos de drenabilidade e transição e

tão somente ao atendimento do solo frente às solicitações impostas pelo tráfego

ferroviário quanto aos aspectos de deformabilidade.

Sabe-se que o sublastro quando construído com material fino laterítico

apresenta baixas permeabilidade e erodibilidade, o que possibilita um bom desempenho

para a via. Porém a necessidade de enquadramento em tais critérios, fundamentais para

solos grossos, precisa ser investigada, visando aplicação deste tipo de solo, como

camada de sublastro ferroviário.

No dimensionamento de um pavimento ferroviário, ao se especificar o trilho, a

dormentação, as fixações e o lastro pétreo a ser empregado, geralmente não existem

grandes preocupações dos projetistas relacionadas à logística destes materiais, pois são

materiais obtidos a partir de processos industriais e que devem ser transportados ao

ponto de aplicação. Para a constituição do sublastro, no entanto, busca-se o emprego de

solos locais que estejam o mais próximo possível do ponto de aplicação, pois o

transporte a distâncias excessivas pode onerar desnecessariamente o empreendimento

(SENÇO, 1997). Adiciona-se a isso o fato de que os solos brasileiros (país de clima

tropical) diferem dos solos de países de clima temperado, indicando a necessidade de

melhor entendimento destes para fins de pavimentação (NOGAMI e VILLIBOR, 1980;

MOTTA e MEDINA, 2006; BALBO, 2007).

Neste contexto, o sublastro apresenta importância vital para a mecânica da via

férrea, e assim, a identificação e a classificação de materiais para aplicação nesta

camada são essenciais para projetos mais eficientes e duráveis. O lastro é a camada do

pavimento ferroviário responsável por dotar a via férrea da resiliência adequada

(SILVA, 2002). Selig e Waters (1994) contribuem com este princípio, ao afirmarem que

se adequadamente projetado e construído, o sublastro, trabalha quase que

exclusivamente isento de deformações permanentes, na medida em que estas

21

deformações ocorrem primeiramente no lastro, que se mantido no tempo certo através

de intervenções periódicas visando à restituição de suas propriedades granulométricas

originais (isentas de contaminação por finos oriundos da própria degradação da

camada), permite uma vida útil ao sublastro e ao subleito, praticamente coincidente com

a vida útil da própria via permanente projetada.

O que converge ainda com a ideia preconizada pela escola europeia para

pavimentos rodoviários, de se fazer intervenções na superfície evitando-se uma possível

remoção da base inservível (BALBO, 2007). Tal conceito pode ser observado no

gráfico de perda de serventia de um pavimento ferroviário lastrado típico apresentado

na figura 2.4, onde o lastro pétreo deve ter seus ciclos de manutenção garantidos através

de socarias periódicas como forma de evitar seu enrijecimento, mantendo o sublastro e

o subleito isentos de deformações permanentes prematuras, e consequentemente, de

intervenções de maior porte que objetivem substituir as camadas de sublastro e subleito.

Figura 2.4 – Perda de serventia de um pavimento ferroviário lastrado típico (SELIG e

WATERS, 1994).

Portanto, é importante o projeto e o dimensionamento da camada de sublastro

quanto à deformação permanente, visto que não se prevê manutenção para esta camada

ao longo da vida útil do pavimento. Neste contexto, se evidencia a necessidade de

melhor entendimento dos materiais economicamente disponíveis em solo brasileiro para

a construção do sublastro, em especial na região estudada (oeste do Maranhão), onde

22

não há ocorrência abundante de materiais granulares convencionais e se está

expandindo a malha ferroviária atual.

No contexto do dimensionamento da via férrea, Heath et al. (1972) reportam

que a British Railways desenvolveu um procedimento para a determinação da espessura

das camadas de apoio do pavimento ferroviário, baseado em estudos de campo e em

ensaios de laboratório. Foram realizados diversos ensaios triaxiais cíclicos (ou de carga

repetida), sobre diversos solos variando a tensão desviadora, o que possibilitou concluir

que existe um valor máximo de tensão a partir do qual a deformação permanente

acumulada cresce rapidamente com o número de ciclos de carga, conforme mostrado na

figura 2.5. Fortunato (2005) afirma que o critério de dimensionamento deve ser

estabelecido de forma que a tensão aplicada sobre o subleito da ferrovia seja inferior a

esta tensão limite suportada pelo solo que o compõe, e conhecendo-se a distribuição em

profundidade destas duas grandezas é possível determinar a espessura de camadas

intermediárias (reforço do subleito e sublastro).

Fortunato (2005) ainda ratifica Spada (2003) informando que na prática tem-se

adotado que a tensão limite do subleito fica em torno de 50% da resistência ao

cisalhamento do solo quando submetido a ensaios estáticos.

Além disso, a camada de sublastro projetada deve ter um comportamento

mecânico no qual ela própria não sofra deformações permanentes representativas no

contexto da vida útil do pavimento, e ainda apresente uma boa resiliência no que tange a

sua contribuição para a vida de fadiga do pavimento.

Para garantir esta análise, são de fundamental importância os ensaios

dinâmicos para caracterização do solo a ser utilizado para fins de pavimentação

ferroviária, visto que métodos empíricos como o do CBR, por exemplo, não permitem

tal análise.

Este tipo de análise se torna ainda mais premente em função da natureza

específica dos solos tropicais de comportamento laterítico, que não seguem os padrões

de comportamento geotécnico de solos de países de clima temperado.

23

Figura 2.5 – Ensaios triaxiais cíclicos sobre uma mesma amostra do subleito submetida

a diferentes níveis de tensão desviadora (SELIG e WATERS, 1994).

Ainda da figura 2.5, pode-se observar dois comportamentos distintos para

solos quanto à deformação permanente. Nas curvas com tensão desviadora de 42,5;

52,5; 55 e 65 kN/m² observa-se uma tendência de acomodamento das deformações

permanentes após determinado número de ciclos de aplicação de carga, o que não

acontece para as demais curvas, as quais indicam que o material apresentou deformação

permanente excessiva (plastificação). Tal fenômeno de acomodamento é conhecido

como shakedown e será apresentado ainda neste capítulo, sendo sua ocorrência

investigada para o solo estudado nessa pesquisa, conforme será apresentado no capítulo

5 deste trabalho.

Destaca-se ainda que a norma AREMA (2009) estabelece uma série de

critérios limite para a via férrea, como: pressão máxima no contato dormente-lastro

(pC=0,586MPa), deflexão máxima do trilho (T=640x10-2mm), tensão máxima de

tração no trilho (σT=175MPa), tensão máxima de compressão no topo do subleito (σSL

deve ser menor ou igual a 5,7 vezes a resistência não drenada do solo constituinte do

subleito. Resistência esta dividida de um fator de segurança 3) e outros. O sublastro

24

deve ser dimensionado de forma a atender tais critérios, sendo necessário para isso

analisar o sistema multicamadas através de modelagem numérica computacional.

2.4. Conceituação, Formação e Ocorrência dos Solos Tropicais

Segundo o comitê de solos tropicais da ABMS (ISSMFE/ABMS, 1985):

“Solo tropical é aquele que apresenta peculiaridades de propriedades e de

comportamento, relativamente aos demais, em decorrência da atuação de processos

geológicos ou pedológicos típicos das regiões tropicais úmidas.”

No Brasil – país de clima tropical úmido – dispomos de solos finos de

formação diferente das ocorrências verificadas em países de clima temperado. Tais

solos ainda que bastante finos, são oriundos de processos pedogenéticos de saprólitos e

enriquecidos com óxido de ferro e/ou alumínio hidratados. Estes solos são os latossolos,

ou solos lateríticos (BALBO, 2007).

Balbo (2007) alerta para o fato de que tais solos, de natureza tropical, apesar

de algumas vezes, não atenderem rigorosamente as especificações internacionais para

utilização como camada de pavimento, especialmente em relação à curva

granulométrica, com predominância de solos finos e alto índice de plasticidade, vêm

sendo a várias décadas, empregado com sucesso em pavimentação no Brasil,

independente dos valores de CBR. Este uso tem sido inclusive como sublastro de

pavimentos ferroviários, conforme destacado por Stopatto (1987).

Segundo Guimarães (2009), provavelmente em função da natureza destes

solos, restrita a ambientes, ou paleoambientes tropicais, em regiões ditas de “terceiro

mundo” ou de países em desenvolvimento, eles tenham sido relativamente pouco

estudados e, em alguns casos, até mesmo considerados como solos problemáticos,

conforme tratado em Morin e Todor (1979).

Guimarães (2009) alerta ainda para o fato de que isto não corresponde a rigor,

à prática da Engenharia Rodoviária e Ferroviária brasileira e ressalta a importância de se

ampliar a divulgação de trabalhos técnicos que abordem as propriedades mecânicas e

desempenhos dos solos lateríticos como material de pavimentação.

25

A primeira conferência internacional de geomecânica dos solos tropicais

lateríticos e saprolíticos, realizada em Brasília em 1985 (Tropicals’85), deu uma valiosa

contribuição para ressaltar a importância das peculiaridades geotécnicas dos solos

tropicais. No entanto, mesmo passados mais de 25 anos deste evento, ainda é freqüente

encontrar profissionais e até mesmo pesquisadores formadores de opinião presos a

conceitos superados tais como índice de CBR e limites de consistência como

condicionantes para emprego de solos tropicais em pavimentos, principalmente os

ligados à indústria ferroviária que pouco evoluiu no Brasil nas últimas décadas.

Atualmente, o DNIT adota a Norma DNIT-ES 098 (2007), onde prescreve a

metodologia de execução da camada de base em pavimentos utilizando lateritas

graúdas. A primeira versão desta especificação de serviço feita pelo antigo DNER

(Departamento Nacional de Estradas de Rodagem) em 1979, foi elaborada a partir de

dados constantes do Boletim Técnico 09 da ABPv (1976), intitulado “Uso da Laterita

em Pavimentação”. Lamentavelmente, esta norma atualizada praticamente não incluiu

alterações significativas com relação às características geotécnicas necessárias, tendo

sido mantido ensaios tradicionais como CBR. As principais alterações se referiram ao

manejo ambiental e critérios de aceitação e medição dos serviços executados

(GUIMARÃES, 2009).

Na realidade, existem variadas designações para solos tropicais em trabalhos

diversos, sem consenso quanto à terminologia a ser adotada. Há, porém, pelo menos

dois pontos que precisam ser considerados:

Quando se trata de solos graúdos é usual o termo “laterita” e

quando se trata de solo fino a designação é solo laterítico; e

Quanto às diferenças entre conceitos da Pedologia, Geologia e da

Engenharia Geotécnica sobre as denominações e os critérios de classificação.

Neste trabalho se emprega o termo conforme designado em Nogami e Villibor

(1980), que trata dos aspectos geotécnicos de tais materiais com fins de aplicação como

camada de pavimentos.

Neste contexto, destacam-se dois grandes tipos de solos tropicais:

26

a) Solo laterítico: é típico de áreas bem drenadas de regiões tropicais

úmidas, são solos superficiais no horizonte pedogenético que apresentam uma

série de propriedades que levam a classificá-lo como solos de comportamento

laterítico, conforme a classificação MCT, proposta por Nogami e Villibor

(1980). É de extremo interesse para pavimentação.

b) Solo saprolítico: é tipicamente de formação residual (fruto da

decomposição “in situ” da rocha matter, mantendo ainda a estrutura desta).

Pedologicamente, os solos lateríticos têm recebido diferentes notações:

oxisoils (Serviço de Conservação de Solos norte-americano), ferralsoils, plinthosoils

(FAO-UNESCO), ferralitic soils (classificação francesa de Duchaufour), entre outras.

Pode ou não ocorrer correspondência direta entre o que se entende por solo laterítico no

sentido geotécnico e as designações pedológicas (SILVA, 2003).

Silva (2003) alerta para o fato de que o processo de formação dos solos

tropicais influencia o seu comportamento mecânico. Santos (1998) destaca três fases no

processo de formação destes solos:

a) Decomposição: É a fase inicial na formação de tais solos, que se

caracteriza pela ruptura físico-química dos minerais primários e o consequente

desprendimento dos elementos constituintes (SiO2, Al2O3, Fe2O3, CaO, MgO,

K2O, Na2O, etc.) que aparecem em forma de íons simples.

b) Laterização: A segunda fase do processo é a lixiviação de bases e

sílicas combinadas e a agregação de elementos externos de óxidos ou hidróxidos

de ferro e/ou alumínio hidratados (Al2O3, Fe2O3 e TiO2), que ocorre sob condições

favoráveis de drenagem.

c) Desidratação: Esta fase engloba a desidratação parcial ou

completa dos materiais já ricos em óxidos e hidróxidos de ferro e/ou alumínio e

alguns minerais secundários. A desidratação de óxidos de ferro coloidal

hidratado envolve perda de água, concentração e cristalização dos colóides

amorfos de ferro em minerais cristalinos densos, na seqüência: limonita,

goethita, goethita com hematita e hematita.

27

Para Silva (2003), a resistência elevada verificada em alguns solos tropicais se

dá em função do endurecimento proporcionado pela desidratação dos óxidos de ferro e

alumínio, conferindo competência a estes solos para fins de pavimentação, com

características mecânicas e hidráulicas satisfatórias.

Quanto à constituição mineralógica, os solos lateríticos apresentam em sua

fração argila basicamente argilominerais do grupo das caulinitas (pouco plásticas) e de

hidróxidos e óxidos hidratados de ferro e/ou alumínio, proporcionando certa

estabilidade mesmo em presença d’água, devido a um recobrimento dos argilominerais

pelos hidróxidos e óxidos hidratados. Isto minimiza a parcela de água adsorvida pelos

agilominerais e proporciona um efeito de cimentação natural nas partículas sólidas do

solo. Em suas frações de areia e silte, apresentam basicamente quartzo, agregações

lateríticas concrecionadas e por vezes alguns poucos minerais pesados.

Bernucci (1995) estima que os solos lateríticos ocupam aproximadamente 8%

da superfície dos continentes, e segundo Motta e Medina (2006), cerca de 70% do

território nacional, com destaque para a região norte do Brasil (incluindo o oeste do

Maranhão) onde os solos lateríticos apresentam algumas peculiaridades genéticas

devido ao forte intemperismo proporcionado pelo clima equatorial associado ao intenso

regime de chuvas (VERTAMATTI, 1988; AMARAL, 2004). A figura 2.6 mostra a

ocorrência aproximada dos solos lateríticos em escala global, segundo Bernucci (1995).

Vale ressaltar que recobrindo as camadas de solos lateríticos, ou mesmo

misturados a elas, pode-se observar a ocorrência de pedregulhos lateríticos, chamados

de lateritas ou “canga” (quando aglomerados em matacões), que constituem massas

consolidadas formando um horizonte concrecionário de mesma mineralogia dos solos

lateríticos. As lateritas têm sido aproveitadas como material de pavimentação, em

camadas compactadas de rodovias e ferrovias, misturadas ou não com outros materiais

para estabilização, ou ainda mesmo como agregado em misturas asfálticas (SILVA,

2003).

O horizonte concrecionário situa-se entre 0,4 e 1,5 metros de profundidade,

possuindo cor marrom escura típica de óxi-hidróxidos de ferro. As concreções possuem

brilho semimetálico e internamente são marrom-avermelhadas e de brilho fosco. São

28

duras, densas e, em geral, maciças. O diâmetro varia de 0,2 a 3,0 cm. A figura 2.7

mostra um exemplo de concreção laterítica pedregulhosa do oeste do Maranhão,

coletada durante a pesquisa objeto desta dissertação.

No Brasil, o termo laterita refere-se, a rigor, aos pedregulhos lateríticos, sendo

conhecidos na prática como piçarras ou cascalho (lateríticos), entre outros termos.

Guimarães (2009) ressalta que tais materiais não devem ser confundidos com os solos

finos lateríticos descritos por Nogami e Villibor (1995), também amplamente

empregados no Brasil, mas que consideram solos naturais com granulometria inferior a

2mm, como por exemplo os solos arenosos finos lateríticos (SAFL), muito empregados

no Brasil, principalmente em estradas vicinais e vias de baixo volume de tráfego.

Figura 2.6 – Ocorrências mundiais de solos lateríticos (BERNUCCI, 1995).

A cor desses solos é geralmente vermelha, laranja, amarela e marrom, ou ainda

misturas dessas cores, devido à presença dos hidróxidos e óxidos hidratados de ferro,

responsáveis pela tonalidade vermelha, e de alumínio pela amarela.

A figura 2.8 ilustra duas amostras de solo fino laterítico do oeste do Maranhão,

também coletados por ocasião da presente pesquisa, e compactados segundo a

metodologia para ensaio mini-MCV, onde se pode observar claramente a diferença de

coloração: A amostra da esquerda apresenta um teor de ferro mais elevado (coloração

29

avermelhada) e a outra se destaca por coloração mais amarelada típica de

enriquecimento por alumínio.

Figura 2.7 – Exemplo de concreção laterítica pedregulhosa do oeste do Maranhão (foto

do autor).

Figura 2.8 – Exemplos de solos finos lateríticos do oeste do Maranhão moldados em

corpos de prova mini-MCV (foto do autor).

2.5. Caracterização Genética dos Solos Tropicais Amazônicos

A formação dos solos tropicais na Amazônia (que engloba basicamente todo o

norte do Brasil, mais o norte do estado do Mato Grosso e o oeste do Maranhão),

apresenta algumas peculiaridades genéticas que a distingue das demais ocorrências

deste tipo de solo.

Um abrangente estudo das formações lateríticas na Amazônia foi feito por

Costa (1991), tendo ele generalizado a denominação para “lateritos”. Os estudos

desenvolvidos foram de cunho geológico, abrangendo a ocorrência destes materiais e a

30

importância de aprofundamento dos estudos, tendo em vista o grande potencial de

aplicação econômica do material.

Outro estudo conduzido por Vertamatti (1988) investiga mais profundamente

as propriedades geotécnicas dos solos amazônicos, destacando a diferenciação destes

solos em detrimento de outras ocorrências em território nacional e enfocando a

necessidade de buscar melhor entendimento das características geotécnicas dos solos

desta região. Após tais estudos Vertamatti (1988) sugeriu um ábaco modificado para

classificação MCT, que ele denominou de MCT-M, conforme será detalhado mais

adiante, e que se propõe a ser mais abrangente que o ábaco original visando o universo

de solos tropicais.

Vertamatti (1988) cita o trabalho desenvolvido no início do século XX na

construção de ferrovias na região amazônica como a Estrada de Ferro de Bragança

(EFB), a Estrada de Ferro do Tocantins (EFT) e a Estrada de Ferro Madeira-Mamoré

(EFMM), destacando o fato de que tais projetos utilizaram solos aluviais e residuais nos

aterros, mas nada se registrou sobre problemas geotécnicos decorrentes da construção

de tais empreendimentos, não se podendo afirmar se em tais projetos foram empregados

solos lateríticos para a construção das respectivas vias férreas.

Destaca-se ainda que por volta de 1950, a Estrada de Ferro Serra do Navio-

Porto de Santana no Amapá de propriedade da mineradora Icomi, teve seu lastro

construído com a utilização de concreções lateríticas lavadas, porém sem maiores

estudos visando tal aplicação (VERTAMATTI, 1988).

O professor Jacques de Medina, da COPPE/UFRJ, em 1961, após ter

vivenciado uma experiência com a construção das rodovias BR-22 no Pará e BR-21 no

Maranhão, já alertava para a necessidade de maior alocação de recursos para se obter o

domínio brasileiro sobre o tema, relatando inclusive sugestões de revisão nas normas

vigentes e casos similares na BR-316 no Pará (MEDINA, 1961).

Guimarães (2009) destaca que os “lateritos” amazônicos, são materiais ricos

em Fe e Al e pobres em Si, K e Mg se comparados à sua rocha matter, tendo uma

coloração variando entre vermelho, violeta amarelo, marrom, e até branca. Sua

composição mineralógica envolve: óxidos e hidróxidos de Ferro (goethita e hematita),

31

óxidos e hidróxidos de Alumínio (gibbsita), óxidos e hidróxidos de Titânio (anatásio),

óxidos e hidróxidos de Manganês (litiofirita e todorokita) e argilominerais.

As chamadas lateritas para pavimentação, denominadas na região amazônica

de “piçarras”, constituem o horizonte concrecionário das lateritas imaturas. Daí a

importância do conhecimento de seu perfil de ocorrência. Por outro lado, as lateritas

maturas estão associadas a depósitos minerais de elevado valor econômico

(principalmente de bauxitas lateríticas), fato que explica os extensos estudos realizados

sobre estas ocorrências (GUIMARÃES, 2009).

A figura 2.9, representa o perfil típico de lateritas imaturas autóctones da

Amazônia, onde se observam três horizontes característicos: horizonte ferruginoso

(petroplintito), horizonte argiloso e horizonte pálido ou transicional. Segundo Costa

(1991):

a) Horizonte Ferruginoso (petroplintito): Ocorrendo na parte superior

do perfil e exibindo pelo menos uma das seguintes características: i) Nódulos,

concreções, esferólitos e fragmentos compostos de óxi-hidróxidos de ferro em

matriz argilosa e terrosa; ii) Uma crosta composta pelos elementos acima,

cimentados por filmes microcristalinos ou por cimento microcristalino gibsito-

caulinítico; iii) Uma crosta formada de óxi-hidróxidos de ferro entrelaçando

porções argilosas amareladas; e iv) A cor predominante do horizonte ferruginoso

é a marrom-avermelhada, onde a matriz/cimento, se presente, é branca-

amarelada ou cinza.

Nódulos, concreções, esferólitos e plasmas são as estruturas

dominantes, seguidas por colunas, canais em forma de raízes e vermes, entre

outras, e aquelas resultantes de lixiviação, como as cavernosas, esponjosas e

porosas (GUIMARÃES, 2009).

b) Horizonte Argiloso: Ocorre imediatamente abaixo do ferruginoso,

em contato quase abrupto. É composto principalmente de argilominerais,

apresentando as seguintes feições, estritamente relacionadas com a natureza da

rocha matter: i) Zona mosqueada/amarelada (plintito) que constitui a feição mais

característica do horizonte argiloso, quando derivado de rochas ígneas ácidas e

32

intermediárias e de sedimentares. Trata-se de um horizonte de arguas

intempéricas manchadas irregularmente de vermelho e violeta. Na parte superior

do horizonte argiloso as manchas se transformam em nódulos ou colunas, ou

mesmo desaparecem, originando uma zona nodular amarela ou marrom; e ii)

Zona saprolítica que consiste em um termo empregado para descrever o

intemperismo de rochas cristalinas no estágio de argilominerais no qual

aparecem fragmentos de rochas parcialmente alteradas, desde a escala

milimétrica no topo a centimétrica na base.

Guimarães (2009) destaca que no horizonte argiloso, texturas e

estruturas reliquiares são abundantes in situ. Estruturas neoformadas estão

representadas por manchas marrom-avermelhadas, colunares ou irregulares,

entre outras, com espessura variando de 7 a 15 metros (sobre rochas

sedimentares e ígneas félsicas ou máficas), podendo ser muito espessa sobre

rochas ultramáficas e metamórficas.

c) Horizonte Pálido ou Transicional: Ocorre imediatamente abaixo do

horizonte argiloso, em contato direto com a rocha matter, numa espécie de base

de saprólito. Apresenta uma coloração mais pálida relativa à cor da rocha

matter, graças a decomposição dos minerais máficos, dos sulfetos e da massa

orgânica, sem que ainda tenha ocorrido a formação de óxi-hidróxidos de ferro.

Tal camada é formada fundamentalmente por argilominerais

complexos, em convivência desequilibrada com minerais primários instáveis ao

intemperismo, representando assim o estágio transicional entre a rocha matter e

o horizonte argiloso. Apresenta ainda uma grande abundância de fragmentos de

rocha original envoltos por pálidas auréolas de intemperismo, em restrita matriz

terrosa e argilosa (GUIMARÃES, 2009).

As pesquisas publicadas por Costa sobre a geologia das lateritas amazônicas

tem sido uma referência inicial para diversos pesquisadores na área de pavimentação,

como, por exemplo, Amaral (2005), que pesquisou misturas asfálticas com agregados

de laterita do Pará.

33

Figura 2.9 – Perfil geológico simplificado da formação laterítica imatura autóctone da

Amazônia (COSTA, 1991).

A figura 2.10 proporciona um exemplo de uma feição típica de um solo

laterítico brasileiro com algumas concreções na região oeste do estado do Maranhão

(região de abrangência da Amazônia brasileira).

Figura 2.10 – Aspecto in-situ de um solo laterítico amazônico com algumas concreções

na região oeste do Maranhão (DER OSTEN et al., 2012).

34

2.6. Aplicação de Solos Tropicais em Camadas de Pavimentos

Segundo Fortes (1990), a utilização de solos tropicais em camadas

intermediárias de pavimentos de maneira geral (ferrovias e rodovias), vem sendo objeto

de amplo debate. Principalmente em função dos sistemas convencionais de classificação

geotécnica de solos (USCS – Sistema de Classificação Unificada de Solos e HRB –

Highway Research Board), enquadrarem este material, muitas vezes, como inservível

para fins de pavimentação, considerando para isto apenas as propriedades índice:

granulometria e limites de Atterberg.

Para exemplificar, pode-se citar que pela especificação de serviço DNIT-ES

303 (1997), solos com alto índice de plasticidade (IP maior do que 6%), são

considerados insatisfatórios para aplicação em pavimentos. Porém, quando são de

formação laterítica, apresentam excelente comportamento para tal finalidade. Na prática

ferroviária nacional, Stopatto (1987), admite solos lateríticos com IP ≤ 10% quando

aplicados à sublastro de ferrovias. Já a especificação de serviço DNIT-ES 098 (2007)

admite que quando o solo é laterítico pode ser aplicado com IP > 15% para base desde

que estabilizada granulometricamente em misturas com outros materiais com IP ≤ 6%.

Estes exemplos reforçam a necessidade de uma classificação adequada e de melhor

entendimento da mecânica destes solos como material de pavimentação, sem se apoiar

em índices tão empíricos.

Balbo (2007) afirma que a aplicação com sucesso de solos lateríticos, decorre

da presença de óxidos de ferro e/ou alumínio hidratado na sua fração fina, na forma de

minerais como a hematita e a gibbsita, assim como a presença de argilominerais

(principalmente a caulinita) que proporcionam baixa expansibilidade e alta capacidade

de suporte após compactação, e que não são encontrados em solos não lateríticos.

Logo, argilas lateríticas de alta plasticidade (CH e MH na classificação

unificada e A-7 na classificação HRB), quando compactadas sob a energia do Proctor

Normal e no teor de umidade ótima, não são expansivas e possuem elevada capacidade

de suporte mesmo sob condições de imersão.

Isto não ocorre, por exemplo, com os solos saprolíticos (não laterizados),

devido à presença de mica e/ou feldspato que reduzem a densidade aparente seca destes

35

solos, sua capacidade de suporte e seu IP, aumentando, porém, o teor de umidade ótima

e a expansão.

A tabela 2.1 ilustra a deficiência dos sistemas tradicionais de classificação

geotécnica quando aplicados a solos tropicais, na medida em que, ao se comparar duas

amostras de solo: uma de formação laterítica e outra de um solo saprolítico (ambas no

estado de São Paulo), observa-se que a classificação final é a mesma (CL pela

classificação unificada e A-4 pela classificação HRB), sendo que o primeiro (solo

laterítico) é competente para fins de pavimentação e o segundo não, segundo Nogami e

Villibor (1980).

Tabela 2.1 – Características geotécnicas de um solo laterítico comparadas a um solo

saprolítico (NOGAMI E VILLIBOR, 1980).

Vários estudos vêm sendo conduzidos há alguns anos, visando obter formas

alternativas para a classificação geotécnica dos solos tropicais. Destaca-se o trabalho de

Nogami e Villibor (1980), que desenvolveram um sistema de classificação baseado em

observações de laboratório com diversas amostras de solo do estado de São Paulo. Tal

estudo resultou em um sistema de classificação brasileiro, específico para solos finos

tropicais, que visa predizer o comportamento laterítico ou não do solo em análise e

36

ainda suas propriedades mecânicas e hidráulicas, fornecendo ainda subsídios para

previsão de sua erodibilidade. Este sistema de classificação ficou conhecido como

Miniatura – Compactado – Tropical (MCT), e tem se mostrado eficiente aos fins

propostos. Consiste basicamente em um conjunto de ensaios laboratoriais (mini-MCV –

Moisture Condition Value – e perda de massa por imersão) realizados com corpos de

prova compactados de 50mm de diâmetro e 50mm de altura, que possibilitam a

obtenção de parâmetros para se enquadrar o solo segundo o ábaco classificatório

próprio deste método, que é apresentado na figura 2.11 (NOGAMI e VILLIBOR, 1995).

Figura 2.11 – Ábaco classificatório segundo metodologia MCT (NOGAMI E

VILLIBOR, 1995).

Dependendo da localização do ponto de coordenadas no ábaco da figura 2.11,

o solo recebe uma classificação, conforme segue:

LG’ - argilas lateríticas e argilas lateríticas arenosas;

LA’ - areias argilosas lateríticas;

LA - areias com pouca argila laterítica;

NG’ - argilas, argilas siltosas e argilas arenosas não lateríticas;

37

NS’ - siltes cauliníticos e micáceos, siltes arenosos e siltes argilosos não

lateríticos;

NA’ - areias siltosas e areias argilosas não lateríticas;

NA - areias siltosas com siltes quartzosos e siltes argilosos não lateríticos.

Com base na classificação obtida, é possível avaliar a possibilidade de

emprego do solo em análise como sublastro em pavimento ferroviário, e por analogia

aos pavimentos rodoviários, pressupõe-se (o que foi avaliado nessa pesquisa para o solo

estudado) que os mais indicados para tal finalidade são os solos do tipo LG’, LA’ e LA,

que se caracterizam principalmente por:

Serem típicos de climas quentes, com regime de chuvas de

moderadas a intensas (típico do Brasil e intensificado na região norte do país,

incluindo a região oeste do estado do Maranhão);

Apresentarem elevada concentração de ferro e alumínio;

Por sua fração argila ser composta predominantemente de

minerais caulínicos;

Apresentarem cor avermelhada típica, variando para o amarelo

dependendo dos teores de ferro e alumínio presentes;

Possuírem alta capacidade de suporte quando compactados,

mesmo sob condições de imersão em água; e

Serem pouco expansivos, com baixa erodibilidade.

Pinto (1991) destaca que um aspecto importante em relação à classificação

MCT é sua boa correlação com o módulo de resiliência do solo, obtido a partir do

ensaio triaixial cíclico. Ressalta-se, no entanto, que tal correlação deve ser utilizada com

critério, sob o prisma qualitativo, com o uso de faixas de valores de módulo para cada

enquadramento ao ábaco proposto por Nogami e Villibor (1995).

Estudos de Vertamatti (1988) realizados principalmente com solos lateríticos

da Amazônia, sugeriram um ábaco modificado para a classificação MCT mostrado na

figura 2.12. Esta classificação também teve por base os resultados de módulo de

resiliência dos materiais, especialmente classificados conforme sugestão de Preussler

(1983).

38

Figura 2.12 – Ábaco classificatório da metodologia MCT-M, conforme modificação

proposta por Vertamatti (1988).

A proposta de Vertamatti (1988) foi de que o ábaco classificatório MCT fosse

modificado com a introdução do grupo genético dos “Solos Transicionais” e dos grupos

intermediários LA’G’ entre os solos arenosos (A’) e argilosos (G’), e NS’G’ entre os

siltosos (S’) e os argilosos (G’) indicados na figura 2.12. O antigo grupo NA’, por sua

pequena área de cobertura, foi incorporado ao grupo TA’. Assim, os 7 grupos MCT

passam a 11 grupos na MCT-M (Miniatura – Compactada – Tropical – Modificada),

conforme relacionados a seguir:

Lateríticos: LA, LA’, LA’G e LG’;

Transicionais: TA’, TA’G’ e TG’;

Não lateríticos: NA, NS’, NS’G’ e NG’.

É importante ainda, ressaltar um aspecto físico dos mais relevantes, de

interesse para a pavimentação ao se empregar solos lateríticos como material

constituinte de camadas de pavimentos, que é o surgimento de trincas de retração

observadas nas camadas após compactação.

No exemplo da figura 2.13, apresentam-se duas fotos de uma base de

pavimento rodoviário executado com solo laterítico em obra na região amazônica, onde

se pode observar o padrão de trincamento mencionado, segundo Guimarães (2009).

39

Figura 2.13 – Padrão de trincamento de base rodoviária laterítica na Amazônia (estado

do Acre, 1998): (a) imediatamente após a compactação e (b) depois de 48 h já

imprimada com CM-30 (GUIMARÃES, 2009).

Guimarães (2009), que acompanhou a execução do empreendimento mostrado

na figura 2.13, relata que embora a base tenha permanecido recoberta apenas pela

imprimação durante pelo menos os dois anos subsequentes à sua execução, não se

verificou a reabsorção de água, e a formação de atoleiros, apesar das intensas chuvas

características da região amazônica. Esta afirmação é especialmente importante quando

se pretende utilizar este tipo de material como camada de sublastro em pavimento

ferroviário.

Analisando as trincas apresentadas na figura 2.13, verifica-se uma analogia

com o padrão de trincamento observado em solos lateríticos de granulação fina, tal

como ilustrado em Nogami e Villibor (1995), Villibor et al. (2000) e Villibor et al.

(2007), dentre outros autores.

2.7. Ensaios Triaxiais de Cargas Repetidas

Paralelamente à classificação MCT, e em contraponto ao método empírico do

CBR, o emprego dos ensaios de cargas repetidas aplicados a pavimentos, tem

possibilitado a obtenção de parâmetros de projeto destes solos, permitindo a previsão de

fadiga (deformação resiliente) e de plastificação (deformação permanente) frente à

aplicação cíclica das cargas impostas pela passagem dos veículos.

40

Para isto vem sendo empregado o ensaio triaxial cíclico (ou de carga repetida)

que reproduz com mais fidelidade o comportamento mecânico dos pavimentos quando

solicitados pela passagem dos veículos, considerando no dimensionamento o critério de

baixas deformações elásticas; comparativamente ao ensaio CBR, que considera somente

a possibilidade de ruptura do pavimento por deformação permanente excessiva do

subleito (BERNUCCI et al., 2008).

O ensaio, que possibilita avaliar tanto a deformação resiliente como a

deformação permanente de solos para fins de pavimentação, consiste em aplicar cargas

cíclicas que se aproximam do carregamento correspondente a passagem de roda,

durante 0,1s intercalados por um tempo de repouso de 0,9s. Utilizam-se para isto

diferentes tensões solicitantes (σ1) em corpos de prova de 100mm de diâmetro por

200mm de altura (para o caso de solos finos), que durante o repouso ficam sujeitos

somente a tensão confinante (σ3). Portanto, a tensão pulsante é somente a tensão desvio

(σd = σ1 – σ3). Os deslocamentos sofridos pelos corpos de prova são medidos através de

transdutores mecânicos eletromagnéticos (linear variable differential transducers –

LVDTs), ao longo da dimensão de interesse (BERNUCCI et al., 2008).

Segundo McDonald e Raymond (1984) apud Spada (2003), a freqüência de

carregamento de 1Hz reflete as condições de solicitação numa via férrea.

O módulo de resiliência (MR), que serve como parâmetro de entrada para o

cálculo de tensões e deformações no pavimento, é por definição dado pela equação 2.11

a seguir:

Sendo:

σd - tensão desvio ou desviadora;

εr - deformação específica axial resiliente em mm/mm, dada por Δh/h0;

A figura 2.14 ilustra o esquema de aplicação de cargas nos corpos de prova e

os resultados obtidos a partir do ensaio triaxial de carga repetida.

41

Figura 2.14 – Tensões aplicadas e deslocamentos no ensaio triaxial cíclico (BERNUCCI

et al., 2008).

Bernucci et al. (2008), ressaltam que apesar dos solos não apresentarem um

comportamento puramente elástico, o uso da teoria da elasticidade vem sendo aplicada

com sucesso como uma hipótese simplificadora e que dependendo da história de tensões

e da gênese dos solos, seu comportamento pode ser aproximado como elástico não

linear.

Com relação à preparação de amostras de solo para o ensaio, um dos principais

aspectos destacado por Motta e Medina (2006) é o fato de que devido a diversos estudos

de campo constatou-se que a umidade de equilíbrio de pavimentos rodoviários bem

projetados e construídos com adequados dispositivos de drenagem superficial e

profunda no Brasil, pode ser considerada igual, no máximo, ao teor de umidade do

ensaio de Proctor Normal de compactação, tanto para a camada de subleito como para

as camadas intermediárias. Assim, considera-se válido adotar como critério, que o teor

de umidade das amostras preparadas para serem submetidas a ensaios triaxiais cíclicos

seja a umidade ótima para a energia de compactação adotada.

Os corpos de prova são preparados em moldes tripartidos, devidamente

compactados conforme o método de Proctor, na energia de projeto: Normal (PN),

Modificada (PM) ou Intermediária (PI), sendo esta última de prática quase exclusiva no

Brasil (MOTTA e MEDINA, 2006). Ressalta-se que é sob a energia do ensaio de

Proctor Intermediário que geralmente se compacta a camada de sublastro nas ferrovias

nacionais.

42

Guimarães (2001) reporta que para estudos de deformação permanente é mais

adequado o emprego de um carregamento repetido com número de aplicações superior a

100.000 ciclos, para melhor definição da curva que relaciona a deformação permanente

total e o número de ciclos de aplicação de cargas, pois a forma desta curva pode ser tão

importante quanto o valor total obtido.

Na figura 2.15 é apresentado o equipamento atualmente utilizado na

COPPE/UFRJ (laboratório onde foram realizados os ensaios da presente pesquisa) e um

exemplo de registro dos deslocamentos usados no cálculo das deformações.

Figura 2.15 – Equipamento de compressão triaxial de carga repetida do Laboratório de

Geotecnia da COPPE/UFRJ e um exemplo de registro de deslocamentos durante o

ensaio (MOTTA e MEDINA, 2006).

Apresentam-se nos subitens 2.7.1 e 2.7.2 a seguir, os modelos de

deformabilidade em solos, tanto para deformação resiliente como para deformação

permanente, ambos obtidos através dos ensaios triaxiais de carga repetida. Introduz-se o

conceito de shakedown (ou acomodamento) como um fenômeno aplicado a pavimentos,

em especial a camadas de pavimentos em solo tropical.

2.7.1. Modelos de Deformabilidade em Solos

Os modelos de deformabilidade dos solos para fins de pavimentação objetivam

predizer o comportamento do material visando esta aplicação específica. Atualmente,

dispõe-se de modelos de previsibilidade tanto para a deformação resiliente quanto para

a deformação permanente.

43

Quanto à deformação resiliente, Spada (2003) destaca que o módulo de

resiliência (MR) depende da natureza dos solos (granulometria, mineralogia, textura e

plasticidade da fração fina), da umidade, do grau de saturação, da densidade e do estado

de tensões aplicado.

Nos solos arenosos, para as condições de umidade e peso específico presentes

na condição compactada, o módulo de resiliência é dependente principalmente da

tensão de confinamento (σ3), ou da soma das tensões principais (θ), podendo ser

expresso pelas equações 2.12 e 2.13:

Para o caso do ensaio triaxial de carga repetida tem-se que:

θ = σ1 + 2 σ3 = σd + 3 σ3.

Segundo Spada (2003), o modelo para solos arenosos, também é utilizado para

britas de lastro e pode ser empregado para solo com menos de 50% de finos, seja ele

saprolítico, laterítico ou sedimentar.

Svenson (1980) propôs um modelo para solo argiloso para representar a

deformação resiliente dos solos, conforme mostrado na equação 2.14, em geral com K2

negativo:

Atualmente tem sido mais empregado um modelo chamado de composto, que

junta os dois modelos mais comuns (2.12 e 2.14), sendo genérico para qualquer tipo de

solo, expresso por:

Spada (2003) observa ainda que um modelo constante do módulo de

resiliência foi verificado para solos saprolíticos, silto-arenosos, micáceos, de módulos

baixos e em solos de formação laterítica com módulos altos fortemente cimentados.

44

Na tabela 2.2 mostra-se um conjunto de ensaios de módulo de resiliência de

solos finos lateríticos estudados por Marangon (2004) e na tabela 2.3 os resultados da

caracterização geotécnica convencional dos solos da tabela 2.2.

Tabela 2.2 – Módulos de Resiliência de alguns solos com valores para os parâmetros

dos modelos σd, σ3, e composto, com respectivos valores de R2 – tensões e MR

expressos em MPa (MOTTA e MEDINA, 2006).

Tabela 2.3 – Caracterização geotécnica convencional para os solos da tabela 2.2

(MOTTA e MEDINA, 2006).

45

Motta e Medina (2006) ratificam Spada (2003), afirmando que os solos de

comportamento laterítico, têm geralmente, módulos de resiliência melhores do que

solos não lateríticos de mesma granulometria, apresentando baixa deformabilidade

mesmo quando bastante finos (IP elevado).

Quanto à deformação permanente (εp), Spada (2003) afirma que para a

obtenção da parcela plástica acumulada de deformação, pode-se utilizar o modelo de

Monismith et al. (1975), expresso pela equação 2.16, referida como “Equação de

Monismith”:

Sendo N o número de repetições de carga, e A e B os parâmetros

experimentais obtidos dos ensaios triaxiais de carga repetida.

Segundo Guimarães (2001), tal modelo é o mais tradicionalmente empregado

para a determinação da deformação permanente de solos, porém tem sofrido críticas por

ser muito simplista e não levar explicitamente em conta as tensões, e quando o material

tende ao acomodamento das deformações permanentes, este modelo pode ser

superestimado.

A tabela 2.4 apresenta valores típicos para os parâmetros A e B da equação de

Monismith, obtidos para uma argila siltosa ensaiada em várias umidades e pesos

específicos aparentes secos por Svenson (1980).

A partir da derivação da equação de Monismith et al., Uzan (1985)

desenvolveu o modelo expresso pela equação 2.17:

Guimarães (2001) cita parâmetros μ e α obtidos a partir da experiência de

diversos autores, conforme se observa na tabela 2.5.

A título de exemplo, na tabela 2.6 são apresentados alguns resultados de

ensaios de deformação permanente obtidos pelos modelos de Monismith e de Uzan,

para lateritas pedregulhosas, segundo Motta e Medina (2006).

46

Tabela 2.4 – Valores típicos dos parâmetros A e B - modelo εp = ANB (SVENSON, 1980).

Tabela 2.5 – Valores de μ e α obtidos em diversas referências (adaptado de

GUIMARÃES, 2001).

Conforme Guimarães (2001), outra expressão de previsão da deformação

permanente foi proposta por Tseng e Lytton em 1989, e utiliza um modelo mecanístico-

empírico, conforme apresentado na equação 2.18.

Sendo:

δa (N) - deformação permanente da camada,

N - número de repetições de carga,

ε0, ρ, β - propriedades dos materiais,

εr - deformação específica resiliente,

47

εv - deformação específica vertical média resiliente,

h - espessura da camada.

Os parâmetros ρ e β e a relação ε0/εr são os parâmetros dos materiais obtidos a

partir de ensaios de deformação permanente, utilizando um conjunto de equações

experimentais específicas (GUIMARÃES, 2001).

Tabela 2.6 – Resultados de ensaios de deformação permanente de algumas lateritas

pedregulhosas pelos modelos de Monismith e de Uzan (MOTTA e MEDINA, 2006).

Existem ainda outros modelos para previsão da deformação permanente tanto

para solos granulares como para solos argilosos. Um exemplo nacional é o modelo

proposto por Guimarães (2009) que se propõe a ser mais preciso e adaptado à realidade

dos solos brasileiros do que os modelos anteriores e usualmente empregados. Tal

modelo é expresso pela equação 2.19, apresentada a seguir:

48

Sendo:

σ3 - tensão confinante em MPa,

σd - tensão desvio em MPa,

0 - tensão de referência, considerada com a pressão atmosférica de 0,1MPa,

N - número de ciclos de aplicação de carga.

Guimarães (2001) destaca que como critério para avaliar a deformação

permanente admissível do pavimento tem-se adotado o controle da tensão vertical

atuante no topo do subleito. Diversos autores têm proposto critérios diferentes para esta

tensão admissível, uns utilizando inclusive correlações com parâmetros empíricos

(como o do CBR, por exemplo), já outros propõem valores limites para a deformação

permanente. No entanto, segundo Stopatto (1987), um critério para definição da

máxima tensão vertical admissível no topo do subleito, é dado pela equação 2.20,

proposta por Heukelon e Klomp (1960):

Sendo:

σvmáx - tensão vertical admissível no topo do subleito,

MR - módulo resiliente médio,

N - número de ciclos.

2.7.2. Princípios da Teoria do Shakedown em Solos para Pavimentação

Em algumas obras geotécnicas, atuam carregamentos cíclicos que provocam

tensões não estáticas nos solos, e embora não sejam perfeitamente cíclicas, utiliza-se

esta denominação até em função da ausência de outro termo mais apropriado. As

principais estruturas geotécnicas sujeitas a carregamentos cíclicos são as mostradas na

figura 2.16 (O´REILLY e BROWN, 1991).

49

Figura 2.16 – Principais estruturas geotécnicas sujeitas a carregamentos cíclicos

(O´REILLY e BROWN, 1991).

Guimarães (2001) ressalta que para o caso específico da Geotecnia de

Pavimentos, o carregamento cíclico pode levar o solo à ruptura ou a uma tendência de

estabilização da deformação permanente. Tal estabilização quando ocorre após a

aplicação de um determinado número de repetições de carga (geralmente superior a

100.000 ciclos) é um fenômeno chamado de shakedown ou acomodamento.

Tal teoria que foi inicialmente desenvolvida para aplicações a metais

submetidos a cargas rolantes, foi aplicada pioneiramente a pavimentos por Sharp e

Booker em 1984, tendo sido posteriormente realizados estudos para avaliar sua

aplicabilidade a solos brasileiros para fins de pavimentação rodoviária por Guimarães

(2001) seguido de outros.

A teoria do acomodamento aplicada a solos com fins de pavimentação preconiza

que quando em um pavimento submetido a um carregamento cíclico cessam as

deformações plásticas para um determinado número de aplicações de cargas, o material

constituinte do pavimento entrou em shakedown.

50

A ausência ou diminuição considerável da deformação plástica do solo é oriunda

do equilíbrio entre as tensões responsáveis pelas deformações elásticas e as tensões

residuais, sendo a presença destas últimas (tensões residuais) condição fundamental

para ocorrência do fenômeno.

Segundo Guimarães (2001), o objetivo da teoria do shakedown é definir as

condições e limites, para um determinado carregamento, no qual o fenômeno ocorra.

Ele observou a tendência de ocorrência em solos tropicais laterizados, o que configura

mais um fator, além dos já elencados, que favorece a aplicação destes solos em camadas

de pavimentos.

Guimarães (2001) destaca três fatores principais que afetam a resposta de um

solo submetida a carregamento cíclico:

a) Ocorre uma variação nas propriedades do solo com o acúmulo de

deformações permanentes, devido, em geral, a um rearranjo microestrutural das

partículas. No modelo elasto-plástico estas variações são geralmente simuladas

usando-se leis constitutivas, incluindo alguma forma de fluxo plástico

secundário, que ocorre na superfície de ruptura primária.

b) Em uma estrutura real, num dado elemento que foi solicitado acima

do limite elástico, a tensão atuante não retorna a zero após cessar a solicitação.

Tensões residuais são induzidas no material e, como consequência, quando o

elemento se fizer novamente carregado sua resposta será distinta. Trata-se de

uma segunda forma de shakedown, chamada de shakedown estrutural, em

oposição ao shakedown do material, citado no item “a”.

c) Um terceiro fator, menos importante, responsável pela mudança na

resposta da estrutura é a possível mudança na distribuição da tensão de

carregamento induzida, provocada por deslocamentos permanentes. É o

chamado shakedown geométrico.

Guimarães (2001) reporta ainda, que vários autores classificam a resposta de um

solo submetido a carregamento cíclico em quatro categorias:

51

a) Puramente elástica: quando a carga repetida aplicada é

suficientemente pequena de modo a produzir deformações plásticas. Todas as

deformações são totalmente recuperadas;

b) Shakedown elástico: quando a carga repetida aplicada é ligeiramente

menor do que a carga necessária para produzir o shakedown plástico. A resposta

do material é plástica para um número finito de repetições de tensões-

deformações. Porém, a resposta última é elástica e o material é dito estar em

shakedown sendo que o máximo nível de tensões no qual esta condição é

mantida é chamado limite elástico do shakedown;

c) Shakedown plástico: quando a carga repetida aplicada é ligeiramente

inferior à necessária para produzir um rápido colapso. O material apresenta uma

resposta estável, sem deformações plásticas. Isso implica que uma quantidade

finita de energia é absorvida pelo material em cada nível de tensão-deformação.

Uma resposta puramente resiliente é obtida e o material é dito estar em

shakedown sendo que o máximo nível de tensões para o qual esta condição é

obtida é chamado de limite plástico do shakedown;

d) Incremento de colapso: quando a carga repetida aplicada é

relativamente alta. Uma grande parte do material está na condição limite e

deformações plásticas se acumulam rapidamente com a ruptura ocorrendo em

curto espaço de tempo.

Pesquisas da carga de shakedown elástico de um solo buscam determinar limites

superiores e inferiores, onde o limite inferior representa a menor carga para a qual se

verifica o shakedown e o limite superior a maior carga para a qual esta condição se

mantém (GUIMARÃES, 2001).

A figura 2.17 ilustra respostas típicas apresentadas por solos submetidos a

carregamento cíclico. Conforme pode ser observado na figura, a situação de escoamento

plástico conduz a uma diminuição das deformações plásticas, porém estas deformações

podem crescer indefinidamente ocasionando o colapso da estrutura.

52

Figura 2.17 – Respostas-tipo de um solo submetido a carregamento cíclico

(GUIMARÃES, 2001).

A figura 2.18 dá uma ideia das curvas de deformação permanente pelo número

de repetições de aplicação de carga, características dos solos para fins de pavimentação,

evidenciando a ideia de acomodamento das deformações permanentes.

Figura 2.18 – Curvas características de deformação permanente em solos pelo número

de repetições de carga, para fins de pavimentação (GUIMARÃES, 2001).

Na busca experimental pela compreensão e previsão da ocorrência deste

fenômeno em solos para pavimentação, Guimarães (2009) relata que a pesquisa do

53

shakedown com emprego do ensaio triaxial cíclico em solos, tem sido bastante realizada

atualmente em centros de pesquisa de vários países. Destaca entre outros trabalhos, a

produção de Werkmeister et al. (2001) e Werkmeister et al. (2003), envolvendo a

Universidade de Dresden na Alemanha e a Universidade de Nottingham na Inglaterra,

que objetivaram o desenvolvimento de um modelo de previsão para a deformação

permanente de materiais de pavimentação.

Dos trabalhos de Werkmeister et al. (2001) e Werkmeister et al. (2003), obtêm-

se resultados de vários ensaios de deformação permanente em materiais granulares, nos

quais se variou os níveis de tensões. De posse destes resultados, os autores distinguiram

três tipos de comportamento do solo quanto à deformação permanente (níveis A, B e C),

representados na figura 2.19 e comentadas em sequência.

O modelo do gráfico da figura 2.19 foi proposto por Dawson e Wellner em

1999, o qual representa no eixo das abcissas os valores obtidos da deformação

permanente acumulada vertical em metros pelo corpo de prova durante o ensaio cíclico

multiplicados por 10-3; e no eixo das ordenadas a taxa de acréscimo da deformação

permanente vertical por cada ciclo, multiplicada por 10-3 em ordem decrescente

(WERKMEISTER et al., 2001).

Para este modelo da figura 2.19, tem-se que:

a) O nível A – Shakedown ou acomodamento plástico: O material

apresenta deformações elásticas e plásticas até um determinado número de

aplicações de carga e, a partir daí, apresenta apenas deformações elásticas,

havendo, portanto, um acomodamento das deformações plásticas ou

permanentes.

Segundo Werkmeister et al. (2003), as curvas geradas pelo gráfico dos

resultados de ensaios de cargas repetidas ilustrados na figura 2.19, tendem a ser

paralelas ao eixo vertical, quando caracterizam de fato o fenômeno do

shakedown. Convencionou-se que a taxa de acréscimo da deformação

permanente por ciclo de carga deve ser da ordem de 10-7 metros por ciclo de

aplicação de carga. Neste caso, diz-se que o material entrou em shakedown,

quando a carga repetida aplicada é suficientemente pequena de modo a não

54

produzir deformações plásticas. Todas as deformações são totalmente

recuperadas;

b) O nível C – Colapso: Neste nível de solicitação, ocorrem

incrementos sucessivos de deformação permanente para cada ciclo de

carregamento e a resposta do material é sempre plástica. O material pode

apresentar ruptura por cisalhamento ou atingir níveis de deformação tal que o

torne inservível para fins de pavimentação. Da figura 2.19 conclui-se que: a taxa

de deformação permanente depende do nível de carregamento e decresce mais

lentamente se comparada com os domínios A e B.

Assim, considerando-se uma aplicação prática, o nível C pode resultar

na ruptura de um pavimento ferroviário pelo afundamento excessivo das

camadas constituintes da via (analogamente ao que acontece em uma rodovia no

caso da formação de afundamentos de trilha de roda excessivos).

c) O nível B: Corresponde a um nível de resposta intermediária às

solicitações impostas ao material, isto é, não é possível afirmar que o material

entrará em colapso, nem que ele entrou em shakedown. Nos ciclos iniciais de

aplicação de cargas a taxa de acréscimo da deformação permanente é muito

elevada, mas esta vai decrescendo, conforme ilustrado na figura 2.20, tornando-

se muito pequena, próxima a um nível constante.

Ensaios com até 700.000 ciclos de aplicação de cargas indicaram que

alguns materiais podem apresentar um repentino acréscimo na deformação

permanente próximo ao fim do ensaio (GUIMARÃES, 2009).

O gráfico da figura 2.19, por exemplo, apresenta para o nível B uma

tendência de paralelismo das curvas em relação ao eixo horizontal, sugerindo

que a taxa de acréscimo da deformação permanente tende a se estabilizar, porém

não atingindo valores na ordem de 10-7, que foi o critério proposto.

Durante os ensaios dinâmicos, é possível mensurar ainda, a deformação

resiliente do solo, a qual Guimarães (2009) observa que de acordo com a figura 2.21,

para os níveis A e B esta deformação mostra-se constante ao longo dos ciclos de

55

aplicação de cargas, e sua magnitude variou de acordo com o estado de tensões

empregado no ensaio.

Figura 2.19 – Domínios de deformação permanente vertical obtidos de ensaios triaxiais

dinâmicos em solo granular de Granodiorito, σ3=70kPa (WERKMEISTER et al., 2001).

Figura 2.20 – Taxa de acréscimo da deformação permanente variando com o número de

ciclos de aplicação de carga para o nível B (WERKMEISTER et al., 2001).

56

Figura 2.21 – Deformação resiliente variando com o número de ciclos de aplicação de

carga (WERKMEISTER et al., 2001).

Os níveis A e B podem ser distinguidos a partir da deformação resiliente, pois

para o nível A, a deformação resiliente aumenta progressivamente em função do

acréscimo da razão de tensões σ1max/ σc (WERKMEISTER et al., 2001). Isto implica

numa variação não linear em função desta última variável, conforme ilustrado na figura

2.22, na qual tem-se que σ1max é a soma entre a tensão desvio e a tensão confinante.

Pode-se observar ainda, que para o nível B, o incremento na deformação

resiliente é inferior ao observado para o nível A, com uma região de transição bem

definida. E ainda, pode-se afirmar que, quanto maior a razão de tensões maior será a

deformação resiliente. A partir dos resultados obtidos dos trabalhos de Werkmeister et

al. (2001) e Werkmeister et al. (2003), tais autores, estabeleceram uma equação

matemática definidora das zonas limites dos comportamentos correspondentes aos

níveis A, B e C. A equação obtida para o granodiorito foi a seguinte:

Onde:

57

σ1: tensão total axial,

σc: tensão confinante,

α, β: constantes do modelo experimentais.

Figura 2.22 – Deformação resiliente variando com a razão de tensões σ1max/ σc para um

solo granular de Granodiorito (WERKMEISTER et al., 2001).

Guimarães (2009) destaca que, de posse da equação 2.21, é possível estender os

limites do shakedown para razões de tensões não ensaiadas através de extrapolação,

conforme ilustrado na figura 2.23, na qual é possível observar que o nível A de

comportamento, que caracteriza a situação de shakedown, é associado a baixas razões

de tensões.

Nessa pesquisa se buscou a investigação do limite de shakedown do solo

estudado objetivando a obtenção de um gráfico que delimite os comportamentos tensão-

deformação, especialmente a curva limite do comportamento do solo no nível A, similar

ao apresentado na figura 2.23 para um solo granular.

58

Figura 2.23 – Limite de Shakedown para um solo granular de Granodiorito

(WERKMEISTER et al., 2001).

59

CAPÍTULO 3 – O PROJETO ESTUDADO

3.1. Introdução

Neste capítulo é apresentado um breve histórico da empresa Vale, do local do

projeto que foi objeto de estudo de caso desta dissertação, das condições que nortearam

a elaboração dos projetos básico e executivo do trecho em questão e é apresentada a

caracterização geotécnica da jazida selecionada, juntamente com a justificativa da

escolha desta jazida para aprofundamento dos estudos e sua classificação geotécnica

preliminar realizada por ocasião do projeto básico.

As jazidas de minério de ferro descobertas no sul do Pará, ao final da década de

1960, geraram uma demanda por serviços de transporte da produção mineral até as

áreas de embarque, de maneira a possibilitar o atendimento aos mercados externos.

No início da década de 1970, com a implantação do Projeto Ferro Carajás, foram

iniciados os estudos do sistema de transporte e porto de embarque como parte do

complexo minerador de Carajás, tendo sido verificada a viabilidade do transporte de

minério por meio ferroviário.

Em maio de 1976, o governo brasileiro outorgou à empresa Amazônia

Mineração - AMZA a concessão para a construção e operação da ferrovia entre a área

de Ponta da Madeira em São Luís – MA e a Serra dos Carajás no Pará.

Com o objetivo de escoar a produção de minério de ferro e de manganês das

minas de Carajás, a Estrada de Ferro Carajás (EFC) começou a ser implantada em 1982

e iniciou as suas operações em 1985, quando foi entregue pela Rodominas à Vale (então

Companhia Vale do Rio Doce – CVRD), em 28 de fevereiro de 1985 (DELGADO et

al., 2009).

Após sua privatização em maio de 1997, a CVRD obteve em 27 de junho de

1997, sob novo contrato firmado com a União, a concessão da exploração dos serviços

de transporte ferroviário de cargas e passageiros prestados pela EFC. A outorga dessa

concessão foi efetivada pelo Decreto Presidencial também de 27 de junho de 1997 e

publicado no Diário Oficial da União de 28 de junho de 1997. Assim, a então CVRD

60

deu prosseguimento à operação dos serviços de logística ferroviária na EFC a partir de

01 de julho de 1997.

No ano de 2003, conforme Delgado et al. (2009), a EFC iniciou o

desenvolvimento de projetos de instalação de novos pátios de cruzamento e a ampliação

de pátios existentes. Esses projetos tinham como objetivo atender à demanda crescente,

especialmente de transporte de minério de ferro, de forma a capacitar a ferrovia para o

aumento de escoamento da produção de minério provenientes do complexo minerador

de Carajás. Pode-se dizer que, desde então, começaram as atividades do Programa de

Capacitação Logística Norte, do qual o empreendimento em foco nesta dissertação faz

parte (AMPLO, 2011).

Nos seus mais de 25 anos de existência, além de minério de ferro e manganês,

têm passado pelos trilhos da Estrada de Ferro Carajás, anualmente, cerca de cinco

milhões de toneladas de produtos como madeira, cimento, bebidas, veículos,

fertilizantes, combustíveis, produtos siderúrgicos e agrícolas (destaque para soja),

flexibilizando o transporte de insumos entre as regiões norte e nordeste, além de

transporte regular de passageiros (DELGADO et al., 2009).

Nos últimos 5 anos, as composições da Estrada de Ferro Carajás transportaram

cerca de 465 milhões de toneladas úteis (TU) de minério de ferro provenientes da

província mineral de Carajás, embarcado no Terminal Ferroviário de Carajás (TFCJ), no

município de Parauapebas/Pará, além de outros produtos também transportados na

ferrovia (AMPLO, 2011).

3.2. Localização da EFC

A EFC está localizada nos estados do Maranhão e do Pará, respectivamente nas

Regiões Nordeste e Norte do Brasil, entre os limites geográficos definidos pelos

paralelos 2º 0’ 00” e 6º 0’ 00” de latitude sul e meridianos 44º 0’ 00” e 50º 0’ 00” de

longitude oeste. Percorre 668km e 224km, respectivamente, naqueles estados,

perfazendo um total de 892km de extensão, passando por 27 municípios.

Convencionou-se que o ponto de partida do estaqueamento definido pela

quilometragem é o quilômetro 0 (zero), localizado no início do Terminal Ferroviário

61

Ponta da Madeira - TFPM, em São Luís/Maranhão, e o ponto final é o quilômetro 892,

no início do terminal ferroviário de Carajás, no Pará.

O traçado da ferrovia está disposto na direção nordeste - sudoeste. De modo

geral percorre a planície Amazônica, passando por baixadas próximas a vales e

seguindo próximo ao percurso dos rios, principalmente ao curso dos rios Pindaré e

Itacaiunas. Tem elevação de greide entre os quilômetros 420 e 570, para travessia da

serra do Tiracambu e, ao final, para acessar o altiplano de Carajás, conforme

compartimentos a seguir:

Trecho inicial, do km 0 até o km 120 – corresponde ao trajeto de

saída da ilha de São Luís, travessia do canal do Estreito dos Mosquitos e entrada

na várzea do rio Mearim;

Trecho central do Maranhão, do km 120 ao km 420 – Acompanha

o rio Pindaré, em traçado muito próximo, mantendo a característica de greide

plano;

Trecho serra do Tiracambu, do km 420 ao km 570 – Com greide

em subida da serra até alto do Pindaré e Açailândia e, depois, descida até

Cidelândia;

Trecho oeste do Maranhão, do km 570 ao km 675 – Onde a

ferrovia se aproxima do rio Tocantins, seguindo entre o rio e a serra do Gurupi;

Trecho no Pará, do km 675 ao km 860 – Contorna a cidade de

Marabá e segue próximo ao rio Itacaiunas e rio Parauapebas ao norte da serra

Pelada, até o pé da serra dos Carajás em Parauapebas; e

Trecho final, do km 860 ao km 892 – Subida até a serra dos

Carajás.

Portanto, o traçado da ferrovia é bastante vinculado aos grandes rios, tendo um

greide de variação suave, em terreno plano, com poucos pontos de elevação. E cujo

projeto geométrico caracteriza-se pela predominância dos aterros em relação aos cortes,

sendo que estes aterros de maneira geral não são de grandes proporções

comparativamente a outras ferrovias brasileiras. O raio mínimo de curvatura horizontal

62

é de 872,59m, a rampa máxima no sentido importação (porto-mina) é de 1% e no

sentido exportação (mina-porto) é de 0,4%.

A figura 3.1 indica a localização geográfica da EFC utilizando uma imagem de

satélite como suporte, passando pelos estados do Pará e do Maranhão. A figura destaca

ainda a região objeto de estudo desta pesquisa (oeste do estado do Maranhão, Brasil),

que será caracterizada a seguir.

Figura 3.1 – Imagem de satélite com a localização da EFC, destacando a região de

interesse (oeste do Maranhão).

3.3. Caracterização da Região do Projeto

Segundo o relatório da empresa Prodec (2008), o trecho de interesse desta

dissertação, localizado na região oeste do estado do Maranhão, encontra-se totalmente

implantado em solos do grupo Barreiras do terciário superior do período cenozoíco. O

63

grupo Barreiras apresenta litologia constituída de conglomerados de natureza laterítica

ferruginosa e/ou aluminosa, com arcabouço aberto e suportado por matriz areno-

argilosa e arenito de granulação fina a média com matriz argilosa.

O ambiente da gênese do grupo Barreiras foi formado por sistema fluvial

meandrante – leques aluviais. Ocorrem sedimentos que variam de finos a

conglomerados, depositados por fluxos de detritos com lama. O grupo Barreiras no

trecho apresenta seixos constituídos de fragmentos lateríticos.

São descritas a seguir as principais características físicas da região oeste do

estado do Maranhão e que apresentam importância significativa para a compreensão dos

eventos naturais que ocorreram no passado e outros ainda atuando nos solos existentes

nessa região.

3.3.1. Clima

A área do projeto apresenta um clima característico de regiões quentes do tipo

tropical, predominante na região Amazônica.

Segundo a classificação de Kóppen, esse clima corresponde ao tipo AM (quente

e úmido), com temperaturas médias mensais situando-se acima de 18ºC, ficando em

torno de 24º e 26ºC, com os dias bastante longos e chuva periódica. A temperatura na

área é praticamente estável, havendo pouca variação. Em média, o mês mais quente é

outubro, com 29ºC, e o mais frio julho, com 24ºC (PRODEC, 2008).

O período chuvoso inicia-se geralmente em novembro ou dezembro e se

prolonga até julho, intensificando no período de janeiro a abril, onde a média mensal

atinge 300mm. Agosto, setembro e outubro são caracterizados por poucas chuvas. O

índice pluviométrico anual fica na faixa de 2.000mm, com média mensal de 170mm.

3.3.2. Solos

Os solos identificados na região estudada foram agrupados por ocasião do

projeto básico de duplicação da ferrovia em cinco grupos em função da pedologia e de

características como coloração e textura, conforme Prodec (2008):

64

Latossolo vermelho-amarelo de textura média: Trata-se do tipo de solo mais

restrito identificado na área, e está representado nas proximidades da cidade de

Açailândia (oeste do estado do Maranhão). Suas principais características são: textura

média, bastante porosa, permeável, friável. Essa qualidade de solo está geralmente

condicionada a relevos planos ou suavemente ondulados, nos topos das chapadas,

estando quase sempre associados com areias quartzosas e solos concrecionários

lateríticos, possuindo baixa fertilidade.

Latossolo amarelo com textura muito argilosa: Tipo de solo distribuído em

praticamente toda a área trabalhada, cuja ocorrência dá-se em relevo plano, nos topos

dos tabuleiros terciários e platôs cretáceos, por vegetação tipo floresta tropical sempre

verde. Possui uma fertilidade natural baixa, são geralmente ácidos. São bem drenados,

friáveis e permeáveis, sendo muitas vezes bastante argilosos.

Latossolo amarelo com textura argilosa: Solo contendo as mesmas

características e propriedades do anterior, com exceção da textura e do local de

ocorrência, visto que este apresenta uma textura argilosa e está condicionado às áreas

dissecadas com relevo ondulado ou fortemente ondulado. Esse solo compreende, na

área, o domínio das unidades: formação Itapecuru e coberturas terciário/quaternárias.

Latossolo amarelo com textura argilosa e solos concrecionários lateríticos: São

tipos representados pelo anteriormente citado, ocorrendo associado aos solos

concrecionários lateríticos, que são os solos que ocorrem em uma topografia

suavemente ondulada a fortemente ondulada, cobertos por uma vegetação de floresta ou

cerrado. Este solo em termos composicionais apresenta-se constituído de partículas

mineralógicas finas e concreções de dimensões variáveis. O seu perfil compreende os

horizontes A, com uma espessura em média de 20cm, contendo material argiloso ou

argilo-arenoso, além da matéria orgânica, e o B geralmente com 50cm de espessura de

sedimentos argilosos, fortemente ácidos. São localizados em região de platôs

suavemente ondulados, fertilidade natural com variação de média a baixa e representa,

na área, terrenos constituintes das coberturas terciárias.

Solos Aluviais: Também encontrados na região, estes solos de textura e

composição bastante heterogêneas, são caracterizados pelo seu enriquecimento em

65

minerais, condicionados a partir da deposição recente dos sedimentos pela rede de

drenagem local. Apresentam uma topografia plana e geralmente se desenvolvem nas

regiões das planícies de inundações ou nas calhas dos rios. Este tipo de solo representa,

na área, os depósitos recentes do período quaternário.

3.3.3. Hidrografia

Sob o ponto de vista hidrográfico, a área está condicionada a um regime

transicional, entre o clima semi-árido do Nordeste e o equatorial da Amazônia, fator

esse responsável pelo controle da rede de drenagem local, a qual se comporta ora de

forma perene, ora de forma intermitente, dependendo do índice pluviométrico da região.

Os cursos d’águas que interceptam o trecho em estudo são afluentes do córrego da Água

Branca, que contribuem para a bacia do Atlântico (trecho Norte/Nordeste).

3.3.4. Vegetação

Na área estudada, segundo o relatório Prodec (2008) da empresa Prodec

Engenharia, ocorrem quatro tipos de floresta densa:

Floresta densa ocorrendo nos altos platôs de rochas sedimentares,

bastante uniforme, com árvores grossas e altas chegando muitas vezes a mais de

50m. Não aparecem palmeiras nem estrato arbustivo. Quando há mata baixa,

esta, em sua maioria, apresenta árvores jovens em crescimento, resultantes de

matrizes próximas;

Floresta densa secundária latifoliada, proveniente da devastação

de floresta por processos que vão do arrastamento à retirada das árvores de valor

econômico;

Floresta densa de áreas constituídas por planícies aluviais; e

Floresta decidual latifoliada de regiões de baixos platôs formados

por rochas sedimentares, restrita às áreas de contato dos climas tropicais, super

úmido amazônico, semi-árido nordestino e monsônico do planalto central.

66

Entre as espécies de vegetais encontram-se com maior representatividade o pau

d’arco (Tabebuia sp), a maçaranduba (Manilkara huberi) e o angelim (Hymenolobium

petraeum). As matas-galerias estão representadas pelas palmáceas, tais como babaçu

(Orbignya oleifera), buriti (Mauritia vinifera), além do jatobá (Hymenaea

stigonoocarpa) entre outras.

As pastagens compreendem regiões e ocorrência de campos, os quais são

resultados da devastação da floresta densa por intervenções antrópicas.

Localmente são observados de forma pontual o desenvolvimento de uma

vegetação de pequeno porte tipo capoeira, associada a plantas heliófilas (cipós),

algumas vezes aparecendo mata de cocais. Essas vegetações representam as regiões

desmatadas pela atividade humana em áreas recém suprimidas ou aquelas já cultivadas.

3.4. Operação e Expansão da Estrada de Ferro Carajás

Operacionalmente, por ser uma estrada de ferro de linha singela, toda a

logística da EFC baseia-se nos conhecimentos de teoria das filas e de programação

linear, amparando-se fisicamente em seus pátios de cruzamento (DELGADO et al.,

2009).

Os pátios de cruzamento são trechos da linha férrea em que existem pelo

menos duas linhas paralelas, de forma que um trem possa passar pelo outro que esteja

estacionado, permitindo o cruzamento de dois trens. O trecho que dá continuidade

normal ao fluxo do trem é chamado de linha principal enquanto que o que permite o

estacionamento do trem é a linha paralela ou de pátio. A transposição de uma linha para

a outra é feita através dos AMVs (aparelhos de mudança de via), que conduzem as

rodas do trem para uma ou outra linha.

Atualmente na EFC, estes pátios têm a extensão variável de aproximadamente

4km cada um, para permitir que uma composição com 330 vagões e 4 locomotivas

(trem-tipo atual de minério de ferro na EFC) possa dar passagem à outra. Na EFC há

atualmente 56 pátios de cruzamento que estão localizados na sua maioria do lado

esquerdo da ferrovia, no sentido São Luís / Carajás, a cada 13km em média. Além de

permitir o cruzamento de composições, possibilita também manobrar, formar e

67

desmembrar trens, estacionar material rodante, carregar e descarregar vagões de carga

ou carros de passageiros, quando for necessário.

Aos pátios podem estar associadas outras linhas de manobra para conduzir as

composições para estruturas de apoio tais como oficinas e/ou postos de manutenção,

postos de abastecimento, garagem de autos de linha, estações ferroviárias/pontos de

parada, embarque e desembarque de cargas e passageiros, dentre outras. A figura 3.2

mostra o pátio-tipo para cruzamento de trens na EFC.

Figura 3.2 – Pátio-tipo de cruzamento na EFC (DELGADO et al., 2009).

A duplicação da EFC consistirá basicamente na interligação de pátios de

cruzamento, também denominados de locações. Estes trechos a serem duplicados por

ocasião do projeto, são denominados de segmentos e ficam situados entre pátios de

cruzamento. Logo, o segmento que visa ligar os pátios 6 e 7 por exemplo, é o segmento

de duplicação 6-7, ou simplesmente segmento 6-7.

Em função dos planos expansionistas da EFC o projeto de expansão foi definido

por fases, sendo que na primeira fase objetiva-se duplicar 10 segmentos da atual linha

singela da EFC, que são os segmentos: 6-7, 20-21, 24-25, 27-28, 30-31, 36-37, 37-38,

47-48, 48-49 e 53-54. Os trechos a serem duplicados nesta primeira fase, foram

numerados sequencialmente, compreendendo uma extensão total de 121,191km de linha

singela. Na tabela 3.1 apresenta-se a relação dos trechos a serem duplicados, bem como

as suas localizações e extensões correspondentes.

68

O projeto do pavimento ferroviário compreende a adoção de parâmetros

definidos pela Vale para: trilhos, dormentes (espaçamento e tipo), lastro (tipo e

espessura) e o posterior dimensionamento das camadas de sublastro e de reforço do

subleito (se for o caso).

Tabela 3.1 – Trechos de linha a serem duplicados na fase 1 de duplicação da EFC (fonte

do autor).

Os parâmetros pré-definidos pela Vale, conforme Souto (2010), foram:

Bitola: 1,60 metros;

Trilhos: Tipo TR-68 em aço carbono, formado por barras longas

(TLS), de 384,00m, correspondente a 16 barras de 24,00m soldadas

em estaleiro, e para segmentos em curvas com teores relativamente

69

altos de manganês e silício, laminados a quente e convenientemente

resfriados após a laminação;

Dormentes: Monobloco, de concreto protendido, seção trapezoidal

com altura de 22,5cm, base maior com 30cm e menor com 26cm,

comprimento de 2,80m, aplicados com espaçamento entre eixos de

61cm;

Fixação: A fixação dos trilhos será elástica, do tipo Pandrol;

Lastro: Rocha britada, granulometria correspondente à faixa nº 24 da

AREMA (2009), espessura de 30cm sob o dormente no alinhamento

do trilho interno.

O número de repetições do eixo-padrão (número “N”) a ser considerado no

projeto é de 7,95 x 107, correspondente à metade do tráfego previsto, considerando-se a

via duplicada. Utilizando-se os seguintes parâmetros para definição do número N:

Número de trens/dia: 27 trens;

Dias de operação por ano: 365 dias;

Período de Projeto: 12 anos.

Fator considerando ida e volta dos trens nas duas linha: 4.

Fator considerando apenas a linha que está sendo dimensionada: 2.

Nvagões= 27x365x12x330x4/2 = 7,81x107

Nlocomotivas= 27x365x12x6x4/2 = 1,42x106

Ndim= 7,95x107

Segundo AREMA (2009), a velocidade diretriz de projeto, deve ser aquela em

que o coeficiente de impacto não ultrapasse o valor de 1,4 para rodas com diâmetro de

965mm (38”). Portanto, para o projeto, foi adotado um valor de 80km/h.

Ressalta-se ainda que a carga/eixo padrão adotada para o projeto de expansão da

EFC é de 40 toneladas frente às 32 toneladas atualmente consideradas. Assim foi

resolvido utilizar a concepção de um pavimento no qual se compreenda o

70

comportamento mecânico das camadas integrantes, abandonando-se os métodos

empíricos convencionalmente empregados para caracterização do material e

dimensionamento da via.

Dessa forma, foi dimensionada a camada de sublastro para a construção de cada

um dos segmentos de duplicação por ocasião do projeto básico de expansão da EFC

pela empresa Prodec Engenharia segundo relatório Prodec (2008), utilizando-se ainda o

método empírico convencional e obtendo-se uma camada de sublastro com 30cm de

espessura e CBR mínimo de 28%.

Posteriormente tal dimensionamento foi reavaliado durante a elaboração do

projeto executivo por Spada no relatório Souto (2010) da empresa JM Souto

Engenharia, que empregou método mecanicista através do programa de computador

Ferrovia, no qual se buscou jazidas de solo naturais nas proximidades do projeto e que

pudessem, sem adição de outros materiais, serem competentes para emprego como

camada de sublastro na EFC ainda utilizando correlações com os valores de CBR do

projeto básico, visto que não foram feitos ensaios dinâmicos para a obtenção dos

parâmetros de projeto da via férrea.

O esquema de carregamento utilizado para o dimensionamento do pavimento

ferroviário é mostrado na figura 3.3, e representa o efeito de uma composição de dois

vagões gôndola tipo GDT, considerando o carregamento de 40 toneladas por eixo.

Devido às condições de carregamento dinâmico impostas à via, foi considerado um

coeficiente de impacto igual a 2, próprio para dormentes de concreto segundo

especificação da AREMA (2009). Dessa forma, obteve-se um carregamento vertical de

80 tf por eixo ou, ainda, 40 tf por roda.

Figura 3.3 – Composição de dois vagões GDT (SOUTO, 2010).

71

Segundo Spada em Souto (Souto, 2010), verificou-se que a condição mais

severa imposta à via, em termos de tensões e deslocamentos, é dada pela composição de

truques entre vagões adjacentes. Devido à distribuição dos pontos na malha do

programa computacional Ferrovia 3.0 (que foi utilizado para tal análise), a distância

entre eixos de vagões teve que ser ajustada para as configurações de grade propostas

(dormentes espaçados de 61 cm), levando ao modelo de carregamento mostrado na

figura 3.4.

40tf

40tf

40tf

40tf

40tf

40tf

40tf

40tf

61cm

Composição de dois vagões GDT (80tf/eixo) / espaçamento entre dormentes de 61cm(esquema em planta)

244cm 183cm183cm

Figura 3.4 – Esquema em planta do carregamento aplicado nas

simulações numéricas para as configurações com 80 tf/eixo (SOUTO, 2010).

Dessa forma, obteve-se no projeto executivo uma camada de sublastro com

espessura mínima de 25cm e MR de 180MPa, ficando definido que posteriormente

seriam contratados ensaios mecânicos e novas análises computacionais visando

confirmar ou refutar a adoção de tais valores. O que se pretende em parte com esta

dissertação.

Tal diferença de espessura nos projetos básico (30cm) e executivo (25cm), pode

ser explicada, em parte, pelos diferentes valores de tensão vertical atuante no topo da

camada de sublastro ao se empregar um método puramente empírico ou o método

mecanicista. Utilizando-se o método empírico, obteve-se uma tensão vertical de

0,217MPa, sendo que na análise numérica computacional realizada por ocasião do

projeto executivo foi obtida uma tensão de 0,151MPa. O valor obtido pelo método

mecanicista, ratifica Paiva et al. (2008), que relata que no sublastro do pavimento

ferroviário da EFC (carga/eixo de 40 toneladas), geralmente atuam tensões induzidas

pelo tráfego da ordem de 0,140MPa.

72

Grande parte das jazidas mapeadas para os trechos de expansão da EFC

atenderam aos critérios convencionais de classificação bem como as normas

internacionais e brasileiras que classificam o material baseado na sua granulometria e

em suas propriedades índice, principalmente devido ao fato de tais materiais

apresentarem muitas vezes concreções lateríticas em suas matrizes de solo.

No entanto, para alguns segmentos de expansão da ferrovia, os materiais

disponíveis são solos finos, que apesar de não atenderem plenamente as normas

internacionais, comumente utilizadas no Brasil, apresentavam indícios de serem solos

competentes para os fins propostos em função de seus aspectos de laterização

tipicamente tropicais.

Logo, para estas jazidas, buscou-se um melhor entendimento do solo baseado no

sistema de classificação MCT e na análise da deformabilidade de tais solos, tanto no

que diz respeito ao seu comportamento resiliente, quanto no que se referente ao seu

comportamento de deformação permanente frente às solicitações impostas pela

passagem das composições. Sendo que nesta dissertação foi selecionada uma jazida

representativa da região de interesse.

3.5. Localização, Materiais e Caracterização Preliminar

Das quatro jazidas que apresentaram algum resultado que não pôde ser

perfeitamente enquadrado nas especificações geotécnicas convencionais para sublastro,

três foram destinadas a serem utilizadas para duplicação do segmento 27-28, e uma a ser

empregada para duplicação do segmento 30-31. Na Vale e nas demais ferrovias

brasileiras as especificações para sublastro são basicamente as mesmas utilizadas para

seleção de material de sub-base em rodovias, limitando, porém, o IP do solo ao valor

máximo de 6, desconsiderando a possibilidade de ser maior quando o solo é laterítico

como se admite na especificação rodoviária e em Stopatto (1987).

Escolheu-se para análise da deformabilidade do material, a jazida que visa

atender a duplicação do segmento 30-31, denominada AES-06 (área de empréstimo para

sublastro, número 06) tendo em vista que neste segmento somente foi mapeada esta

jazida. Para o segmento 27-28, por exemplo, têm-se mais opções de material nas

73

proximidades do ponto de aplicação. Também foi considerado, conforme mostra a

tabela 3.2 que o solo da jazida AES-06 tem granulometria predominantemente fina,

foco de interesse da pesquisa desta dissertação. Destaca-se com relação a tabela 3.2

obtida do projeto básico do referido segmento – relatório Prodec (2008) – que os

ensaios de compactação indicados foram relativos a energia do ensaio Proctor

Intermediário e que existem alguns valores apresentados na referida tabela, como as

umidades ótimas de compactação, por exemplo, que suspeitou-se serem inconsistentes

com a granulometria de tais solos. Porém optou-se por reproduzir exatamente a mesma

tabela que se tinha para a seleção de materiais com o objetivo de mostrar a necessidade

de um aprofundamento nos estudos objetivando tal seleção.

Além disto, constatou-se em visitas de campo e com base na caracterização

geotécnica convencional, a grande ocorrência de materiais semelhantes ao da jazida

AES-06, na região de interesse (oeste do Maranhão), o que proporciona uma

expectativa de, com este estudo, chegar a um bom indicador do comportamento destes

solos na região pesquisada (PRODEC, 2008).

A figura 3.5 mostra uma imagem de satélite de todo o trecho a ser duplicado no

segmento 30-31 (ou locação 30-31 como denominado na figura 3.5) da EFC, indicando

o início e o fim do segmento de duplicação dados pelo final do pátio 30 e início do pátio

31, segundo Souto (2010).

Pode-se observar na figura 3.6 o aspecto de parte do referido trecho de

duplicação (segmento 30-31) a partir do final do pátio 30, marco inicial das obras de

duplicação do referido trecho, em foto de Souto (2010).

É mostrado na figura 3.7, um esquema do tipo diagrama unifilar do projeto de

expansão da EFC, onde se pode notar a posição da jazida AES-06 (a 1,99Km de

distância em relação ao eixo da linha 01 atual da EFC) para duplicação do segmento 30-

31 (entre as atuais locações 30 e 31), com área total de 1,40ha e um volume útil de

27.753,00m³, dos quais 14.350,00m³ devem ser utilizados para a construção do

sublastro por ocasião da duplicação deste segmento.

74

Figura 3.5 – Imagem de satélite do segmento 30-31 do projeto de duplicação da atual

linha singela da EFC (SOUTO, 2010).

Figura 3.6 – Vista a partir do final do pátio 30 e início da duplicação no segmento 30-31

(SOUTO, 2010).

75

Ainda com relação à jazida AES-06, na figura 3.8 é apresentado um croqui com

a localização da referida jazida para sublastro em relação à quilometragem de referência

da EFC, segundo relatório Prodec (2008).

E finalmente, apresenta-se na figura 3.9, o cadastro topográfico da jazida AES-

06, acompanhado das locações dos furos de sondagem executados por ocasião do

projeto básico de duplicação da EFC e que serviram para definir o volume útil da

referida jazida (“cubagem da jazida”).

Figura 3.7 – Diagrama unifilar do projeto de expansão da EFC, evidenciando dados da

jazida AES-06 a ser utilizada para construção do sublastro no trecho de duplicação do

segmento 30-31 (PRODEC, 2008).

Conforme mencionado, foram realizadas as caracterizações geotécnicas

preliminares para os solos das jazidas estudadas por ocasião do projeto básico de

duplicação da EFC. Na tabela 3.2 são apresentados os resultados desta caracterização

para a jazida AES-06, onde se pode observar em algumas coletas a predominância de

solos finos (particularmente nos furos oriundos das sondagens a trado: ST-4, ST-5A e

ST-10).

76

Figura 3.8 – Croqui de localização da jazida AES-06 em relação a quilometragem da

EFC (PRODEC, 2008).

Figura 3.9 – Cadastro topográfico da jazida AES-06 com as marcações dos furos de

sondagem executados por ocasião do projeto básico para definir o volume útil

(PRODEC, 2008).

77

A perspectiva de ocorrência de laterização destes solos foi criada em função

principalmente da baixa expansão apresentada nos ensaios de CBR (tabela 3.2),

acompanhada de valores relativamente elevados para o índice de suporte CBR. Estes

pontos foram forte indício que sugeriu a investigação mais detalhada deste material

utilizando-se ensaios dinâmicos e classificação geotécnica apropriada para análise da

sua deformabilidade visando obter parâmetros que justificassem o seu emprego como

camada de pavimento ferroviário, com ênfase na avaliação do desempenho quanto à

deformação permanente.

Conforme mencionado, ainda com relação a tabela 3.2, há certa incoerência

entre os altos valores de índices de plasticidade e as umidades ótimas relativamente

baixas.

Cabe ressaltar que, a rigor, segundo as normas convencionais de caracterização

geotécnica de solos (tratadas no item 2.6), todos os furos indicaram um material a

princípio inservível para aplicação direta (sem estabilização granulométrica ou

química), visto que o menor IP obtido foi de 17,70 e que a classificação HRB destes

solos em geral foi A7-6 o que indica a predominância de solos finos a princípio

incompetentes para fins de pavimentação.

Tabela 3.2 – Caracterização geotécnica preliminar para solos da jazida AES-06

(PRODEC, 2008).

78

Destaca-se ainda que apesar da tabela 3.2, não indicar presença de solos finos na

concepção de Nogami e Villibor (1995) para a jazida AES-06 visando classificação

MCT, que requerem um mínimo de 90% do solo passando na peneira de número 10.

Entende-se que é importante a obtenção da classificação MCT para a fração fina deste

solo que é predominante (mais de 50% passante na peneira de n. 200 – abertura de

0,075mm) e cujo critério baseado na plasticidade estava descartando o solo da jazida

para a aplicação pretendida (camada de sublastro ferroviário).

79

CAPÍTULO 4 – MATERIAIS E MÉTODOS

4.1. Introdução

Durante o projeto básico de expansão da EFC, algumas jazidas selecionadas

para fornecer material visando a construção da camada de sublastro do pavimento

ferroviário, não atenderam rigorosamente às especificações convencionais para

aplicação em camadas de pavimentos.

Tal constatação motivou na empresa, o aprofundamento dos estudos baseados na

análise de deformabilidade e na classificação MCT em função da natureza tropical

destes solos, constatada pela análise dos seus perfis de ocorrência.

Para a primeira fase de duplicação da EFC, foram obtidas basicamente quatro

jazidas com estas características, sendo que para esta pesquisa selecionou-se uma jazida

considerada crítica para a realização de tais estudos. Principalmente em função de ser a

única jazida disponível em distância economicamente viável para o segmento 30-31 e

em função dos demais aspectos já elencados, relativos à representatividade destes solos

na região de interesse (oeste do Maranhão).

Neste capítulo, são apresentados, a sequência operacional e os métodos de

realização de tais estudos, incluindo os processos de coleta, transporte e recebimento do

material, a separação, destorroamento, homogeneização e identificação do solo, além de

nova caracterização geotécnica, de novo ensaio de compactação que serviu para a

obtenção da curva de compactação do material com a consequente obtenção do corpo de

prova para a realização dos ensaios dinâmicos. Apresentam-se ainda os passos e os

resultados da classificação MCT e finalmente a metodologia utilizada para a realização

dos ensaios dinâmicos, possibilitando a análise dos resultados obtidos que serão

apresentados no capítulo seguinte.

4.1. Coleta, Transporte e Recebimento do Material

Para o início dos estudos experimentais desta pesquisa, procedeu-se nova coleta

do material em campo especificamente para este trabalho. A figura 4.1 mostra a

80

atividade de coleta do material da jazida AES-06 em campo, realizada no dia 10 de

junho de 2011 (aproximadamente 400Kg de solo).

Figura 4.1 – Coleta de solos da jazida AES-06 para estudos de deformabilidade em

laboratório (fotos do autor).

No processo de coleta, o material foi acondicionado em sacos plásticos e estes

embalados em sacos do tipo “sarrapilheira trançada”, sendo identificados através de

etiquetas, contendo: o nome do projeto, o nome da pessoa interessada, o segmento de

duplicação da ferrovia, a identificação da jazida, a locação atual mais próxima, a

quilometragem de referência em relação ao eixo da linha 01 atual da EFC e o número

do furo realizado para a coleta, conforme figura 4.2-a.

Após a coleta, acondicionamento e identificação, o material seguiu via rodovia

para o Rio de Janeiro/RJ, para a realização dos ensaios especiais no Laboratório de

Geotecnia (Setor de Pavimentos) da COPPE/UFRJ. Na figura 4.2-b pode-se observar a

chegada e a separação do material no referido laboratório em 28 de junho de 2011, para

início dos ensaios de interesse.

Durante o processo de seleção do material, já no laboratório da COPPE/UFRJ,

procurou-se selecionar os solos oriundos dos furos de sondagem que tivessem a

granulometria mais fina (foco de interesse da pesquisa) com o intuito de avaliar o seu

comportamento mecânico quanto à deformabilidade.

81

Figura 4.2 – (a) Padrão de etiquetagem das amostras coletadas em campo e (b) chegada

e separação do material no Laboratório de Geotecnia (Setor de Pavimentos) da

COPPE/UFRJ.

Dessa forma, foi selecionado o material oriundo do furo ST-06 da nova coleta

(que não tem uma equivalência direta com o furo ST-6 da tabela 3.2) da jazida AES-06,

cujo aspecto visual é mostrado na figura 4.3, tanto no estado úmido quanto após

secagem em estufa e destorroamento dos grãos e que em análise tátil-visual apresenta

uma textura aparentemente de solo fino argiloso.

Figura 4.3 – Aspecto do material a ser analisado: (a) estado úmido-saturado e (b) após

secagem em estufa e destorroamento dos grãos.

4.2. Secagem, Destorroamento, Homogeneização e Identificação do Solo

Após a separação do material no Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ, ele

foi previamente seco em estufa a uma temperatura de 80°C com o objetivo de retirar a

82

umidade excessiva e se conseguir destorroar o solo. Após a secagem e destorroamento,

o material foi separado em porções de aproximadamente 4.000g, e acondicionado em

sacos plásticos devidamente fechados, tendo sido medida a umidade higroscópica do

material.

Visando a realização dos ensaios triaxiais de carga repetida, tais amostras foram

posteriormente homogeneizadas individualmente em porções de 4.000g do solo da

jazida AES-06, adicionando-se água de tal forma a se atingir a umidade ótima

previamente calculada no ensaio de compactação, acondicionando cada amostra úmida

posteriormente em saco plástico fechado. Ao final do processo, todos os sacos plásticos

foram esvaziados em uma caixa de volume aproximado de 0,5m³, sendo o conjunto de

porções revolvidas diversas vezes dentro da caixa até que se garantisse a formação de

uma massa única de material. Esta massa finalmente foi dividida novamente em sacos

de 4.000g, que foram fechados e levados à câmara úmida para manutenção da umidade,

até a data de realização dos ensaios. Tal procedimento foi necessário porque não se

dispunha de um misturador automático com capacidade de homogeneizar grande

quantidade de solo, que foi necessário para a bateria de ensaios realizada. A figura 4.4

mostra o material sendo seco em estufa e posteriormente sendo adicionada a água para

homogeneização do material.

Figura 4.4 – (a) Material sendo seco em estufa e (b) homogeneização com adição de

água.

O material da jazida AES-06 recebeu ainda uma identificação específica que

segue um critério interno do Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ que objetiva

padronizar as amostras que chegam de várias fontes, permitindo a identificação correta

83

e imediata de cada material no laboratório. O material da jazida AES-06 recebeu a

codificação S-1193, tendo sido esta utilizada na identificação do material desta pesquisa

ao longo de todos os ensaios em laboratório.

4.3. Caracterização Geotécnica Convencional

Após a secagem e destorroamento dos grãos, o material da jazida AES-06 foi

novamente caracterizado no Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ, visando

confirmar o padrão tátil-visual granulométrico de solo fino desta jazida. Foi realizada a

caracterização granulométrica completa através dos ensaios de peneiramento (fração

grossa do solo) e de sedimentação (fração fina do solo) conforme procedimento da NBR

7181 (ABNT, 1988), a determinação da densidade real dos grãos conforme

procedimento da NBR 6508 (ABNT, 1984) e os ensaios para determinação do Limite de

Liquidez e de Plasticidade do solo conforme os procedimentos descritos nas NBR 6459

e NBR 7180 (ABNT, 1984).

Os resultados da classificação granulométrica apresentaram a distribuição

mostrada na tabela 4.1 e na curva granulométrica do material apresentada na figura 4.5.

É importante ressaltar que a curva granulométrica deste solo pode variar de

maneira significativa caso não se use um agente defloculante adequado durante o ensaio

de sedimentação, conforme prática do Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ, que

é mais adequado para solos tropicais por causa da possibilidade de formação de

concreções nas frações de dimensão silte e areia fina.

Tabela 4.1 – Composição granulométrica do solo da jazida AES-06. Escala ABNT.

Tais resultados confirmaram a predominância de finos no solo e a ausência

quase que total de material grosso, o que permite tratar este material como um material

84

fino, uma argila-siltosa, permitindo o uso da classificação MCT visando confirmar a

natureza laterítica deste solo para fins de aplicação como camada de sublastro.

Figura 4.5 – Curva de distribuição granulométrica para solo da jazida AES-06.

Foi realizado ainda, ensaio para obtenção da densidade real dos grãos do solo da

jazida AES-06, que expressa a razão entre o peso específico real dos grãos do solo e o

peso específico da água a 4oC, os resultados obtidos indicaram um valor de densidade

real média dos grãos de 2,713 para o solo estudado. Tais valores são apresentados na

tabela 4.2.

Os resultados dos ensaios de Limite de Liquidez (LL) e de Limite de

Plasticidade (LP) confirmaram novamente a predominância de finos no solo estudado.

Os resultados são expressos nas tabelas 4.3 e 4.4. E a figura 4.6 mostra a plotagem dos

pontos obtidos no ensaio de LL para obtenção do valor limite de liquidez do material,

apresentando ainda o valor do Índice de Plasticidade (IP) do solo, dado pela equação IP

= LL – LP, e para o qual se obteve um valor de 27%, que é um valor considerado

elevado para aplicação deste solo como camada de pavimento baseado nas normas

atualmente em vigor já comentadas.

85

Tabela 4.2 – Resultado do ensaio para obtenção da densidade real dos grãos para solo

da jazida AES-06.

Tabela 4.3 – Resultado do ensaio de Limite de Plasticidade para solo da jazida AES-06.

Tabela 4.4 – Resultado do ensaio de Limite de Liquidez para solo da jazida AES-06.

86

Figura 4.6 – Determinação do Limite de Liquidez e Índice de Plasticidade para solo da

jazida AES-06.

4.4. Ensaio de Compactação

Para determinação da umidade ótima de compactação do solo da jazida AES-06,

foi realizado o ensaio de compactação na energia do Proctor Intermediário (PI), visto

que a camada de sublastro especificada deve ser compactada com energia equivalente a

100% das condições de compactação deste ensaio.

O ensaio seguiu as diretrizes básicas da norma NBR 7182 (ABNT, 1988),

porém, na prática do Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ, é preferível fazer a

curva de compactação diretamente no cilindro de dimensões de 10cm de diâmetro por

20cm de altura ao invés de um cilindro Proctor para obtenção da curva de compactação

do referido solo, visando depois poder utilizar o mesmo corpo de prova nos ensaios

triaxiais de carga repetida.

Por ser esta altura do corpo de prova maior do que a do cilindro Proctor, a

energia de compactação escolhida é distribuída em mais camadas. O soquete é

correspondente ao do Proctor, mas utiliza-se um compactador mecânico para aplicação

dos golpes.

87

A figura 4.7 mostra a compactação sendo realizada no compactador mecânico

no Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ, incluindo o arrasamento do corpo de

prova no molde tri-partido finalizando o ensaio.

Figura 4.7 – (a) Ensaio de compactação e (b) arrasamento da camada final do corpo de

prova após compactação.

Apresenta-se na tabela 4.5, os resultados obtidos do ensaio de compactação na

energia do Proctor Intermediário (PI) para o solo da jazida AES-06.

Apresenta-se na figura 4.8, a curva de compactação obtida para o solo da jazida

AES-06, onde se pode observar a alta suscetibilidade do material à variação de umidade

no ramo seco da curva, o que conforme destaca Pinto (2002), é uma forte evidencia de

que o solo em questão trata-se de um solo laterítico. Esta característica, em

contrapartida, implica na necessidade de um controle bastante efetivo da umidade deste

solo no momento da compactação em campo, devendo-se evitar especificações do tipo

“variação de umidade aceitável”, ou seja, quando se trabalhar com solos lateríticos

como camada de pavimentos deve-se obter necessariamente a umidade ótima do ensaio,

evitando desta forma prejuízo ao desempenho da camada e do pavimento como um

todo.

Da curva de compactação da figura 4.8, obteve-se a massa específica aparente

seca máxima do solo, que é de 14,58 kN/m² e a umidade ótima de compactação que é de

26,5% para o solo da jazida AES-06 (bastante diferente dos valores apresentados na

tabela 3.2, confirmando a incoerência suspeitada nos valores apresentados na referida

tabela obtidos por ocasião do projeto básico de expansão do segmento 30-31).

88

Tabela 4.5 – Resultados do ensaio de compactação para solo da jazida AES-06.

Figura 4.8 – Curva de compactação do solo da jazida AES-06.

Estas características foram utilizadas para preparação dos corpos de prova que

foram submetidos aos ensaios triaxiais de carga repetida, tanto para o ensaio de módulo

de resiliência como para os ensaios de deformação permanente. A figura 4.9 mostra o

89

aspecto de um dos corpos de prova já compactado nas condições mencionadas de

máxima densificação e no ponto próximo ao de umidade ótima para a energia

equivalente a do ensaio de PI.

Figura 4.9 – Aspecto do corpo de prova compactado no ponto próximo ao de umidade

ótima com a energia equivalente a do ensaio Proctor Intermediário (foto do autor).

4.5. Classificação MCT

Os ensaios para classificação segundo a metodologia MCT desenvolvida por

Nogami e Villibor (1980), foram realizados para o solo da jazida AES-06 (S-1193), com

corpos de prova de 50mm de diâmetro, conforme preconizado na norma DNER-ME 258

(1994).

Foram realizados os ensaios mini-MCV seguido do ensaio de perda de massa

por imersão. Para estes ensaios, primeiramente foram homogeneizadas cinco porções de

500g de solo, variando o teor de umidade de cada porção, tendo para isso se

acrescentado: 120ml, 130ml, 140ml, 150ml e 160ml a cada porção e levando-as em

seguida para câmera úmida por 24h.

Após este procedimento parte do material de cada porção foi usada para obter o

teor de umidade e em paralelo procedeu-se o ensaio mini-MCV com 200g de cada

porção, guardando o restante para uma eventual necessidade de se repetir o ensaio.

90

A figura 4.10 apresenta as amostras do solo da jazida AES-06 já separadas em

frações de 200g para realização do ensaio mini-MCV e uma parte do material separada

para confirmar o teor de umidade após homogeneização.

Figura 4.10 – (a) Porções de solo para ensaio mini-MCV e (b) parte do solo já

homogeneizado, separado para confirmação do teor de umidade, para solo da jazida

AES-06.

Em seguida procedeu-se o ensaio mini-MCV propriamente dito, conforme

ilustrado na figura 4.11, que mostra na foto 4.11-a o aparelho de compactação

específico utilizado para a realização do ensaio durante a execução. Destaca-se como

principal característica deste equipamento, o fato de ser dotado de soquete em seção

plena, garantindo uma maior uniformidade na compactação dos corpos de prova em

relação ao método Proctor e na foto 4.11-b são mostrados em primeiro plano sobre a

bancada os moldes utilizados para compactação dos corpos de prova no referido ensaio.

O ensaio mini-MCV consiste na aplicação sucessiva de golpes, e, em sequencias

normatizadas se obtém as diferenças da altura do corpo de prova. Isto permite calcular

as massas específicas e desenhar uma família de curvas de compactação para várias

energias, com os mesmos corpos de prova, obtendo-se assim o parâmetro d’. Também

obtém-se as curvas de deformabilidade, que permitem calcular o parâmetro c´ da

classificação MCT.

A figura 4.12 apresenta as curvas de deformabilidade obtidas paras os corpos de

prova ensaiados pelo método mini-MCV e o valor do parâmetro c’ obtido, que foi de

2,48. E a figura 4.13 mostra a família de curvas de compactação obtidas para os

referidos corpos de prova, possibilitando a obtenção do parâmetro intermediário d’,

91

necessário para o calculo do parâmetro classificatório e’. Tendo sido obtido o valor de

230,8.

Figura 4.11 – (a) Execução do ensaio mini-MCV e (b) coleta dos dados do referido

ensaio mostrando em primeiro plano os moldes utilizados para compactação dos corpos

de prova.

Figura 4.12 – Curvas de deformabilidade obtidas no ensaio mini-MCV para solo da

jazida AES-06 e a consequente obtenção do parâmetro c’.

92

Figura 4.13 – Curvas de compactação obtidas no ensaio mini-MCV para solo da jazida

AES-06 e a consequente obtenção do parâmetro intermediário d’.

Após a realização do ensaio mini-MCV procede-se a remoção de cada corpo de

prova até que fique 01cm exposto para fora do molde possibilitando em seguida

submetê-los ao ensaio de perda de massa por imersão. A figura 4.14 mostra este

procedimento para um dos corpos de prova e também o início do ensaio de perda de

massa por imersão com os corpos de prova já dispostos em um tanque e sendo

adicionada água.

Em seguida os corpos de prova ficaram imersos em água durante um período de

24h, com o objetivo de se quantificar o volume de massa desprendido. Conforme já

mencionado no capítulo 2, tal procedimento possibilita uma avaliação da erodibilidade

do solo, que se espera baixa para solos lateríticos, em função do alto teor de óxidos de

ferro e alumínio, e caulinita na sua composição. A figura 4.15 apresenta os corpos de

prova 15 minutos após a imersão e 24h depois de imersas (final do ensaio), mostrando

que os corpos de prova que apresentaram tendência de desprendimento já a

manifestaram nos 15 minutos iniciais de imersão.

93

Figura 4.14 – (a) Extração do corpo de prova e (b) início do ensaio de perda de massa

por imersão.

Figura 4.15 – (a) Corpos de prova submetidos à imersão após 15 minutos e (b) após as

24h preconizadas para finalização do ensaio.

Após as 24h de imersão o material coletado do desprendimento dos corpos de

prova foi levado para secagem em estufa por 24h e em seguida pesado com o intuito de

se obter o parâmetro classificatório para o material, sendo que para o corpo de prova

com 120ml de água foi observado zero de desprendimento (fator 1), para o corpo de

prova com 130ml um desprendimento com “desplacamento” do material (fator 0,5) e

94

para os demais corpos de prova o material foi desprendido sem apresentar

“desplacamento”.

Com o valor da perda por imersão (Pi) e com o coeficiente intermediário d’ que

corresponde ao valor da declividade do ramo seco da curva de compactação

correspondente a 12 golpes mostrada na figura 4.13, calcula-se o parâmetro e’ que é

dado pela equação 4.1:

Observou-se no ensaio de perda de massa por imersão que o solo estudado

apresentou uma tendência de diminuição da perda por imersão com o aumento da

umidade, o que é coerente com a sensibilidade que este solo apresentou à umidade na

curva de compactação da figura 4.8.

O gráfico da figura 4.16 apresenta a perda de massa por imersão em função da

compactação mini-MCV, para cada corpo de prova cujo valor obtido foi de Pi = 40;

pode-se observar que os corpos de prova que apresentaram maiores perdas por imersão

foram os menos densificados no ensaio mini-MCV. A maior perda por imersão

observada para o solo estudado foi de cerca de 150% no ponto seco, no entanto, na

umidade ótima esta perda foi menor.

Após a obtenção dos parâmetros classificatórios e’ e c’ obtidos dos ensaios

mini-MCV e de perda de massa por imersão obteve-se a classificação MCT para o solo

da jazida AES-06 (S-1193), conforme apresentado na figura 4.17.

Verifica-se que o solo enquadra-se na faixa LG’, indicando um solo do tipo

argila laterítica ou argila laterítica arenosa. Neste caso como 77% do material é

constituído por argila e 17% de silte, conforme expresso na tabela 4.1, pode-se afirmar

que o material é uma argila siltosa laterítica (LG’).

Pela classificação MCT, os solos do grupo LG’ são mais frequentemente as

argilas e as argilas arenosas que constituem pedologicamente o horizonte B. Nogami e

Villibor (1995) ressaltam que quando tais solos apresentam porcentagem elevada de

grãos de areia, podem apresentar propriedades similares às dos solos LA’, possuindo, no

95

entanto, menor capacidade de suporte, menores módulos de resiliência, maior

plasticidade, menor massa específica aparente seca e maior umidade ótima para mesma

energia de compactação e maior contração por perda de umidade. Por outro lado, são

mais resistentes à erosão hidráulica, quando compactados apropriadamente.

Nogami e Villibor (1995) destacam ainda que tais solos frequentemente

apresentam colapsividade em estado natural quando imersos em água, principalmente

quando apresentam agregados bem desenvolvidos. Apresentando-se nesta condição

altamente permeáveis, apesar de serem granulometricamente classificados como argila.

Conforme mencionado no item 2.3, tal aspecto (permeabilidade) precisaria ser mais

cuidadosamente investigado para o solo em questão quando compactado

apropriadamente.

Figura 4.16 – Resultado de ensaio de perda de massa por imersão para solo da jazida

AES-06.

96

Figura 4.17 – Resultado da classificação do solo da jazida AES-06, no ábaco

classificatório segundo a metodologia MCT.

4.6. Ensaio de Módulo de Resiliência

O ensaio de módulo de resiliência (MR) foi realizado com corpo de prova de

10cm de diâmetro por 20cm de altura, tendo sido moldado na umidade ótima obtida do

ensaio de compactação na energia do PI. O ensaio foi realizado utilizando-se os pares de

tensão expressos na tabela 4.6 que são compatíveis com as que atuam em pavimentos

rodoviários (SANTOS, 1998) e foram estabelecidos através de sucessivos estudos em

várias partes do mundo e na COPPE/UFRJ, conforme citado por Medina e Motta

(2005), e constante da norma DNIT-ME 135 (2010).

Apesar do foco de interesse da pesquisa ser nos níveis de tensões compatíveis

com os que atuam na camada de sublastro de pavimentos ferroviários, optou-se por

manter tais níveis de tensões do ensaio normatizado de rodovias, de forma a possibilitar

a comparação com módulos já obtidos para outros solos lateríticos. Também e,

97

principalmente, porque tais níveis de tensões são superiores aos que o sublastro está

submetido, tornando o ensaio mais abrangente no que se refere à avaliação da

deformação resiliente do material comparativamente à sua condição de campo.

Tabela 4.6 – Pares de tensões usados no ensaio de MR para solo da jazida AES-06.

A figura 4.18 mostra o equipamento para realização do ensaio de MR no

Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ, na câmara triaxial está um corpo de prova

do solo da jazida AES-06.

Figura 4.18 – Ensaio de MR em curso para solo da jazida AES-06.

98

Cabe ressaltar que antes da realização do ensaio de MR propriamente dito foi

executado o condicionamento do corpo de prova na célula triaxial, no qual foram

aplicadas 500 repetições para cada tensão-desvio, nos pares de tensões apresentados na

tabela 4.7. Tal procedimento é importante no sentido de se eliminar possíveis

deformações iniciais excessivas durante o ensaio e que poderiam influenciar no

resultado do módulo de resiliência.

Tabela 4.7 – Pares de tensões usados para condicionamento do corpo de prova no ensaio

triaxial de cargas repetidas.

A figura 4.19 mostra a tela do programa de computador que controla o ensaio e

processa os dados obtidos durante as aplicações de cargas repetidas, mostrando a etapa

preliminar de condicionamento do corpo de prova e a forma dos pulsos de

deslocamentos elásticos resultantes de cada ciclo de carregamento. Como comentado, o

ensaio é internacionalmente padronizado com frequência de 1Hz, pulso de 0,1s e

repouso de 0,9s.

Figura 4.19 – Tela do condicionamento do corpo de prova para posterior realização do

ensaio de MR.

99

4.7. Ensaios de Deformação Permanente

Os corpos de prova utilizados para os ensaios de deformação permanente

seguiram o mesmo padrão dos que foram empregados para os ensaios de módulo de

resiliência e de compactação, ou seja: 10cm de diâmetro por 20cm de altura.

Os ensaios de deformação permanente foram realizados em diversos estados de

tensões, com o objetivo de se definir os limites de tensão admissível para o material,

inclusive investigando o fenômeno do shakedown. Tais níveis de tensões foram

empregados em 07 ensaios distintos conforme apresentado na tabela 4.8, de forma a

englobar as possíveis combinações de tensões as quais o material poderá ser solicitado

no pavimento ferroviário. O número de ciclos de aplicação de cargas, N, foi geralmente

superior a 150.000 ciclos, e os pares de tensões foram definidos buscando-se uma

variação bem ampla do estado de tensões, desde tensões bastante baixas até valores

elevados de tensão desvio, com o objetivo de mapear todos os comportamentos

possíveis para o solo da jazida AES-06. Os valores foram proporcionais a pares de

tensões já empregados por Werkmeister et al. (2001) e Werkmeister et al. (2003) em

solos granulares visando a pesquisa da ocorrência de shakedown no material.

Tabela 4.8 – Pares de tensões utilizados nos ensaios triaxiais cíclicos para avaliação da

deformação permanente para solo da jazida AES-06.

Com relação à realização do ensaio triaxial cíclico propriamente dito, se

considerou mais viável analisar a diferença entre o ensaio de deformação permanente

utilizado na presente pesquisa comparativamente ao de módulo de resiliência também

realizado e já mais comum nos laboratórios nacionais e internacionais, em detrimento

de se descrever em detalhes o ensaio propriamente dito.

100

O ensaio de módulo de resiliência consiste em uma fase de condicionamento

seguida de uma fase de ensaio propriamente dita na qual se aplicam variados pares de

tensão σd e σ3, e está discutido em detalhes em Ferreira (2008), entre outras referências.

Já para o ensaio de deformação permanente recomenda-se a leitura de Guimarães

(2009).

Rigorosamente o mesmo procedimento para moldagem dos corpos de prova e

montagem do aparato para o ensaio de módulo de resiliência é utilizado também para o

ensaio de deformação permanente. A principal diferença reside no fato de não se

realizar o período de condicionamento do corpo de prova, visto que todas as

deformações permanentes observadas são de interesse para a pesquisa, sendo que o

programa de computador que gerencia o equipamento triaxial cíclico da COPPE/UFRJ

já possui uma rotina para o ensaio de deformação permanente com este requisito

implementado, conforme se pode observar na figura 4.20.

Figura 4.20 – Tela do ensaio de deformação permanente do equipamento de cargas

repetidas da COPPE/UFRJ.

Na figura 4.20 está mostrada a tela do programa de computador que processa os

dados obtidos no ensaio de deformação permanente, apresentando em um gráfico no

canto superior esquerdo da tela a deformação permanente acumulada para o solo

ensaiado da jazida AES-06 em função do número de aplicações de carga (N).

101

Com relação ao mecanismo de fixação do corpo de prova na célula triaxial e no

conjunto de aplicação de cargas, cabe destacar que como sempre existe algum tipo de

folga entre a haste de aplicação de carga e seu encaixe no Top Cap convencionou-se que

um primeiro e único ciclo de carga deve ser aplicado ao corpo de prova, para corrigir

esta situação e evitar que seja feita uma primeira leitura errônea de deformação

permanente.

Portanto, o primeiro ciclo aplicado no corpo de prova e cuja deformação foi

registrada nos LVDTs foi, na verdade, o segundo. A partir daí o próprio programa

registra as leituras de deformação permanente automaticamente em um intervalo

previamente fixado de modo a melhor caracterizar o acúmulo das deformações, tanto

permanentes quanto resilientes, ao longo do ensaio.

Observações experimentais anteriores feitas por Guimarães (2001) e Guimarães

(2009), indicaram que um número mínimo de 150.000 ciclos de aplicação de carga é

suficiente para se avaliar a deformação permanente ao longo do ensaio. Isto acontece

porque muitas vezes, conforme mencionado, a forma da curva que indica as taxas de

acréscimo de deformação permanente, é mais importante do que o valor da deformação

permanente total obtido. Quando, por motivos diversos, no decorrer desta pesquisa,

algum ensaio teve que ser interrompido com um número de ciclos de aplicação de carga

inferior a este, procedeu-se novo ensaio com outro corpo de prova e mesmo par de

tensões.

A figura 4.21 ilustra o conjunto do equipamento triaxial e controles durante um

ensaio de deformação permanente em curso no Laboratório de Geotecnia da

COPPE/UFRJ para o solo da jazida AES-06. No total foram ensaiados oito corpos de

prova, visto que o ensaio 7 foi repetido conforme será explicado no próximo capítulo.

Após a realização dos ensaios de deformação permanente no solo da Jazida

AES-06, pesquisou-se um padrão de comportamento do solo da jazida AES-06 quanto à

influência das tensões na deformação permanente total acumulada.

Pesquisou-se ainda a ocorrência de shakedown no material, o nível de tensões

adequado para emprego do material estudado (limite de shakedown) e finalmente se

analisou a variação no valor do MR em função do incremento de deformação

102

permanente total para cada par de tensões. Estes resultados estão apresentados e

analisados no próximo capítulo.

Figura 4.21 – Ensaio de deformação permanente em curso para solo da jazida AES-06

no Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ.

103

CAPÍTULO 5 – ANÁLISE DOS RESULTADOS DE

DEFORMABILIDADE

5.1. Introdução

Neste capítulo são apresentados e discutidos os resultados dos ensaios

laboratoriais realizados no Laboratório de Geotecnia da COPPE/UFRJ (Setor de

Pavimentos), com vistas à avaliação da deformabilidade do solo em estudo visando

aplicação como camada de sublastro em pavimento ferroviário.

Inicia-se pela análise do valor médio do módulo de resiliência (MR) obtido para

o material ensaiado, comparando-se esse valor com o adotado pelo projeto executivo

desenvolvido para implantação do empreendimento (SOUTO, 2010). O valor de MR de

projeto foi definido a partir de correlações empíricas, propostas por Heukelon e Foster

(1960) a partir do CBR determinado no projeto básico do referido segmento de

duplicação (PRODEC, 2008). Comparou-se ainda com valores de referência obtidos em

Vertamatti (1988) para solos também amazônicos, em Marangon (2004) para solos

finos lateríticos de Minas Gerais e com valores de referência na literatura internacional

para solos não lateríticos granulares aplicados como camada de sublastro em vias

férreas de configuração similares a da EFC, obtidos em Selig e Waters (1994).

Em seguida, são analisados os resultados obtidos para as curvas de deformação

permanente (DF) do material, segundo o modelo de Dawson e Wellner (1999) apud

Guimarães (2009). Variou-se os níveis de tensões visando a obtenção dos limites de

tensão ao qual o material pode ser solicitado segundo critérios preconizados por

Werkmeister et al. (2001) e Werkmeister et al. (2003). Foram investigados: ocorrência

do fenômeno shakedown no material pesquisado, o nível de tensões adequado para

emprego do material estudado (limite de shakedown), e o MR após a deformação

permanente total no material para cada par de tensões utilizados nos ensaios de


104

5.2. Análise do Módulo de Resiliência

O ensaio de MR do solo deste estudo, feito em um corpo de prova recém

compactado, resultando nas seguintes expressões: MR = 283,06 σd-0,139, ou MR =

307,39 σ3-0,08 (σd, σ3 e MR em MPa).

Na realização do ensaio de módulo de resiliência adotou-se como valor de

referência para o solo estudado (jazida AES-06) a média aritmética dos valores obtidos

no referido ensaio. Embora este procedimento não seja o mais adequado na análise dos

resultados, se observa que na definição dos valores de módulo de resiliência em projetos

de pavimentos ferroviários, os projetistas adotam prática semelhante, facilitando desta

forma a comparação dos valores. E no caso, como os parâmetros experimentais K2

foram muito baixos a média é válida.

Ressalta-se que, conforme mostrado por Parreira et al. (1998), existe uma boa

repetibilidade do ensaio de módulo de resiliência, tanto para diferentes corpos de prova

moldados sob as mesmas condições quanto para um mesmo corpo de prova ensaiado

diversas vezes. De forma que seguindo esta linha de raciocínio, foi executado apenas

um ensaio para o solo em questão nas características de projeto: umidade e energia de

compactação. No caso de um projeto definitivo, naturalmente devem ser ensaiados

vários furos da mesma jazida.

Na figura 5.1 são apresentados os resultados do ensaio de MR em função da

tensão desvio (σd) realizado com o solo da jazida AES-06 nas condições de umidade

ótima e densidade máxima para a energia equivalente à do ensaio de Proctor

Intermediário.

Na figura 5.2 são apresentados os mesmos resultados da figura 5.1 em função da

tensão confinante (σ3) realizado com o solo da jazida AES-06.

De posse dos resultados obtidos, a média aritmética dos valores indicou um

valor de referência para o MR do solo da jazida AES-06 de 393MPa. Este valor,

elevado para um solo fino compactado com energia equivalente à do ensaio Proctor

Intemediário e nas condições de umidade ótima, foi alcançado devido à natureza

laterítica do material.

105

Figura 5.1 – Resultados de ensaio de MR em função da tensão desvio (σd) para solo da

jazida AES-06.

Figura 5.2 – Resultados de ensaio de MR em função da tensão confinante (σ3) para solo

da jazida AES-06.

O comportamento resiliente do solo da jazida AES-06 é mais influenciado pela

tensão desvio (σd) do que pela tensão confinante (σ3), comportamento esperado para

solos finos e coesivos.

Observou-se do resultado do ensaio triaxial que o solo laterítico da jazida AES-

06 apresenta, nas condições de preparação do corpo de prova, baixa deformabilidade

elástica comparativamente a materiais finos não laterizados (valor de referência de

106

393MPa). Tal característica corrobora o bom desempenho de solos lateríticos tropicais

em camadas de pavimentos, e justifica o objeto desta pesquisa.

Segundo apresentado por Paiva et al. (2008), no sublastro do pavimento

ferroviário da EFC (carga/eixo de 40t), como ordem de grandeza, atuam tensões

verticais (σv) induzidas pelo tráfego da ordem de 0,140MPa, e em análise numérica

computacional realizada por ocasião do projeto executivo se chegou a um valor de

tensão vertical atuante sobre o sublastro da ordem de 0,151MPa, tais valores são

equivalentes ao par de tensões 2.3 expresso na tabela 4.6.

Ressalta-se que no projeto básico da ferrovia, que utilizou um método empírico

de dimensionamento, se obteve como tensão vertical atuante no sublastro valor de

0,217MPa, bastante superior aos valores anteriores, o que mostra a dispersão dos

resultados em função do método de dimensionamento adotado. Tal valor corresponde

ao par de tensões 4.2 expresso na tabela 4.6. Sendo que o nível máximo de tensão

ensaiado é dado pelo par de tensões 6.3 da referida tabela e corresponde a uma tensão

vertical de aproximadamente 0,55MPa.

Tais referências são apresentadas como ordem de grandeza, e não eliminam a

necessidade de se proceder uma análise numérica computacional da resposta do

pavimento ferroviário particular do projeto em questão face ao carregamento imposto. E

no caso de ocorrerem tensões acima da tensão admissível do material, busca-se adaptar

o sistema multicamadas. Por exemplo, com aumento da espessura da camada de lastro

ou a redução do espaçamento dos dormentes. Comparam-se estas e outras alternativas,

vendo se uma delas é mais viável do que importar material para sublastro de distâncias

maiores. Outra alternativa, seria uma solução intermediária, através de estabilização

granulométrica ou química do material da camada de sublastro.

A título de comparação, destaca-se que o valor de referência adotado para o MR

do sublastro por correlações com o CBR presente no relatório de Souto (2010) para o

projeto executivo de duplicação do segmento 30-31 da EFC, foi de 180MPa. Tal valor

foi obtido utilizando a correlação de Heukelon e Foster (1960), no qual o MR = 750 a

1500 x CBR. E foi usado como input para simulação numérica com emprego do

programa computacional Ferrovia 3.0, considerando as condições de carregamento e as

107

características da superestrutura da via férrea na EFC já apresentadas no item 3.4

(capítulo 3).

A diferença do valor de referência obtido em laboratório com o valor adotado no

relatório de Souto (2010), ressalta a grande incerteza no dimensionamento de uma via

férrea baseado em parâmetros obtidos a partir de correlação com os valores de CBR do

solo em detrimento de parâmetros experimentais que representam com mais acurácia os

materiais disponíveis.

Até porque em termos de comportamento estrutural do pavimento ferroviário,

apesar de reduzir a tensão atuante no topo do subleito (camada subjacente) um valor

maior de MR pode implicar aumento da tensão no topo da própria camada de sublastro.

Assim, há necessidade de nova análise numérica do sistema multicamadas para avaliar a

compatibilidade dos materiais envolvidos, visto que se pode questionar se este aumento

de tensão na própria camada não implicaria em um aumento da deformação permanente

da camada. No item 5.3 a seguir, é avaliado o comportamento do material da jazida

AES-06 quanto à deformação permanente da camada em questão.

Observa-se ainda que o MR do solo da jazida AES-06 atinge valores

comparáveis ou mesmo superiores a materiais granulares, tradicionalmente

especificados em projetos de pavimentos, conforme os valores citados por Silva (2003)

para brita graduada simples (BGS) e algumas misturas estabilizadas

granulometricamente.

Em Balbo (2007), por exemplo, são apresentados resultados de ensaios de

módulo de resiliência em BGS do estado de Santa Catarina que variam entre 115 e

415MPa. Porém, Silva (2003) ressalta ainda, que se deve levar em consideração que o

funcionamento dessas camadas dentro de uma estrutura de pavimento pode ser

diferente, mesmo com módulos similares.

Vertamatti (1988) apresenta valores de MR para alguns solos amazônicos, no

qual se obteve uma variação de 200 a 300MPa para solos arenosos lateríticos com

poucos finos. No entanto, tal autor, obteve para alguns solos arenosos finos bem

distribuídos que apresentaram um comportamento coesivo, e possuíam em sua

108

distribuição granulometrica pedregulhos e finos da ordem de 35%, valores de MR de até

800MPa.

Marangon (2004) apresenta valores de solos finos lateríticos da região de Minas

Gerais, para os quais não foram adotadas as médias dos valores obtidos no ensaio e sim

o par de tensões 6.3 da tabela 4.6 (σd=0,412 e σ3=0,137 MPa), que segundo o autor, é o

nível de tensões correspondente aproximadamente ao que o material estará submetido

no topo da base de um pavimento de baixo volume de tráfego revestido com uma

camada esbelta de CBUQ com 3 a 4cm ou de tratamento superficial.

Os valores obtidos para corpos de prova moldados com energia equivalente à do

ensaio de Proctor Intermediário, resultaram em módulos variando de 139 a 446 MPa,

sendo que o autor ainda separa os valores obtidos segundo a classificação pedológica

prévia para cada solo estudado em sua pesquisa.

Visando um melhor parâmetro de comparação do módulo do solo da jazida

AES-06 (oriundo do oeste do Maranhão) com os valores de módulo obtidos por

Marangon (2004), deve-se comparar os valores no mesmo nível de tensões e não o valor

médio de 393MPa. Neste caso o valor do MR obtido para o solo da jazida AES-06

considerando o nível de tensões de σd=0,412 e σ3=0,137 MPa, é de 247MPa, valor

enquadrado dentro da faixa de valores obtido por Marangon (2004), e muito próximo da

maioria dos resultados obtidos por tal autor para solos finos lateríticos de Minas Gerais.

Outra comparação interessante, é do valor médio obtido de 393MPa como MR

do solo da jazida AES-06, com valores de referência para solos não lateríticos

granulares extraídos de Selig e Waters (1994) baseados em parâmetros obtidos em

laboratório e simulados computacionalmente com emprego do programa Geotrack. Tais

valores atingem módulos de resiliência máximos da ordem de 126MPa em vias férreas

com configuração similar à da EFC, ou seja, dormentes de concreto espaçados de 61cm

(o mesmo espaçamento adotado no projeto de expansão da EFC) e camada de lastro

pétreo com 38cm de espessura (frente aos 30cm adotados no projeto de expansão da

EFC).

Logo, o solo da jazida AES-06 pode ser considerado a princípio satisfatório, em

função do valor de MR obtido nas condições de ensaio, para emprego como material de

109

sublastro em pavimento ferroviário quando comparado com valores predefinidos para

input em simulações numéricas conforme relatório de Souto (2010), com valores

pesquisados para solos amazônicos por Vertamatti (1988), com valores de outros solos

finos nacionais pesquisados por Marangon (2004) e com valores de referência da

literatura ferroviária internacional para solos não lateríticos granulares (SELIG e

WATERS, 1994).

5.3. Análise quanto à Deformação Permanente

A deformação permanente conforme já mostrado no capítulo 2, é a principal

preocupação quando se trata do emprego de solos em camadas de sublastro ferroviário.

A análise dos resultados obtidos nessa pesquisa será feita avaliando-se isoladamente

alguns aspectos relativos a tal comportamento, conforme sequência expressa nos

subitens 5.3.1, 5.3.2, 5.3.3 e 5.3.4, apresentados a seguir.

5.3.1. Avaliação da Deformação Permanente Total

A variação da deformação permanente ao longo dos ciclos de aplicação de

cargas é mostrada na figura 5.3, para os vários corpos de prova do solo da jazida AES-

06 (S-1193). As curvas obtidas possuem formas similares, apresentando um

crescimento muito rápido até os 10.000 ciclos iniciais, em geral, e depois tendendo a um

valor constante à medida que se aumenta o número de aplicação de cargas.

Em todos os ensaios fica evidenciada a forte influência do estado de tensões,

tendo sido tais ensaios realizados com os pares de tensões já apresentados na tabela 4.8.

Ao se analisar os gráficos da figura 5.3, observa-se que com o aumento da tensão desvio

em 100% entre os ensaios 2 e 4 (de σd = 0,200MPa para σd = 0,400MPa), mantendo-se

constante a tensão confinante (σ3 = 0,100MPa), obteve-se um aumento da deformação

permanente total de 0,719mm para 2,093mm, que corresponde a um acréscimo de

191%.

Para o solo da jazida AES-06, no ensaio 1 conduzido com um par de tensões

muito baixo (σd = σ3 = 0,070MPa) a deformação permanente total observada foi de

110

0,353mm após 166.750 ciclos de aplicação de carga. Para o ensaio 2 aumentou-se a

tensão confinante para σ3 = 0,100MPa e a tensão desvio para σd = 0,200MPa,

aumentando a deformação permanente total para 0,719mm, ou seja, um acréscimo de

103%.

Figura 5.3 – Variação da deformação permanente total para solo da jazida AES-06.

Observa-se que o ensaio 6 foi conduzido com um nível de tensão desvio 50%

superior ao do ensaio 2 e metade da tensão confinante deste ensaio (σ3 = 0,100MPa no

ensaio 2 e σ3 = 0,050MPa no ensaio 6). Observa-se que as curvas que representam as

deformações permanentes para estes ensaios (2 e 6), são muito similares, quase

superpostas, indicando menor influência da tensão confinante na deformação

permanente total deste material, para o universo de variação de tensões confinantes

adotado. A diferença reside no fato de que para o nível de tensões do ensaio 6 o material

não indica um acomodamento das deformações permanentes tão evidente como no

ensaio 2. Para confirmação desta afirmativa, é necessário investigar a ocorrência do

fenômeno de acomodamento conforme modelo gráfico proposto por Dawson e Wellner

em 1999 discutido em Guimarães (2009), já apresentado na figura 2.19, que será

abordado no subitem 5.3.2 a seguir.

111

Neste contexto, cabe destacar ainda que apesar da deformação permanente total

superior no ensaio 4 relativamente ao ensaio 6, por exemplo, que apresenta um nível de

tensões bastante inferior, o primeiro apresentou uma tendência de acomodamento das

deformações permanentes que também foram investigadas.

Observa-se ainda, que para o ensaio 7 houve ruptura do corpo de prova após

pouco mais de 1.300 ciclos de aplicação de carga, ou seja, o material da jazida AES-06

é inadequado para este nível de tensões, que é realmente bastante elevado (σd =

0,420MPa e σ3 = 0,140MPa, implicando em σv = 0,560MPa) comparativamente a tensão

solicitante que atua na plataforma ferroviária para composições com carga por eixo de

40t – 0,140MPa conforme indicado por Paiva et al. (2008) e 0,151MPa no projeto

executivo de duplicação da ferrovia – conforme mostrado no capítulo 3.

Após a ruptura do corpo de prova com pouco mais de 1.300 ciclos de aplicação

de carga no ensaio 7, repetiu-se o ensaio no sentido de garantir que não houve nenhuma

falha na execução do ensaio que pudesse ter levado o corpo de prova à ruptura: a

ruptura ocorreu novamente nas mesmas condições e este segundo ensaio é que está

plotado no gráfico da figura 5.3.

Após a repetição do ensaio 7, em se confirmando a ruptura deste material para

tal nível de tensões, procedeu-se a retirada do corpo de prova rompido a fim de se

analisar o plano de ruptura e se obter o teor de umidade do corpo de prova,

procedimento que confirmou que a umidade estava correta. A figura 5.4 apresenta o

aspecto do corpo de prova rompido após a repetição do ensaio 7.

Esta situação de ruptura no ensaio de deformação permanente não é comum em

ensaios realizados nos laboratórios do Brasil, em especial os conduzidos por Guimarães

(2009), mas tem uma explicação lógica. Mesmo com um estado de tensões não muito

elevado pode-se levar o corpo de prova à ruptura desde que a razão de tensões seja

elevada, pois a resposta do material fica comprometida com baixas tensões confinantes.

Trata-se de uma forma de se atingir a situação de ruptura obtida por Werkmeister et al.

(2003), sem se elevar de maneira siginificativa a tensão desviadora, tendo em vista a

limitação do equipamento utilizado, se comparado com os existentes em laboratórios

internacionais.

112

Figura 5.4 – Corpo de prova rompido após repetição do ensaio 7.

Na figura 5.5 são apresentados os resultados captados pelo sistema de aquisição

de dados durante a realização da repetição do ensaio 7, já indicando que o corpo de

prova tendia novamente à ruptura.

Figura 5.5 – Tela do sistema de aquisição de dados durante a repetição do ensaio 7 de


Conclui-se, porém, que o solo deste estudo, mesmo em condições mais rigorosas

dos que as condições reais de emprego no pavimento ferroviário, como as impostas pelo

113

nível de tensões do ensaio 4, por exemplo, apresenta baixos valores de deformação

permanente, para condição de umidade ótima de compactação e energia de compactação

equivalente à energia do ensaio Proctor Intermediário, até certo valor de tensões.

5.3.2. Pesquisa da Ocorrência do Shakedown

Quando se considera um determinado material de Engenharia que está sujeito à

ação de cargas repetidas e apresenta uma deformação permanente estabilizada, após um

determinado número de ciclos de aplicação de carga, este fenômeno é denominado de

shakedown ou acomodamento.

Guimarães (2009) menciona algumas pesquisas de ocorrência do shakedown

através de ensaios triaxiais de cargas repetidas elaborados por Werkmeister et al. (2001)

para solos granulares, onde se utilizou o modelo de Dawson e Wellner para a

apresentação e análise dos resultados. Neste modelo se definem três tipos de

comportamento, ou domínios, a saber: comportamento tipo C, correspondente a ruptura

do material; comportamento tipo A, correspondente ao acomodamento e o

comportamento tipo B, que corresponde ao escoamento plástico do material.

Neste trabalho optou-se por adotar o mesmo modelo objetivando comparar os

resultados deste estudo com outros, possível pela padronização da representação, e na

figura 5.6 está a pesquisa de ocorrência do shakedown para o solo da jazida AES-06.

Observa-se analisando a figura 5.6 que os cinco primeiros ensaios realizados

(ensaios 1, 2, 3, 4 e 5) conduziram à situação de shakedown, ou acomodamento das

deformações permanentes, representada pela tendência das curvas se tornarem paralelas

ao eixo vertical (comportamento tipo A). O ensaio 6 apresentou uma resposta de

escoamento plástico do solo (comportamento tipo B) e o ensaio 7 levou o solo ensaiado

à ruptura, caracterizando um comportamento tipo C. Todos os corpos de prova foram

moldados na umidade ótima e energia equivalente à do ensaio Proctor Intermediário.

Guimarães (2009) afirma que, na prática sendo efetivamente válida a teoria do

shakedown, implica que existe um conjunto de estados de tensões tal que se o

pavimento for solicitado por um carregamento pertencente a este conjunto, então este

apresentará apenas deformações elásticas a partir de um determinado número de

114

aplicação de cargas, cessando as deformações plásticas ou permanentes. Este

comportamento é muito interessante para o caso do sublastro de um pavimento

ferroviário sujeito somente a afundamento, portanto na escolha do material para compor

esta camada deve-se dar maior atenção à plastificação ou deformação permanente.

Figura 5.6 – Pesquisa da ocorrência do shakedown empregando o modelo de Dawson e

Wellner para o solo da jazida AES-06.

Logo, é de interesse para qualquer projetista conhecer o estado de tensões limite

do material, condicionando o emprego deste a um nível de tensões em que se obtenha

do material, somente respostas num padrão de comportamento tipo A. A determinação

destes possíveis estados de tensões que favorecem o shakedown pode ser feita através

de ensaios triaxiais de carga repetida de deformação permanente a vários pares de

tensões.

Da análise dos gráficos da figura 5.6, observa-se também que os ensaios 3 e 5,

conduzidos com tensões desvio próximas, geraram curvas bastante similares e

aproximadas entre si. Nos ensaios 2 e 6, realizou-se o ensaio 6 com metade da tensão

confinante do ensaio 2, mas aumentando em 50% a tensão desvio, obtendo-se curvas

similares até uma determinada taxa de acréscimo da deformação permanente (da ordem

115

de 10-6), a partir daí, o ensaio 6 conduzido com tensão desvio maior induziu um

escoamento plástico do solo (comportamento tipo B), confirmando que este solo tem

maior influência da tensão desvio do que da confinante. A laterização deve criar uma

coesão verdadeira que faz o material ser menos sensível ao confinamento. Considerando

ainda que os ensaios foram realizados nos corpos de prova recém compactados, o

desempenho esperado de um solo laterítico caso se espere algumas horas ou dias de

“cura”, melhora ainda mais com relação à resistência à deformação permanente. Esta

característica foi observada por Svenson (1980), também para solos finos.

Ainda analisando o gráfico da figura 5.6, nota-se que o ensaio 4 conduzido com

elevado nível de tensão desvio, deformou-se bastante comparativamente aos demais

antes de entrar em shakedown, sugerindo dois comportamentos distintos ao longo da

realização do ensaio e reforçando novamente a forte influência da tensão desvio no

comportamento deste solo, visto que os demais ensaios conduzidos com tensão

confinante similar e tensão desvio bastante inferiores, não apresentaram esta

peculiaridade.

Logo, observou-se que na medida em que se reduziu o estado de tensões, caso

dos ensaios 1, 2, 3 e 5, fica menos nítida a tendência das curvas dos resultados

apresentarem dois comportamentos distintos.

Ainda com relação ao ensaio 6, cujo corpo de prova entrou em escoamento

plástico (comportamento tipo B), não cabe afirmar que o solo não poderá trabalhar neste

nível de tensões sob nenhuma hipótese. Deve-se comparar o número de ciclos do ensaio

para o qual ocorreu a mudança de comportamento com o número de passagens do eixo

padrão previsto para o período de projeto (N). Se o do ensaio for maior, é possível usar

o material.

5.3.3. Análise do Limite de Shakedown do Material

A partir dos resultados dos ensaios de deformação permanente, foi possível

estabelecer um comparativo entre os valores do limite de shakedown para o solo

estudado.

116

No gráfico da figura 5.7 é apresentada a curva limite de shakedown para o solo

da jazida AES-06, definida a partir dos referidos ensaios de laboratório.

No mesmo gráfico da figura 5.7 foram plotados ainda os pontos correspondentes

aos ensaios 6 e 7, que apresentaram comportamento de escoamento plástico (tipo B –

ponto azul) e ruptura (tipo C – ponto verde) respectivamente.

Conforme comentado no capítulo 2, Guimarães (2009) destaca que de posse

deste gráfico para o solo em questão pode-se obter a equação matemática que defina as

zonas limites correspondentes aos comportamentos A, B e C para o solo estudado e se

estender os limites do shakedown para razões de tensões não ensaiadas através de

extrapolação. Observa-se que o nível A de comportamento, que caracteriza a situação de

shakedown, é associado a baixas razões de tensões.

Uma possibilidade de extrapolação pode ser dada pela linha tracejada no gráfico

da figura 5.7, que define a área já mencionada pela hachura em vermelho. Ou seja, para

todos os estados de tensões compreendidos entre a curva limite de shakedown (curva

vermelha) e o eixo das abcissas, o solo da jazida AES-06 entraria em acomodamento

das deformações permanentes ou shakedown (comportamento tipo A), indicado pela

área hachurada em vermelho no referido gráfico.

Figura 5.7 – Pesquisa do limite de shakedown para o solo da jazida AES-06.

117

Observa-se ainda que o ensaio 6 executado com razão de tensões superior ao do

ensaio 7, não conduziu o solo à ruptura. Porém cabe chamar a atenção para a alta tensão

desvio do ensaio 7 (0,420MPa) comparativamente a empregada no ensaio 6

(0,300MPa).

Como se admitiu que o nível de tensões atuante na camada de sublastro do

pavimento ferroviário da EFC é relativamente baixo comparado aos níveis de tensões

ensaiados e aos níveis de tensões que o pavimento fica submetido em outros tipos de

carregamento (como os pavimentos rodoviários, por exemplo), considerou-se suficiente

os sete ensaios realizados para definir o comportamento do material. A ideia é usar este

gráfico da figura 5.7 como critério para projetar a espessura das camadas e

espaçamentos de dormente de forma a submeter este solo somente a níveis de tensões

correspondentes ao limite de shakedown do material durante a sua vida útil de projeto.

Para o caso de pesquisas mais amplas torna-se interessante definir ainda o limite entre

as zonas de escoamento plástico e ruptura.

5.3.4. Análise da Variação do Módulo de Resiliência

Após um elevado número de aplicação de ciclos de carga, o valor do módulo de

resiliência do solo, geralmente, sofre uma alteração que modifica a resposta estrutural

do sistema em camadas do pavimento. Tal alteração, em se tratando de solos finos (mais

influenciados pela tensão desvio do que pela tensão de confinamento), tende a enrijecer

a camada, elevando o seu MR. Tal comportamento foi confirmado pelos ensaios de

módulo de resiliência realizados imediatamente após cada ensaio de deformação

permanente, com exceção naturalmente do ensaio 7 no qual ocorreu por duas vezes a

ruptura dos corpos de prova.

Os valores médios dos módulos de resiliência associados aos respectivos ensaios

de deformação permanente estão indicados na tabela 5.1. Como para vários destes

ensaios realizados após os ensaios de deformação permanente, se observaram valores

elevados para o parâmetro experimental K2, não é recomendável trabalhar com a média

dos valores obtidos, de forma que são mostradas na mesma tabela, as equações dos

modelos obtidos, considerando como ensaio 0 (zero) aquele feito no corpo de prova

118

recém compactado (sem ter sido submetido ao ensaio de deformação permanente) já

apresentado e analisado no item 5.2. Os demais ensaios seguem a mesma sequencia

numérica dos ensaios de deformação permanente realizados imediatamente antes da

realização do respectivo ensaio de MR, não tendo sido o corpo de prova sequer retirado

da câmara triaxial.

Tabela 5.1 – Resultados de MR para solo da jazida AES-06 em corpo de prova recém

compactado, e imediatamente após a realização dos ensaios de deformação permanente.

As figuras 5.8, 5.9, 5.10, 5.11, 5.12 e 5.13 apresentam respectivamente os

gráficos dos resultados dos ensaios de módulo de resiliência tanto em função da tensão

confinante quanto em função da tensão desvio, realizados após cada ensaio de

deformação permanente aos quais eles estão associados. Para alguns ensaios (2, 3 e 6)

as curvas obtidas do ensaio de módulo de resiliência, se enquadram melhor em função

da tensão confiante do que pela tensão desvio. Isto, explica-se principalmente pelo fato

de que em alguns casos a mudança na densidade e na umidade após vários ciclos de

aplicação de carga, associado a aspectos inerentes a solos lateríticos como a cimentação

proporcionada pela caulinita podem possibilitar este comportamento.

Pode-se observar que em relação ao MR inicialmente obtido para o solo da

jazida AES-06 (393MPa), houve acréscimo no valor do módulo após praticamente

todos os ensaios de deformação permanente realizados, com exceção do ensaio 1 onde o

MR médio ficou em 356MPa (da mesma ordem de grandeza do módulo original).

Destaca-se, no entanto, que apesar de valores de MR maiores, os valores obtidos não

apresentam linearidade entre si.

119







120







121

CAPÍTULO 6 – CONSIDERAÇÕES FINAIS

6.1. Conclusões da Pesquisa

O objetivo desta dissertação foi de forma geral, avaliar a aplicabilidade de uma

jazida de solo fino tropical do oeste do Maranhão como material de sublastro na Estrada

de Ferro Carajás, visando expansão desta ferrovia.

Para isto, foi feita a seleção de uma jazida de solo que havia sido investigada por

ocasião do projeto básico de expansão da EFC e que era considerada crítica por não se

enquadrar nos sistemas convencionais de classificação e seleção de solos para uso como

camada de sublastro.

Na busca por melhor análise das características deste solo visando a finalidade

proposta, nessa pesquisa procedeu-se nova coleta em campo, identificação e seleção do

material de interesse (jazida AES-06), nova caracterização granulométrica, novo ensaio

de compactação (na energia do Proctor Intermediário), ensaios para classificação MCT

e ensaios triaxiais de carga repetida. Todos estes visando predizer o comportamento de

tal solo, principalmente com relação à deformação permanente, que é o principal

problema a ser evitado em se tratando de aplicação como camada de sublastro

ferroviário.

Com esta pesquisa concluiu-se que o solo da jazida investigada (AES-06) é

adequado para ser utilizado como material constituinte de camada de sublastro em

pavimentos ferroviários de maneira geral e em particular para o pavimento ferroviário

da EFC com vistas ao seu projeto de expansão: está apto a suportar as solicitações

impostas pela passagem das composições (40 t/eixo) em mais de 150.000 ciclos de

aplicação de carga sem deformação plástica acentuada, para níveis de tensões

compatíveis com esta camada. Para baixos níveis de tensões, apresentou uma tendência

de acomodamento das deformações permanentes. Cabe, no entanto, verificar o

dimensionamento mecanístico da via através de métodos numéricos que avaliem a

compatibilidade deste material com as demais camadas do pavimento ferroviário.

122

Corroborou-se com esta pesquisa, sob a perspectiva da deformabilidade, que as

metodologias convencionais para seleção de jazidas de sublastro baseadas nos critérios

de CBR e propriedades índice do solo como seu índice de plasticidade e sua

granulometria, não são suficientes para tal finalidade, especialmente quando se trata de

solos tropicais laterizados. Deve-se buscar imediatamente uma quebra de paradigma na

indústria ferroviária nacional convergindo para a adoção de metodologias mais

modernas e adaptadas ao nosso ambiente tropical visando os projetos novos e a

manutenção das vias férreas.

Este trabalho comprovou a aplicabilidade do solo oriundo da jazida pesquisada

(AES-06) como material de sublastro na EFC. E a partir de agora se tem elementos para

propor à Vale um novo critério para seleção de jazidas de material de sublastro, baseado

no sistema de classificação MCT e em ensaios dinâmicos.

Comprovou-se ainda a ocorrência do fenômeno shakedown no solo estudado,

definindo-se os níveis de tensões limites de ocorrência para o material. E analisou-se a

variação do módulo de resiliência do solo após o incremento de deformação permanente

proporcionado pelos ensaios com mais de 150.000 ciclos de repetição de carga.

No caso de pequenas intervenções, obras localizadas, ramais ferroviários para

funcionarem como variante temporária de uma linha principal e/ou outras obras

ferroviárias de menor vulto, orienta-se a proceder, pelo menos, a classificação MCT

para seleção da jazida de sublastro. Os ensaios para classificação MCT são de simples e

rápida realização e o resultado final apresenta boa correlação com o módulo de

resiliência do solo. Cabe obviamente, maiores estudos no sentido de estabelecer faixas

qualitativas de correlação associadas aos diversos quadrantes do ábaco proposto por

Nogami e Villibor (1980), aplicados à área de interesse do projeto.

Com relação a estudos que ficaram fora do escopo desta dissertação, destaca-se

o fato de que não se investigou a adequação do solo estudado a aspectos de

drenabilidade e transição, avaliando o atendimento ao critério de filtro de Terzaghi e

não foram realizados ensaios específicos de expansão no solo estudado. Tais estudos

são importantes para, associados a análise de deformabilidade, poder se definir pelo

emprego de um determinado solo como material constituinte de camada de sublastro.

123

6.2. Sugestões para Pesquisas Futuras

Como sugestões para pesquisas futuras, destacam-se:

A realização de mais ensaios de deformação permanente com o

solo da jazida AES-06, variando ainda mais os estados de tensões, visando

melhor definição da curva limite de shakedown do material pesquisado e a

definição da curva limite de escoamento plástico;

A realização de ensaios deste tipo para outras jazidas da região,

visando maior abrangência dos resultados obtidos;

A realização de ensaios deste tipo com um tempo de “cura” do

corpo de prova;

A análise computacional do pavimento ferroviário baseada nos

parâmetros obtidos na presente pesquisa, de preferência comparando os

programas de computador atualmente disponíveis (Geotrack, Kentrack, Illitrack

e Ferrovia) visando uma possível otimização;

A definição dos parâmetros do modelo de deformabilidade

plástica proposto por Guimarães (2009) que permite uma modelagem melhor e,

portanto, previsão mais consistente de afundamentos;

Pesquisar o efeito da variação de umidade na deformação

permanente e no comportamento do pavimento como um todo para os solos do

oeste do Maranhão aplicados como sublastro ferroviário na EFC;

Obtenção de parâmetros em escala real, por instrumentação de

trechos da via permanente, construídos com o emprego de solos tropicais na

camada de sublastro;

Construção de um arranjo experimental onde se possa testar em

verdadeira grandeza o comportamento do pavimento ferroviário frente às

solicitações impostas pelo tráfego das composições através de modelos físicos

similares ao experimento já desenvolvido para pavimento rodoviário na

COPPE/UFRJ por Silva (2009); e

Pesquisar a aplicabilidade do critério de filtro de Terzaghi à solos

lateríticos tropicais quando aplicados como camada de sublastro em pavimentos

ferroviários, visto que esta funciona bem em se tratando de solos não lateríticos.

124

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