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Idalíria de Moraes Dias
ESTUDO DE SOLOS TROPICAIS PARA USO EM
PAVIMENTAÇÃO A PARTIR DE ENSAIOS
TRIAXIAIS ESTÁTICOS
Dissertação apresentada à Escola de
Engenharia de São Carlos, da
Universidade de São Paulo, como parte
dos requisitos para obtenção do título de
Mestre em Engenharia Civil: Área infra-
estrutura de transporte.
Orientador: Prof. Tit. Alexandre Benetti Parreira
São Carlos
2007
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DEDICATÓRIA
A Deus,
“Porque vossa graça me é mais preciosa do que a vida, meus lábios entoarão vossos louvores.
Assim vos bendirei em toda a minha vida, com minhas mãos erguidas vosso nome adorarei.”
Salmo 62
AGRADECIMENTOS
A Deus, por minha vida, por todos os ensinamentos, por me permitir servi-vos, por todos os anjos que
colocou no meu caminho para me conduzir a Vós, por Vossa infinita misericórdia.
A todos os anjos que passaram e os que ainda estão presentes em minha vida:
Ao prof. Alexandre Benetti Parreira pela orientação, incentivo e aprendizado;
Ao CNPQ, Conselho Nacional de Desenvolvimento Científico e Tecnológico, pela bolsa de mestrado;
Aos funcionários e professores do departamento de Transporte pelo apoio em meu aprendizado e pelo
carinho;
Aos professores e funcionários do Departamento de Geotecnia da EESC/USP, em especial ao técnico José
Luiz pelo apoio e ajuda na realização dos experimentos necessários para o desenvolvimento deste trabalho;
Aos colegas e amigos do Departamento de Transportes e do Departamento de Geotecnia da EESC/USP,
Weslley, Eliana, Shirley, Marcelo Takeda, Hélio Marcos, Francis, Roger, Everaldo, Cleber, Ovidio,
Vivianne, Celane, Cleber, Tony, Jesner e João Olympio, pela amizade e pelo apoio no desenvolvimento deste
trabalho;
A meus pais Milton e Adair pelo apoio incondicional e por acreditarem em mim, mesmo quando eu mesma
não acreditava;
A minha vovozinha Luzia pela dedicação e amor;
A meus irmãos, Cristiane e João, a minha madrinha Anéria, aos meus tios Alair, Maria, José e Divina, e em
vocês a todos os meus tios, primos, cunhado, cunhada, sobrinhos, que fazem da minha vida um pedacinho do
céu;
A todos os mestres que passaram por minha vida, plantaram e cultivaram em mim este desejo pelo saber, em
especial: a “Tia” Mary pelo amor e dedicação no papel de educadora e a Prof. Maria Elisa por me apresentar
esta área da Engenharia Civil;
Ao meu anjo protetor Wilson Jose Dino, por me fazer conhecer um pouco mais de meu próprio coração, por
todo amor e dedicação;
A Aline Patrícia, Vanessa, Julianita, Maria Alice, Heltinho (Padrinho), Marcelo, Fernanda, Sara e
Aderson e todos meus irmãozinhos do GPP (Grupo de Partilha e Perseverança) e da “Totus Mariae”, pelas
orações e pela amizade;
A meus velhos e novos amigos: Jordana, Vanessa Licia, Vanessa Martins, Luciana, Maria Carolina, Ana
Beatriz, Junior, Gisele, Jussara, Roberta, Lucimar, Ursula, Dani, pelo apoio.
A todos, meus sinceros agradecimentos!!! Sem a dedicação, o carinho e o amor de cada um este trabalho não
seria o mesmo!!
SUMÁRIO
LISTA DE FIGURAS ...........................................................................................
LISTA DE TABELAS ...........................................................................................
LISTA DE ABREVIATURAS E SIGLAS ..............................................................
LISTA DE SIMBOLOS ........................................................................................
CAPíTULO 1 – INTRODUÇÃO ...........................................................................
1.1 Considerações iniciais .........................................................................
1.2 Objetivo ................................................................................................
1.3 Organização do trabalho ......................................................................
CAPíTULO 2 – REVISÃO BIBLIOGRAFICA ......................................................
2.1 Solos Tropicais .....................................................................................
2.1.1 Conceituação .............................................................................
2.1.1.1 Solos Lateríticos ............................................................
2.1.2 Comportamento de Solos Tropicais em Pavimentação .............
2.1.2.1 Classificações Desenvolvidas para Solos Tropicais .....
2.1.2.2 Comportamento mecânico de solos tropicais ...............
2.2 Estudos de Comportamento Mecânico de Materiais Geotécnicos a
partir de Ensaios Triaxiais Estáticos ..........................................................
2.2.1 Introdução ..................................................................................
2.2.2 Procedimentos de Ensaios ........................................................
2.2.3 Analise de Resistência ...............................................................
2.2.3.1 Critério de Ruptura ........................................................
2.2.4 Análise de Deformabilidade .......................................................
CAPíTULO 3 – MATERIAIS E MÉTODOS .........................................................
3.1 Introdução ............................................................................................
3.2 Seleção dos Solos ...............................................................................
3.2.1 Caracterização e Classificação dos Solos .................................
3.2.2 Ensaios de Compactação ..........................................................
3.3 Investigação Experimental ...................................................................
3.3.1 Moldagem dos Corpos-de-prova ................................................
3.3.2 Ensaio Triaxial Convencional .....................................................
8
12
14
15
19
19
22
23
25
25
25
25
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30
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36
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29
43
47
51
51
51
53
59
60
60
61
3.3.2.1 Determinação dos Valores de Tensão Confinante .......
3.3.2.2 Equipamentos ...............................................................
3.3.2.3 Procedimento de Ensaio ...............................................
3.3.3 Ensaio sem tensão confinante ...................................................
3.3.3.1 Equipamentos ...............................................................
3.3.3.2 Procedimento de Ensaio ...............................................
3.4 Análise dos Resultados ........................................................................
3.4.1 Resistência Mobilizadas .............................................................
3.4.1.1 Critério de Resistência de Mohr-Coulomb ....................
3.4.2 Deformabilidade .........................................................................
3.4.2.1 Determinação do Módulo Tangente Inicial ....................
3.4.2.2 Modelagem da Variação de E
0
com a Tensão
Confinante .................................................................................
3.4.3 Comparação entre o Comportamento de Solos Lateríticos Não
Lateríticos ............................................................................................
3.4.4 Análise da Relação entre os Resultados dos Ensaios Triaxiais
convencionais e Triaxiais Cíclicos .......................................................
CAPíTULO 4 – APRESENTAÇÃO E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS .........
4.1 Introdução ............................................................................................
4.2 Ensaios de Compactação ....................................................................
4.3 Ensaios de Confinados e Não-confinados ...........................................
4.3.1 Ensaios Saturados .....................................................................
4.3.1.1 Resistência a Ruptura ...................................................
4.3.1.2 Resistência Mobilizada .................................................
4.3.1.3 Deformação ...................................................................
4.3.2 Ensaios Não Saturados ..............................................................
4.3.2.1 Resistência a Ruptura ...................................................
4.3.2.3 Deformação ...................................................................
CAPíTULO 5 – CONCLUSÕES E RECOMENDASÕES ....................................
5.1 Introdução ............................................................................................
5.2 Conclusões ..........................................................................................
5.2.1 Ensaios Saturados ......................................................................
5.2.2 Ensaios Não Saturados ..............................................................
5.3 Recomendações e sugestões para trabalhos futuros ..........................
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ...................................................................
APÊNDICE A ......................................................................................................
APÊNDICE B ......................................................................................................
62
63
64
66
66
66
67
67
67
68
69
69
69
70
71
71
71
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78
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104
107
115
123
123
123
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125
127
128
134
137
LISTA DE FIGURAS
FIGURA 2.1 – (a) - ábaco de classificação MCT; (b) – ábaco de classificação
MCT-M ...............................................................................................................
FIGURA 2.2 – Esquema de uma câmara de ensaio de compressão triaxial .....
FIGURA 2.3 – Diferentes critérios para definição de ruptura (Head, 1986) .......
FIGURA 2.4 – Contribuição dos vários mecanismos de ligação para a
resistência dos solos (Inglês, 1962 in Mitchel, 1976) .........................................
FIGURA 2.5 – Representação dos critérios de ruptura: (a) de Coulomb e (b)
de Mohr ...............................................................................................................
FIGURA 2.6 – Extensão tridimensional do critério de ruptura de Mohr-
Coulomb proposto por Fredlund (1978) .............................................................
FIGURA 2.7 – Modelo hiperbólico ......................................................................
FIGURA 3.1 – Amostras selecionadas para estudo ...........................................
FIGURA 3.2 – Curvas granulométricas dos solos 1L e 1N ................................
FIGURA 3.3 – Curvas granulométricas dos solos 2L e 2N ................................
FIGURA 3.4 – Curvas granulométricas dos solos 3L e 3N ................................
FIGURA 3.5 – Curvas granulométricas dos solos estudados ............................
FIGURA 3.6 – Carta de Plasticidade de Casagrande ........................................
FIGURA 3.7 – Gráficos MCT e MCT-M (Vertamatti, 1988) com a indicação
dos seis solos estudados ....................................................................................
FIGURA 3.8 – Imagens de microscopia eletrônica de varredura do solo 1N .....
FIGURA 3.9 – Imagens de microscopia eletrônica de varredura do solo 1L ......
31
37
40
42
44
46
49
52
54
54
55
55
56
56
57
57
FIGURA 3.10 – Imagens de microscopia eletrônica de varredura do solo 2N ...
FIGURA 3.11 – Imagens de microscopia eletrônica de varredura do solo 2L ....
FIGURA 3.12 – Imagens de microscopia eletrônica de varredura do solo 3N ...
FIGURA 3.13 – Imagens de microscopia eletrônica de varredura do solo 3L ...
FIGURA 3.14 – Prensa Versatest utilizada para compactação estática de
corpos-de-prova ..................................................................................................
FIGURA 3.15 – Equipamento utilizados para o ensaios triaxial convencional ..
FIGURA 3.16 – Módulo de deformabilidade utilizados no estudo ......................
FIGURA 4.1 – Curvas de compactação do par 1 ...............................................
FIGURA 4.2 – Curvas de compactação do par 2 ...............................................
FIGURA 4.3 – Curvas de compactação do par 3 ...............................................
FIGURA 4.4 – Curvas de compactação dos materiais estudados .....................
FIGURA 4.5 –
ρ
dmax
versus w
ot
para solos lateríticos e não lateríticos ..............
FIGURA 4.6 – Porcentagem de finos versus umidade ótima .............................
FIGURA 4.7 – Porcentagem de argila versus umidade ótima ............................
FIGURA 4.8 – Porcentagem de finos versus massa específica seca máxima ...
FIGURA 4.9 – Porcentagem de argila versus massa específica seca máxima .
FIGURA 4.10 – Curvas tensão desvio versus deformação axial e Variação
volumétrica versus deformação axial para os solos do Par 1 ............................
FIGURA 4.11 – Curvas tensão desvio versus deformação axial e Variação
volumétrica versus deformação axial para os solos do Par 2 ............................
FIGURA 4.12 – Curvas tensão desvio versus deformação axial e Variação
volumétrica versus deformação axial para os solos do Par 3 ............................
FIGURA 4.13 – Variação da diferença relativa de tensão de ruptura com a
tensão de confinamento .....................................................................................
FIGURA 4.14 – Variação da diferença relativa de tensão de ruptura com a
tensão de confinamento para os ensaios triaxiais .............................................
FIGURA 4.15 – Envoltória de resistência das amostras 1L e 1N .......................
57
58
58
58
60
63
68
72
72
73
73
74
75
75
78
78
79
80
81
83
85
86
FIGURA 4.16 – Envoltória de resistência das amostras 2L e 2N .......................
FIGURA 4.17 – Envoltória de resistência das amostras 3L e 3N .......................
FIGURA 4.18 – Variação do atrito interno mobilizado e da coesão mobilizada
em função da %ε
rup
para o Par 1 .......................................................................
FIGURA 4.19 – Variação do atrito interno mobilizado e da coesão mobilizada
em função da %ε
rup
para o Par 2 .......................................................................
FIGURA 4.20 – Variação do atrito interno mobilizado e da coesão mobilizada
em função da %ε
rup
para o Par 3 .......................................................................
FIGURA 4.21 – Variação da diferença relativa de deformação axial de ruptura
coma tensão confinante para os ensaios triaxiais ..............................................
FIGURA 4.22 – Variação de E
0
com σ
c
para cada solo estudado .....................
FIGURA 4.23 – Variação de E
0
, E
50
e E
rup
com σ
c
para cada solo do par 1 ......
FIGURA 4.24 – Variação de E
0
, E
50
e E
rup
com σ
c
para cada solo do par 2 ......
FIGURA 4.25 – Variação de E
0
, E
50
e E
rup
com σ
c
para cada solo do par 3 ......
FIGURA 4.26 – Curvas tensão desvio versus deformação axial e variação
volumétrica versus deformação axial dos solos do par 1 relativos aos ensaios
não saturados .....................................................................................................
FIGURA 4.27 – Variação da diferença relativa de tensão de ruptura com a
tensão de confinamento para os ensaios triaxiais saturados e não saturados
do par 1 ...............................................................................................................
FIGURA 4.28 – Variação porcentagem de queda de resistência devido à
saturação com a tensão de confinamento para os ensaios triaxiais do par 1 ....
FIGURA 4.29 – Envoltória de resistência das amostras 1L e 1N para corpos-
de-prova saturados e não saturados ..................................................................
FIGURA 4.30 – Extensão tridimensional do critério de ruptura de Mhor-
coulomb proposto por Fredlund (1978) ..............................................................
FIGURA 4.31 – Variação da diferença relativa de deformação axial de ruptura
com a tensão confinamente para os ensaios triaxiais saturados e não
saturados do par 1 ..............................................................................................
FIGURA 4.32 – Variação de E
0
, E
50
e E
rup
com σ
c
para os ensaios não
saturados do par 1 ..............................................................................................
87
87
90
91
92
95
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102
102
103
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113
116
118
120
FIGURA 4.33 – Variação de E
0
, E
50
e E
rup
com σ
c
para os ensaios saturados
e não saturados do solo 1L ...............................................................................
FIGURA 4.34 – Variação de E
0
, E
50
e E
rup
com σ
c
para os ensaios saturados
e não saturados do solo 1N...............................................................................
121
121
LISTA DE TABELAS
TABELA 3.1 – Localização, coordenadas e posição em relação à linha de
seixos dos solos estudados ................................................................................
TABELA 3.2 – Caracterização e classificação dos solos estudados ..................
TABLEA 3.3 – Resultados do ensaio de compactação, energia Proctor Normal
TABELA 3.4 – Características das camadas dos pavimentos modelados .........
TABELA 4.1 – Tensão de ruptura das amostras e diferença relativa de tensão
de ruptura para cada tensão de confinamento ...................................................
TABELA 4.2 – Valores de
φ' e c’ para a envoltória de ruptura de Mohr-
Coulomb dos solos estudados ............................................................................
TABELA 4.3 – Deformação axial de ruptura da amostras e diferença relativa
de deformação axial de ruptura para cada tensão de confinamento ..................
TABELA 4.4 – Módulo tangente inicial das amostras e parâmetros K, n e R
2
da equação 3.5 para cada tensão de confinamento ........................................
TABELA 4.5 – Modelos para cálculo do módulo de resiliência calibrados por
Takeda (2006) para os solos estudados ............................................................
TABELA 4.6 – Módulos de deformação secante a 50% da tensão de ruptura,
módulos de deformação secante na ruptura e módulos de deformação
tangente inicial dos solos estudados ..................................................................
TABELA 4.7 – Tensões de ruptura e diferença absolutas e relativas de tensão
de ruptura para cada tensão de confinamento dos ensaios saturados e não
saturados dos solos 1L e 1N ..............................................................................
TABELA 4.8 – Tensões de ruptura e porcentagem de queda de resistência
devido a saturação para cada tensão de confinamento dos ensaios saturados
e não saturados dos solos 1L e 1N ....................................................................
52
59
59
62
83
86
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97
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101
107
110
TABELA 4.9 – Valores de umidades e graus de saturação para os corpos-de-
prova ensaiados sob as condições saturadas e não saturadas e valores de
sucção dos solos 1L e 1N ..................................................................................
TABELA 4.10 – Valores de
φ e c para as envoltórias de ruptura de Mohr-
Coulomb saturada e não saturada dos solos 1L e 1N ........................................
TABELA 4.11 – Deformação axial de ruptura das amostras e diferença relativa
de deformação axial de ruptura para cada tensão de confinamento ..................
TABELA 4.12 – Módulo tangente inicial e parâmetros K, n e R
2
da equação
3.5 para cada tensão de confinamento dos ensaios saturados e não
saturados do par 1 ..............................................................................................
TABELA 4.13 – Módulos de deformação secante a 50% da tensão de ruptura,
módulos de deformação secante na ruptura e módulos de deformação
tangente inicial para as condições saturada e não saturada dos solos do par 1
112
113
116
118
120
LISTA DE ABREVIATURAS E SIGLAS
AASHTO – American Association of State Highway and Transportation Officials;
ABNT – Associação Brasileira de Normas Técnicas;
CBR – Índice de Suporte Califórnia;
COPPE/UFRJ – Coordenação dos Programas de Pós-graduação de engenharia da
Universidade Federal do Rio de Janeiro;
DER – Departamento de Estrada de Rodagem
DNER – Departamento Naional de Estrada de Rodagem;
EESC – Escola de Engenharia de São Carlos;
IP – Índice de Plasticidade;
IPT – Instituto de Pesquisas Tecnológicas do Estado de São Paulo;
LL – Limite de Liquidez;
LVDT – Linear Variable Differential Transducers;
MCT – Miniatura Compactada Tropical;
NBR – Norma brasileira;
NS – Não saturado;
S – Saturado;
Sat – Saturado;
USCS – Unified Soil Classification System;
USP – Universidade de São Carlos.
LISTA DE SÍMBOLOS
a’ – ponto de interseção da reta que une os pontos de máximos com o eixo das
ordenadas no gráfico pxq;
a e b – coeficientes de regressão do modelo hiperbólico;
α – ângulo de inclinação da reta que une os pontos de máximos no gráfico pxq;
B – parâmetro de Skempton;
c – intercepto coesivo;
c’ – intercepto coesivo efetivo;
c
mob
– coesão mobilizada;
Δε – Diferença realtiva de deformação axial de ruptura;
Δv – variação de volume;
Δu – variação de pressão neutra;
Δσ
– Diferença relativa de tensão de ruptura;
Δσ
3
– variação de tensão confinante;
E – módulo de elasticidade;
E
0
– Módulo tangente inicial;
E
50
– Módulo secantes correspondente a 50% da tensão de ruptura;
E
rup
– Módulo secantes correspondente na ruptura;
ε – deformação;
ε
rup
– deformação de ruptura;
ε
rupN
– deformação axial de ruptura para o solo não laterítico;
ε
rupL
– deformação axial de ruptura para o solo laterítico;
K e n – constantes da equação de Janbu;
Pa – Pressão atmosférica;
Pq – Porcentagem de queda de tensão de ruptura devida à saturação;
p = (σ
1 +
σ
3
)/2 ;
q = (σ
1 -
σ
3
)/2;
σ – tensão;
σ
C
– tensão confinante;
σ
3
– tensão confinante;
σ
1
– tensão axial;
σ
rupN
– tensão desvio de ruptura para o solo não laterítico;
σ
rupL
– tensão desvio de ruptura para o solo laterítico;
σ
rupNS
– tensão desvio de ruptura não saturado;
σ
rupS
– tensão desvio de ruptura saturado;
τ − tensão de cisalhamento;
u – pressão neutra;
u
a
– pressão de ar;
u
w
– pressão de água;
ν − coeficiente de poisson;
φ − ângulo de atrito;
φ' − ângulo de atrito efetivo;
φ
b
− ângulo de atrito interno relativo às variações de (σ – u
a
);
φ
mob
− ângulo de atrito mobilizado;
{
σ} – tensor de tensão;
{
ε} – tensor de deformação;
lCl = – matriz dos coeficientes elásticos;
ρ
s
– massa especifica dos sólidos;
ρ
d
– massa específica seca;
ρ
dmax
– massa específica seca máxima;
W – umidade;
W
ot
– umidade ótima;
Resumo
DIAS, IDALÍRIA DE MORAES (2007). Estudo de solos tropicais para uso em
pavimentação a partir de ensaios triaxiais Estáticos. São Carlos, 2006 – Dissertação
de Mestrado. Escola de Engenharia de São Carlos, Universidade de São Paulo.
O presente trabalho discute comparativamente o comportamento mecânico de solos
lateríticos e não lateríticos para uso em pavimentação. Para tanto foram ensaiados 3
pares de solos, sendo cada par constituído por solos de curvas granulométricas
semelhantes, mesma classificação HRB e comportamentos distintos quanto à
laterização. Foram realizados ensaios triaxiais convencionais do tipo CD saturado e
não saturado sem controle de sucção e ensaios de compressão simples. A partir dos
resultados dos ensaios foram modeladas as deformações elásticas em função das
tensões de confinamento e determinadas as envoltórias de ruptura de Mohr-
Coulomb. Concluiu-se que a maior resistência dos solos lateríticos está
representada na componente coesão da envoltória de Mohr-Coulomb e que esta é
mobilizada praticamente ao máximo desde o início em um ensaio triaxial. A diferença
de resistência entre os ensaios saturados e não saturados também se mostrou na
coesão, com a soma nesta da componente coesão aparente, fruto da sucção. O
ângulo de atrito mostrou-se constante para as duas gêneses, tanto para a condição
saturada como para a condição não saturada. Os solos lateríticos apresentam
rigidez maior que os não lateríticos, tanto na condição saturada como na condição
não saturada. Para os níveis de tensão de confinamento utilizados, a rigidez dos
solos, de ambas as gêneses, na condição saturada, diminui com o aumento da
tensão confinante. Também se observou que a ação da sucção existente nos
ensaios não saturados proporciona, para ambas as gêneses, uma mudança da
sensibilidade da rigidez ao aumento da tensão confinante.
Palavras-chave: ensaios triaxiais, Solos tropicais, Módulo Tangente Inicial,
Resistência mobilizada, Resistência ao cisalhamento.
Abstract
DIAS, IDALÍRIA DE MORAES (2007). Study of Tropical Soils for use in pavement
through static compression test. São Carlos, 2006 – Master’s dissertation. Escola de
Engenharia de São Carlos, Universidade de São Paulo.
The present paper discusses the mechanical behavior of lateritic and no-lateritic soils
for use in pavement. To attain that goal, 3 pair soils were rehearsed, being each pair
constituted by soils of similar granulometric curves, same HRB classification and
different genesis. The experimental program was constituted of static triaxial
compression test of the type saturated CD and of the type unsaturated without
suction control and unconfined compression strength test. With the results of the
tests, the elastic strains were modeled in function of the confinement stresses and
the rupture paths of Mohr-Coulomb were determined. The analysis that the shear
strength of the lateritic soils is greater than no-lateritic soil because of the cohesion.
Since the begin it, the cohesion is mobilized practically to the maximum for both soils.
The difference of shear strength between the saturated and unsaturated tests it is
also cohesion, with the sum in that component of the cohesion apparent produced for
suction. The angle of internal friction is constant for the two genesis as much for the
saturated test as for the unsaturated test. The lateritic soils present greater stiffness
than the no-lateritic soils, as much for saturated test as for unsaturated test. For the
levels of confinement stresses used, in the saturated condition the stiffness of the
soils decreases with the increase of the confinement stresses of both genesis. In
addition, It was observed that the suction existent in the unsaturated testing produce
a change of the sensibility of the soils stiffness to the increase of the confinement
stress for both genesis.
Key word: static triaxial compression test, tropical soils, young’s moduli, mobilized
strength, shear strength.
Capitulo 1 – introdução
19
1 INTRODUÇÃO
1.1 Considerações iniciais
Na segunda metade do século XX iniciaram-se no país estudos sobre as
peculiaridades dos solos tropicais como materiais de construção de estradas.
Presentes em quase todo território nacional, a utilização desses solos na
pavimentação vem apresentando vantagens econômicas e técnicas quando
comparados aos materiais tradicionalmente empregados. De acordo com Villibor et
al. (1996), os novos procedimentos de escolha e dosagem de material e de projeto e
construção apropriados para o ambiente tropical úmido, proporcionam o uso de
camadas de custo relativamente menores em comparação às tradicionais, através
da utilização de maior porcentagem de solos locais de comportamento laterítico.
Além disso, Villibor et al. (2000) relatam que o uso de solos lateríticos em
pavimentação tem garantido às obras vantagens como: deflexões pequenas,
ausência ou baixa incidência de ruptura da base, entre outras.
Nos primeiros trabalhos publicados sobre a utilização de solos lateríticos na
pavimentação foram analisados o uso desses materiais como subleito, reforço de
subleito, sub-base e base, utilizando-os isoladamente ou em misturas solo-brita,
solo-cimento, ou ainda solo-cal. Entre eles pode-se citar os trabalhos de Villibor
(1974), Correa (1975), Barros (1978), Bernucci e Serra (1990) e Aranovich e
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Ogurtsova (1987). De forma geral, obtiveram-se resultados satisfatórios para trechos
com tráfego variando de médio a leve.
Verificado o bom desempenho desses solos como material de construção para
pavimentação, adveio a necessidade de se desenvolverem novos procedimentos
laboratoriais que possibilitassem sua melhor caracterização e classificação, uma vez
que não se enquadravam nas especificações das normas vigentes.
Largamente utilizado no meio rodoviário para seleção de material e
dimensionamento de pavimentos flexíveis, o Índice de Suporte Califórnia (ISC ou
CBR) foi o primeiro ensaio a comprovar as qualidades dos solos lateríticos para
pavimentação. Buscando a obtenção de parâmetros para esses solos Costa (1983)
e Camapum de Carvalho et al (1991) analisaram o CBR obtido a partir de ensaios
com imersão com o mesmo índice determinado em ensaios sem imersão. Os
autores verificaram em seus trabalhos relações satisfatórias entre os dois índices e
sugeriram respectivamente, a possibilidade de uma pré-avaliação do valor de CBR
com imersão a partir de CBR sem imersão quando for justificado o uso do valor do
primeiro, e o uso do CBR sem imersão no controle de capacidade de suportes
durante a vida útil dos pavimentos e na obtenção de parâmetro de decisão na
manutenção.
Nogami e Villibor (1979) avaliaram que para as regiões tropicais seria necessário
efetuar as determinações de suporte e expansão do ensaio CBR para diversas
condições de umidade de compactação, imersão, sobrecarga e energias de
compactação, o que exigiria uma quantidade de amostra grande para a moldagem
dos diversos corpos de prova, além de um grande desgaste físico. Como solução
Capitulo 1 – introdução
21
para esse problema os autores utilizaram a proposta de Nogami (1972), que propõe
o emprego de equipamentos de dimensões reduzidas para prever o valor de Índice
de Suporte Califórnia a fim de empregá-lo no dimensionamento de pavimentos
flexíveis.
Em 1981, Nogami e Villibor publicaram no I Simpósio Brasileiro de Solos Tropicais
em Engenharia uma nova metodologia de estudo e classificação geotécnica para
solos tropicais denominada MCT (Miniatura Compactada Tropical). Essa nova
metodologia baseia-se nas propriedades mecânicas e hidráulicas de solos, incluindo
ensaios de compactação, perda de massa por imersão, permeabilidade,
infiltrabilidade, contração e Mini-CBR, e de acordo com os autores, reproduz as
condições reais de camadas de solos tropicais compactadas.
Facilitada pela maior disponibilidade de recursos computacionais, a tendência
mundial hoje é o emprego dos conceitos da Mecânica dos Pavimentos na análise
estrutural de pavimentos. Essas análises utilizam a teoria da elasticidade e
consideram a estrutura do pavimento como um sistema de multicamadas,
modeladas pelo comportamento elástico para o cálculo de tensões, deformações e
deslocamentos gerados pelas cargas.
Para a utilização dessa teoria é necessário o conhecimento do módulo de resiliência
e do coeficiente de Poisson dos materiais que compõem a estrutura do pavimento.
Sendo assim, surgiu no país uma grande linha de pesquisa onde se procura analisar
não só a características dos solos lateríticos em termos de deformações elásticas,
como também as relações entre o módulo de resiliência, determinado no ensaio
triaxial cíclico, com resultados de ensaios mais simples.
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Em pavimentação, o ensaio de compressão simples tem sido utilizado
tradicionalmente na determinação do comportamento mecânico de solos e misturas
estabilizadas. Com o advento das análises mecanísticas, o ensaio triaxial cíclico tem
se consolidado como a principal ferramenta para a determinação do comportamento
tensão versus deformação de materiais geotécnicos. Todavia, é sabido que obras
geotécnicas, com destaque para barragens e estruturas de fundações, tem se valido
de resultados de ensaios triaxiais com carregamento estático para a avaliação do
desempenho destes materiais. Destaca-se que o ensaio triaxial estático permite a
simulação de condições de campo variadas e a determinação do comportamento
mecânico dos solos segundo diferentes níveis de tensões.
1.2 Objetivo
O objetivo principal deste trabalho é analisar o comportamento mecânico de solos
tropicais para uso em pavimentação por meio de ensaios triaxiais convencionais,
comparando-se resistências e deformabilidades de solos lateríticos e não lateriticos
de mesma granulometria.
Para se alcançar o objetivo dividiu-se o trabalho em 3 etapas.
Na primeira etapa, realizou-se a escolha do material. Foram selecionados 6 solos, os
quais estavam separados em 3 pares, sendo cada par constituído por solos de
semelhantes curvas granulométricas, mesma classificação HRB e comportamentos
distintos quanto a laterização, ou seja, um de comportamento laterítico e o outro
não-laterítico.
Capitulo 1 – introdução
23
Na segunda etapa, efetuaram-se as investigações laboratoriais. Essas investigações
incluíram ensaios de compressão simples e ensaios triaxiais convencionais do tipo
CD (adensado drenado) com amostras saturadas e não saturadas.
Na terceira etapa, foram executadas as análises dos resultados. Para tanto, além da
análise dos resultados obtidos na segunda etapa desse trabalho, foram incluídos no
trabalho os resultados de módulo de resiliência obtidos por Takeda (2006) através
de ensaios triaxiais cíclicos.
1.3 Organização do Trabalho
Este trabalho foi desenvolvido na forma de dissertação de mestrado, estando
organizado em 5 capítulos:
O Capítulo 1 é a presente introdução, onde estão descritos também o objetivo e a
organização do trabalho.
O Capítulo 2 expõe a revisão bibliográfica que fundamenta os aspectos mais
relevantes para o desenvolvimento desta pesquisa. Foram abordados os seguintes
tópicos: os solos tropicais, definição e comportamento em pavimentação; e os
ensaios triaxiais convencionais, procedimentos e analises de tensão e deformação
em solos.
No Capítulo 3 estão descritos as características e critérios de escolha dos materiais,
os métodos empregados na investigação experimental e na análise dos resultados.
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
O Capítulo 4 apresenta e discute os resultados dos ensaios de compressão triaxiais
e ensaios de compressão sem confinamento, comparando-se o comportamento dos
solos lateríticos e não laterítico.
No Capítulo 5 estão expostas as principais conclusões do presente trabalho e as
recomendações para trabalhos futuros, obtidas a partir dos ensaios e das análises
dos seus respectivos resultados.
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
25
2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1 Solos Tropicais
2.1.1 Conceituação
Adotou-se neste trabalho o conceito de Solos Tropicais, freqüentemente adotado em
pesquisas de pavimentação e descrito pelo Committee on Tropical Soils of ISSMFE
(1985) e por Nogami e Villibor (1995). Segundo os autores citados, Solos Tropicais
são aqueles que apresentam comportamento e peculiaridades decorrentes da
atuação de processos geológicos e/ou pedológicos típicos das regiões tropicais
úmidas. Assim, para que um solo seja considerado tropical, não basta que tenha
sido formado em regiões de clima tropical úmido, é necessário que apresente
peculiaridades de interesse geotécnico (Nogami e Villibor, 1995).
2.1.1.1 Solos Lateríticos
Os solos lateríticos são solos superficiais, típicos das partes bem drenadas das
regiões tropicais úmidas, altamente intemperizados e lixiviados, constituintes de
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
horizontes pedológicos A e B, podendo atingir espessuras de uma dezena de metros
e possuem predominância das cores vermelha e amarela.
A macrofábrica dos solos lateríticos apresenta-se quase sempre homogênea e sua
peculiaridade mais característica é a agregação das argilas, formando torrões quase
sempre bem distinguíveis e resistentes, mesmo após a molhagem ou
umedecimento.
A mineralogia desses solos é relativamente simples. As frações areia e pedregulho
são compostas em sua maioria por quartzo, minerais pesados, como magnetita,
ilmenita, zircão, etc. O primeiro componente é um elemento comum nessas frações,
no entanto, nos solos lateríticos apresenta peculiaridades como a presença de
película de óxidos. Similar a fração areia, o silte dos solos lateríticos contam com
presença de quartzo, magnetita e ilmenita.
Na fração argila, podem-se encontrar constituintes minerais, como argilo-minerais,
óxidos e hidróxidos de ferro e/ou alumínio e constituintes orgânicos. O argilo-mineral
predominante nesses solos é a caolinita, de estrutura atômica tipo 1:1, ou seja,
formado por uma repetição sucessiva de pacotes constituídos de uma camada de
tetraedros de sílica e de uma camada de octaedros de alumina ligados por uma
força atômica do tipo ponte de hidrogênio (ligação considerada forte). Esse tipo de
ligação proporciona ao argilo-mineral pequena atividade coloidal, que nos solos
lateríticos ainda é reduzida pela associação com óxidos e hidróxidos de ferro e
alumínio. Os óxidos, apesar de possuírem elevada superfície específica e diminutas
dimensões, não são plásticos, ou são muito pouco plásticos, não são expansivos e
possuem uma capacidade de troca catiônica desprezível nas condições de pH
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
27
predominantes nos solos. Além disso, os óxidos de ferro e alumínio hidratados
possuem propriedades cimentantes, auxiliando na formação de agregados e
concreções lateríticas.
Convêm ressaltar que a designação de solo laterítico aqui, não esta
necessariamente vinculada com a classificação pedológica. Do ponto de vista
geotécnico, o solo de comportamento laterítico é aquele que possui uma série
propriedades que levam a classificá-lo como tal, segundo a classificação MCT.
Assim, solos podzólicos ou hidromorficos, também podem ser de comportamento
laterítico.
2.1.2 Comportamento de Solos Tropicais em Pavimentação
Nos primeiros trabalhos publicados sobre a utilização de solos lateríticos na
pavimentação foram analisados o uso desses materiais como subleito, reforço de
subleito, sub-base e base, utilizando-os isoladamente ou em misturas solo-brita,
solo-cimento, ou ainda solo-cal.
Segundo Villibor e Nogami (1990 e 1995), o Engenheiro Francisco Pacheco e Silva
do IPT foi o primeiro especialista em Mecânica dos Solos a valorizar a elevada
capacidade de suporte e baixa expansibilidade das argilas lateríticas, coordenando a
construção de trechos experimentais com bases de argila vermelha compactada e
selada com pintura betuminosa. O desempenho dessa base foi excepcional
comparada às bases de pedra britada muito utilizada na época.
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Durante a administração estadual do Governador Jânio Quadros, entre 1956 e 1960,
a mistura brita-argila laterítica, popularmente chamada de “virado paulista”, foi
altamente utilizada, sobretudo na pavimentação de baixo custo. Contrariando os
princípios de estabilização tradicional essa mistura apresentava bom resultados e já
era utilizada nos arredores da grande São Paulo antes do advento do revestimento
betuminoso na pavimentação, no entanto não foram elaborados nesta época normas
nem estudos técnicos específicos. Apenas a partir dos estudos de Barros (1978)
obtiveram-se fundamentos tecnológicos mais sólidos para o uso da mistura. O autor
citado efetuou estudos de bases e sub-bases de misturas brita-argila laterítica e
obteve desempenhos considerados satisfatórios comparados ao uso de brita
graduada. No fim da década de 80 outros trechos experimentais foram construídos
por Bernucci e Serra (1990) entre outros.
Os solos arenosos finos lateríticos foram utilizados pela primeira vez em 1967 em
dois trechos como variantes de trânsito na via Washington Luís (SP-310), nas
proximidades de Araraquara, no interior do estado de São Paulo (Correa, Villibor e
Grande, 1972
*
apud Nogami e Villibor, 1995). Essas variantes foram revestidas de
tratamento superficial simples e teriam que funcionar apenas por 3 meses e meio,
até a construção do trecho definitivo. Todavia após o termino desse prazo,
constatou-se que as variantes estavam em perfeitas condições, fato que incentivou a
construção de novos trechos experimentais com uso do tipo de base considerada.
*
CORRÊA, F.C.; VILLIBOR, D.F., GRANDE, F.G. (1972). Utilização de Solos Finos Estabilizados na
Execução de Bases. In II REUNIÃO DAS ORGANIZAÇÕES RODOVIÁRIAS, Brasília.
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
29
Verificado o bom desempenho desses solos como material de construção para
pavimentação, adveio a necessidade de se desenvolverem novos procedimentos
laboratoriais que possibilitassem sua melhor caracterização e classificação, uma vez
que não se enquadravam nas especificações das normas vigentes.
2.1.2.2 Classificações Desenvolvidas para Solos Tropicais
Diante da inviabilidade da utilização dos métodos tradicionais no estudo e
classificação geotécnica de solos de países de clima tropical, vários métodos
específicos para tais solos têm sido avaliados. Entre eles pode-se destacar a
Metodologia MCT (Miniatura Compactada Tropical) como a mais aceita no meio
técnico rodoviário brasileiro.
Proposta por Nogami e Villibor (1981) essa metodologia separa os solos em duas
classes principais, uma correspondente a solos de comportamento laterítico e outra
de comportamento não-laterítico. De maneira geral, observou-se que solos
pertencentes a classe de comportamento laterítico comportam-se melhor do que o
previsto pelos métodos tradicionais, enquanto os solos da classe dos não-lateríticos
freqüentemente apresentam pior comportamento (Villibor et. al. 1996).
De acordo com Villibor et al. (1996), os novos procedimentos de escolha e dosagem
de material e de projeto e construção apropriados para o ambiente tropical úmido,
possibilitaram o uso de camadas de custo relativamente menores em comparação
às tradicionais. Essa diferença de custo procede, sobretudo da possibilidade de
utilização de maior porcentagem de solos locais de comportamento laterítico.
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
A classificação MCT tem se mostrado apta para identificar o comportamento
laterítico ou não laterítico dos solos tropicais, no entanto, tendo em vista sua
complexidade no que diz respeito aos procedimentos de ensaio e à interpretação
dos resultados, tanto os autores dessa classificação como os demais estudiosos
dessa área vêm promovendo estudos que objetivam simplificar o método de
classificação desses solos.
Fernandes (2006) comparou 3 métodos de determinação expedita de
comportamento laterítico com a classificação MCT, para 38 solos do interior do
estado de São Paulo. Foram comparados os seguintes métodos:
• O método expedito das pastilhas de Nogami e Villibor (1994), que consiste
basicamente na moldagem de corpos-de-prova em forma de pastilhas em
anéis de aço inox com dimensões de 20mm de diâmetro e 5mm de altura, e
nas medidas de contração e penetração das pastilhas.
• O método expedito das pastilhas de Godoy e Bernicci (2002), que propõe
modificações no método anterior. Entre elas, a mudança das dimensões das
pastilhas para 35mm de diâmetro e 10mm de altura e a utilização de um
minipenetrômetro para obtenção das medidas de penetração.
• Ensaio de adsorção de azul de metileno pelo método da manchas de Fabbri
(1994), que consiste na determinação do máximo de adsorção de corante
pelo argilo-mineral.
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
31
Para os solos estudados por Fernandes (2006), os métodos expedidos
apresentaram concordância com a classificação MCT de 82%, 79% e 92%,
respectivamente, para o primeiro, o segundo e o terceiro método citados a cima.
Nogami e Villibor (2003) relatam que apesar da classificação geotécnica MCT ter
completado mais de 20 anos, não se pode afirmar que ela está perfeitamente
consolidada e acrescentam que regionalmente há possibilidade de desenvolvimento
de classificações geotécnicas mais específicas e mais simples.
Nesse contexto, Vertamatti (1988), ao aplicar a classificação MCT aos solos da
região amazônica, verificou uma tendência de comportamento que não obedecia às
linhas pré-determinadas pelo ábaco MCT, apresentado na figura 2.1a. A partir desse
estudo o autor propôs a inclusão no ábaco da classificação MCT do grupo de solos
transicionais (T) conforme mostra a figura 2.1b. Esse ábaco foi denominado de MCT-
M.
LG'
NA'
LA'
LA
NG'
0,5
1
1,5
2
0,00,51,01,52,02,5
NS'
NA
LA'LA
NA
TA'
NG'
TG'
LA'G'
LG'
TA'G'
NS'G'
0,5
1
1,5
2
0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5
NS'
(a) (b)
FIGURA 2.1– (a) - ábaco de classificação MCT; (b) – ábaco de classificação MCT-M
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
2.1.2.3 Comportamento mecânico de solos tropicais
Largamente utilizado no meio rodoviário para seleção de material e
dimensionamento de pavimentos flexíveis, o Índice de Suporte Califórnia (ISC ou
CBR) foi o primeiro ensaio a comprovar as qualidades dos solos lateríticos para
pavimentação.
Visando a obtenção de parâmetros para esses solos, alguns autores, como Costa
(1983) e Camapum de Carvalho et al (1991), procuraram analisar o CBR obtido a
partir de ensaios com imersão com o mesmo índice determinado em ensaios sem
imersão. Os autores verificaram em seus trabalhos relações satisfatórias entre os
dois índices e sugeriram respectivamente, a possibilidade de uma pré-avaliação do
valor de CBR com imersão a partir de CBR sem imersão quando for justificado o uso
do valor do primeiro, e o uso do CBR sem imersão no controle de capacidade de
suportes durante a vida útil dos pavimentos e na obtenção de parâmetro de decisão
na manutenção.
Parreira, Takeda e Luz (2004) avaliaram a influencia do período de imersão nos
resultados do ensaio de CBR de solos tropicais para 6 solos do interior do estado de
São Paulo. Com esse estudo os autores constataram que, para o universo de solos
por eles estudados, a imersão de 4 dias não provoca distorções muito grandes nos
resultados e que a absorção de água, a expansão e a variação de CBR durante a
imersão são influenciadas em primeiro lugar pela granulometria dos materiais,
seguido-se as condições de umidade e a gênese dos solos.
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
33
Nogami e Villibor (1979) avaliaram que para as regiões tropicais seria necessário
efetuar as determinações de suporte e expansão do ensaio CBR para diversas
condições de umidade de compactação, imersão, sobrecarga e energias de
compactação, o que exigiria uma quantidade de amostra grande para a moldagem
dos diversos corpos de prova, além de um grande desgaste físico. Como solução
para esse problema os autores utilizaram a proposta de Nogami (1972)
*
, que propõe
o emprego de equipamentos de dimensões reduzidas para prever o valor de Índice
de Suporte Califórnia a fim de empregá-lo no dimensionamento de pavimentos
flexíveis.
De acordo com Nogami e Villibor (1995) os solos lateríticos possuem uma série de
peculiaridades quanto ao suporte Mini-CBR, das quais se destaca a pequena
redução no valor de suporte pela imersão em água e valor de expansão
relativamente pequeno, mesmo nas argilas e solos argilosos, quando compactados
nas condições de umidade ótima e massa específica aparente seca máxima. Para
os solos não lateríticos, os autores citados acima relatam peculiaridades como valor
de expansão relativamente elevado.
Facilitada pela maior disponibilidade de recursos computacionais, a tendência
mundial hoje é o emprego dos conceitos da Mecânica dos Pavimentos na analise
estrutural de pavimentos. Essas análises utilizam a teoria da elasticidade e
*
NOGAMI, J.S. (1972). Determinação do Índice de Suporte California com Equipamentos de
Dimensões Reduzidas (Ensaio Mini-CBR). In: II REUNIÃO DAS ORGANIZAÇÕES RODOVIÁRIAS,
Brasilia.
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
consideram a estrutura do pavimento como um sistema de multicamadas,
modeladas pelo comportamento elástico para o cálculo de tensões, deformações e
deslocamentos gerados pelas cargas.
Para a utilização dessa teoria é indispensável o conhecimento do módulo de
resiliência e do coeficiente de Poisson dos materiais que compõem a estrutura do
pavimento. Sendo assim, surgiu no país uma grande linha de pesquisa onde se
procura analisar não só as características dos solos lateríticos em termos de
deformações elásticas, como também as relações entre o módulo de resiliência
determinado no ensaio triaxial cíclico com resultados de ensaios mais simples.
No Brasil, os estudos sobre as propriedades resilientes dos solos foram iniciados na
COPPE/UFRJ, a partir de meados de 1970. Atualmente, vários laboratórios
brasileiros estão capacitados para determinação de propriedades resilientes, tanto
de solos e solo-agregado como de misturas betuminosas.
Entre os vários trabalhos publicados podemos citar Preussler, Medina e Pinto (1981)
e Preussler e Pinto (1982) que propuseram uma classificação de solos tropicais, a
qual separa os solos em granulares e finos coesivos e Motta, Aranochi e Ceratti
(1985), Vertamatti (1988) e Franzoi (1990) que estudaram o módulo de resiliência de
solos tropicais, encontrando valores elevados para solos de comportamento laterítico
e valores baixos para materiais de comportamento não laterítico. Takeda (2006)
avaliou a influência da variação da umidade pós-compactação no comportamento
mecânico de solos de rodovias do interior paulista e constatou que o efeito do
umedecimento e secagem na alteração do módulo de resiliência processa-se de
maneira similar para solos lateríticos e não-lateríticos quando são atingidos iguais
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
35
patamares de umidade, sendo que os lateríticos demandam períodos de tempo 3,3x
maiores para se atingir um determinado patamar de umedecimento quando
comparados a solos não-lateríticos.
Contudo, o uso rotineiro da propriedade resilientes é muito limitado pela
complexidade e alto custo dos ensaios triaxiais cíclicos. Tal situação motivou
pesquisas de correlações que permitissem estimar o módulo de resiliência a partir de
parâmetros resultantes de ensaios mais simples.
Os ensaios para determinação de CBR foram os primeiros a serem usados neste
sentido, sendo estabelecidas algumas relações entre o CBR e o módulo de
resiliência. Posteriormente, verificou-se que os mecanismos envolvidos nestes
ensaios são distintos e não seria apropriado relacionar seus resultados.
Atualmente, relações entre o módulo de resiliência e resultados de outros ensaios
como compressão simples e triaxial convencional têm sido estudadas. A utilização
do ensaio de compressão simples tem a vantagem do mesmo ser de fácil execução.
Por meio deste ensaio o módulo de resiliência vem sendo relacionado com a
resistência à compressão simples (Thompson e Robnett, 1979), com S
u1,0%
- tensão
correspondente a 1% de deformação axial (Lee et al., 1995), e com o módulo
tangente inicial (Parreira et al., 1998). O ensaio triaxial convencional, apesar de ser
mais complexo que o de compressão simples, também tem atraído o interesse de
pesquisadores por representar melhor as condições de campo, uma vez que permite
o confinamento da amostra. Vem-se estudando relações entre o módulo de
resiliência e variáveis obtidas a partir deste ensaio, como a coesão e o ângulo de
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
atrito interno do solo (Zaman et al., 1994) e o módulo
descarregamento/recarregamento (Kim et al., 2001).
2.2 Estudos de Comportamento Mecânico de Materiais
Geotécnicos a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
2.2.1 Introdução
Em pavimentação, o ensaio de compressão simples tem sido utilizado
tradicionalmente na determinação do comportamento mecânico de solos e misturas
estabilizadas. Com o advento das análises mecanísticas, o ensaio triaxial cíclico
tem-se consolidado como principal ferramenta para a determinação do
comportamento tensão versus deformação de materiais geotécnicos para uso em
pavimentação. Todavia, obras geotécnicas, como barragens e estruturas de
fundações têm se valido de resultados de ensaios triaxiais com carregamento
estático para a avaliação do desempenho destes materiais. Destaca-se que o ensaio
triaxial estático permite a simulação de condições de campo variadas e a
determinação do comportamento mecânico dos solos segundo diferentes níveis de
tensões.
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
37
2.2.2 Procedimentos de ensaios
No ensaio triaxial convencional o corpo-de-prova é revestido por uma membrana
impermeável e colocado em uma câmara onde pode ser submetido a diversas
condições de tensão confinante (σ
3
ou σ
c
) e tensão axial (σ
1
). A figura 2.2 apresente
um esquema da câmara de ensaios de compressão triaxial.
FIGURA 2.2– Esquema de uma câmara de ensaio de compressão triaxial
A tensão confinante é aplicada na câmara através de água ou ar comprimido que
por sua vez transmite a pressão para todo o corpo-de-prova. As tensões axiais são
transmitidas por um pistão apoiado no cabeçote colocado no topo do corpo-de-
prova. São colocadas pedras porosas no topo e base do corpo-de-prova para
permitir a melhor passagem da água.
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
As diversas conexões da câmara com o exterior permitem medir ou dissipar
pressões neutras, medir variações de volume e a drenar ou não o corpo-de-prova
durante o ensaio.
Dentre as diversas maneiras de conduzir um ensaio de compressão triaxial pode-se
destacar:
• Ensaio Lento: neste ensaio há drenagem permanente do corpo-de-prova.
Aplica-se a tensão confinante e espera-se que o corpo-de-prova adense. A
seguir, a tensão axial é aumentada lentamente para que a água sob pressão
possa percolar para fora do corpo-de-prova, até a ruptura. Desta forma a
pressão neutra durante o carregamento permanece praticamente nula e as
tensões totais medidas são as tensões efetivas. Esse ensaio é também
chamado drenado, adensado drenado e é representado pelos símbolos S
(Slow) e CD (Consolidated Drained).
• Ensaio Adensado Rápido: neste ensaio permite-se drenagem do corpo-de-
prova somente sob a ação da tensão confinante (σ
3
). Aplica-se a tensão
confinante e espera-se que o corpo-de-prova adense. A seguir fecham-se os
registros de drenagem e a tensão axial é aumentada até a ruptura, sem que
se altere a umidade do corpo-de-prova. As tensões medidas nesse ensaio
são totais e poder-se-á ter as tensões efetivas, se forem feitas medidas de
pressões neutras após o adensamento inicial. Esse ensaio é também
chamado rápido pré-adensado, adensado sem drenagem e representado
pelos símbolos R ou CU (Consolidated Undrained). Havendo leitura de
pressões neutras costuma-se representa-los por
R.
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
39
• Ensaio Rápido: nestes ensaios o corpo-de-prova é submetido à tensão
confinante e ao carregamento axial até ruptura sem qualquer drenagem. O
teor de umidade do corpo-de-prova permanece constante e as tensões
medidas são tensões totais. Poder-se-á ter as tensões efetivas se forem feitas
medidas de pressões neutras durante o ensaio todo. Esse ensaio é também
chamado, sem drenagem e é representado pelos símbolos Q e UU
(Unconsolidated Undrained) Havendo leitura de pressões neutras costuma-se
representa-lo por
Q.
Todos esses ensaios podem ser realizados com amostras saturadas ou não
saturadas, moldadas em laboratório ou indeformadas.
2.2.3 Análises de Resistência
Para obter a tensão de ruptura pode-se analisar o pico das curvas tensão versus
deformação traçadas em função da diferença de tensões principais (σ
1
-σ
3
) ou da
relação σ
1
/σ
3
dependendo da finalidade do ensaio. De acordo com Head (1986), a
relação σ
1
/σ
3
é preferencialmente utilizada nas argilas, em ensaios não drenados,
em que a tensão desviatória continua a aumentar para grandes deformações. A
autora citada acima ressalta que outras “opções de ruptura” podem ser escolhidas,
como a resistência residual ou a resistência obtida para cisalhamento a volume
constante, ou seja, na condição de estado crítico, ou ainda definida a partir das
deformações máximas permissíveis no projeto em questão. A figura 2.3 apresenta
os critérios para determinação de ruptura.
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
FIGURA 2.3– Diferentes critérios para definição de ruptura (Head, 1986)
A resistência ao cisalhamento dos solos é afetada por diversos fenômenos entre os
quais podemos destacar o atrito e a coesão.
A resistência por atrito é função da tensão normal no plano de deslizamento relativo
de cada partícula. Segundo Terzaghi, em sua “Teoria Adesiva do Atrito”, a superfície
de contato real entre dois corpos constitui apenas uma parcela da superfície
aparente de contato, dado que em um nível microscópico as superfícies dos
materiais são efetivamente rugosas. Considerando que o coeficiente de atrito deve
ser governado pelo que ocorre nos pontos reais de contato, as características de
rugosidade e de adsorção da superfície da partícula serão relevantes para controlar
a resistência que se desenvolve. A rugosidade governa o tamanho das
protuberâncias superficiais, que em geral são diferentes quer se consideram
partículas grossas ou partículas finas. Por outro lado, a adsorção de água e outras
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
41
substâncias tende a afetar a natureza e tamanho da área de contato entre
partículas.
A coesão consiste na parcela da resistência de um solo que existe independente de
qualquer tensão aplicada. Várias são as origens da coesão nos solos. A cimentação
entre partículas proporcionada por carbonatos, sílica, óxidos de ferro, dentre outras
substancias, responde muitas vezes por altos valores de coesão. Além disso, as
forças de atração e repulsão causadas pelos fenômenos eletrostáticos e
eletromagnéticos e as propriedades da película adsorvida junto às partículas
também auxiliam na coesão.
Mitchel (1976) expõe que as atrações de origem eletrostática decorrem da interação
entre partículas de cargas opostas distantes entre si de no máximo 2.5
μm e
evidentemente também ocorrem forças de repulsão quando as partículas
apresentam cargas de mesma natureza. Quando partículas menores de 1
μm estão
a distâncias muito pequenas as atrações eletromagnéticas do tipo das forças de Van
der Waals contribuem também para a coesão.
Existe também um tipo de coesão que não tem ligação com cimentação ou com
atrações químicas. Essa coesão, chamada de aparente, ocorre em solos não
saturados através da adsorção provocada pela pressão neutra negativa. Vilar (1990)
relata que embora o princípio das tensões efetivas não possa ser estendido
indiscriminadamente aos solos não saturados, pode-se, numa primeira aproximação,
utilizá-lo para explicar o aumento da resistência. Para solos saturados tem-se
σ’ = σ-
u. Como a água num solo não saturado encontra-se com pressão neutra negativa,
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
tem-se uma situação em que a tensão normal efetiva supera a tensão total, donde
vem o ganho adicional de resistência. Esse tipo de coesão desaparece caso o solo
seja totalmente saturado ou seco e sua intensidade cresce com a diminuição do
tamanho das partículas.
A figura 2.4 ilustra a contribuição dos diversos mecanismos de ligação para a
resistência.
FIGURA 2.4 – Contribuição dos vários mecanismos de ligação para a
resistência dos solos (Inglês, 1962 in Mitchel, 1976)
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
43
2.2.3.4 Critério de Ruptura
Souza Pinto (2002) conceitua critérios de ruptura como formulações que procuram
refletir as condições em que ocorre a ruptura dos materiais, sendo que esses
critérios podem estabelecer máxima tensão de compressão, tração ou cisalhamento
ou máxima deformação.
O estudo da resistência ao cisalhamento dos solos é a análise do estado de tensões
que provoca a ruptura do mesmo. Entre os diversos critérios os mais aplicados para
solos são o critério de Mohr e de Coulomb.
O critério de Coulomb pode ser expresso pela equação:
τ
φσ
=
+⋅ctg
(2.1)
Onde:
τ = tensão de cisalhamento;
σ = tensão normal existente no plano de ruptura;
φ
e c = constantes do material.
A ruptura nesse critério ocorre quando a tensão de cisalhamento atinge o valor
expresso pela equação acima e ilustrado na figura 2.5 (a).
O critério de Mohr é expresso pela envoltória dos círculos relativos a estados de
ruptura como pode ser observado na figura 2.5 (b). A ruptura ocorre quando a
tensão de cisalhamento atinge esta envoltória. Como as envoltórias curvas são de
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
difícil aplicação, freqüentemente elas são substituídas por retas que melhor se
ajustem às curvas.
Fazendo-se uma reta com a envoltória de Mohr, seu critério de resistência fica
análogo ao de Coulomb, justificando a expressão Critério de Mohr-Coulomb,
costumeiramente empregado na Mecânica dos Solos (Souza Pinto, 2002).
(a) (b)
FIGURA 2.5– Representação dos Critérios de Ruptura: (a) de Coulomb; e (b) de
Mohr
Segundo Souza Pinto (2002) apesar desse critério não levar em conta a tensão
principal intermediaria, eles refletem bem o comportamento dos solos, uma vez que
a experiência tem mostrado que, de fato, a tensão principal intermediaria tem
pequena influencia na resistência dos solos. Critérios mais modernos, em que as
três tensões principais são consideradas, têm sido desenvolvidos e aplicados a
problemas especiais.
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
45
No campo de estudos de resistência ao cisalhamento de solos não saturados
destaca-se a atuação da variável sucção, definida como a diferença entre a pressão
no ar e a pressão na água nos vazios (u
a
-u
w
), no comportamento dos solos.
Fredlund et al (1978)
*
apud Parreira (1991) propõe uma extensão tridimensional do
critério de ruptura de Mohr-Coulomb para representar o comportamento desses
solos, no qual:
'( ) '( )
b
aaw
c u tg u u tg
σφ φ
=+ − ⋅ + − ⋅
(2.2)
Onde: . τ = Resistência ao cisalhamento (kPa);
c’= Intercepto coesivo efetivo;
σ = Tensão normal total (kPa);
u
a
= Pressão de ar;
u
w
= Pressão de água;
φ' = Ângulo de atrito interno efetivo relativo às variações de (σ – u
a
), quando
(u
a
-u
w
) é constante.
φ
b
= Ângulo de atrito interno relativo às variações da sucção matricial (u
a
-u
w
),
quando (
σ – u
a
) é constante.
*
FREDLUND, D.G., MORGENSTERN, N.R. E WIDGER, R.A. (1978) The share strength of
unsaturated soils. In: CANADIAN GEOTECHNICAL JOURNAL, v.15, n.3, p. 313-321.
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
A figura 2.6 ilustra o modelo proposto por Fredlund (1978).
(σ − ua)
τ
φ
b
(ua - uw)
c'
c
(
u
a
-
u
w
)
φ'
φ'
FIGURA 2.6– Extensão tridimensional do critério de ruptura de Mohr-Coulomb
proposto por Fredlund (1978)
Pode-se isolar na equação 2.2, o efeito da coesão aparente, conforme a equação
2.3:
'( )
b
aw
cc u u tg
φ
=+ − ⋅
(2.3)
Onde: . c = Coesão aparente do solo para um dado valor de sucção (kPa);
c’= Intercepto coesivo efetivo;
(u
a
-u
w
), = Sucção matricial (kPa);
φ
b
= Ângulo de atrito interno relativo às variações da sucção matricial.
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
47
Diversos outros autores têm apresentado resultados de ensaios nos quais nota-se
uma variação não linear da coesão com a variação da sucção, nesse sentido, Rohm
e Vilar (1995) e Reis e Vilar (2004) propõem para a coesão aparente um modelo
onde a sua variação se dá segundo um ajuste hiperbólico da sucção, conduzindo à
equação 2.4:
()
'
[( )]
aw
aw
uu
cc
abu u
−
=+
+⋅ −
(2.4)
Onde: . c = Coesão aparente do solo para um dado valor de sucção (kPa);
c’= Intercepto coesivo efetivo;
(u
a
-u
w
), = Sucção matricial (kPa);
“a” e “b” = Parâmetros do ajuste hiperbólico.
Considerando-se os dois modelos descritos anteriormente (equações 2.3 e 2.4),
observa-se que, para ensaios não saturados, a coesão obtida poderia ser descrita
como a soma de uma parcela correspondente à coesão efetiva com outra parcela
oriunda da sucção enquanto o ângulo de atrito interno mantém-se constante
independente da existência ou não de sucção.
2.2.4 Análises de Deformabilidade
Os solos são materiais de comportamento elasto-plástico, ou seja, podem gerar
concomitantemente deformações plásticas e elásticas. As deformações elásticas são
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
aquelas que após um ciclo de carregamento–descarregamento são totalmente
reversíveis, enquanto as deformações plásticas são aquelas irreversíveis.
O primeiro modelo constitutivo utilizado para solos baseou-se na teoria da
elasticidade linear, a partir da relação tensão (
σ) e deformação (ε), formulada por
Hooke através de observações experimentais em fios metálicos quando submetidos
a carregamentos uniaxiais como mostra a expressão:
E
σ
ε
=
⋅
(2.5)
Onde:
σ = tensão;
ε = deformação;
E = módulo de elasticidade
Para elementos tridimensionais a equação 2.6 pode ser generalizada por:
{} {}C
σ
ε
=
⋅
(2.6)
Onde: {
σ} = tensor de tensão;
{
ε} = tensor de deformação;
lCl = matriz dos coeficientes elásticos.
Apesar de se observar que a grande maioria dos materiais exibe um comportamento
mais complexo, o modelo elastico-linear foi amplamente utilizado devido a sua
simplicidade e também a inexistência de ferramentas que possibilitassem resolver o
comportamento mais complexo dos materiais.
Capitulo 2 – Revisão Bibliográfica
49
Esse modelo tem como característica principal representar o comportamento elástico
dos materiais através de um valor constante para o módulo de elasticidade.
Contudo, os solos podem apresentar um comportamento tensão versus deformação
não linear, com o módulo de elasticidade variando com o seu estado de tensão.
Vários autores detiveram-se na tentativa de estabelecer uma relação que pudesse
representar o comportamento não linear dos solos. Entre os estudos realizados
podemos citar o modelo hiperbólico de Duncan e Chang (1970) ilustrado na figura
2.7 e expresso pela equação:
()
ε⋅+=
σ−σ
ε
ba
31
(2.7)
Onde: ε = deformação axial;
σ
1
= tensão axial;
σ
3
= tensão de confinamento;
a e b = coeficientes de regressão.
FIGURA 2.7– Modelo hiperbólico
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Por esse modelo o módulo tangente inicial (E
0
) é calculado como:
=
0
1
E
a
(2.4)
Onde: E
0
= Módulo tangente inicial;
a = coeficiente de regressão determinado na equação 2.3.
Os modelos elasto-plásticos são mais complexos que os indicados acima, envolvem
aspectos como critérios de plastificação, leis de fluxo e leis de endurecimento e
representam melhor o comportamento dos solos. Contudo, como para pavimentação
o estudo das deformações elásticas e plásticas dá-se separadamente, esses
modelos não foram expostos neste trabalho.
Capitulo 3 – Materiais e Métodos
51
3 MATERIAIS E MÉTODOS
3.1 Introdução
A seleção dos materiais para estudo e a investigação experimental foram
conduzidos de maneira a possibilitar a análise comparativa do comportamento
mecânico de solos lateríticos e não lateríticos.
3.2 Seleção dos Solos
Os solos utilizados nesta pesquisa foram selecionados entre as 30 amostras
coletadas em rodovias do interior do Estado de São Paulo e estudados por Takeda
(2006). Entre estas amostras foram destacados pares constituídos por solos de
semelhantes curvas granulométricas, mesma classificação HRB e comportamentos
distintos quanto a laterização, ou seja, um de comportamento laterítico e o outro
não-laterítico. Entre os pares existentes no trabalho de Takeda (2006) selecionaram-
se 3, cujos solos tivessem maior variação no índice (e), ou seja, que no gráfico MCT
estivessem mais distantes do limite que divide os solos lateríticos dos não lateríticos.
A figura 3.1 apresenta os solos estudados e a tabela 3.1 apresenta as regiões, as
coordenadas geográficas e a posição em relação à linha de seixos de cada uma das
6 amostras dos 3 pares selecionados.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
FIGURA 3.1
– Amostras selecionadas para estudo
TABELA 3.1– Localização, coordenadas e posição em relação à linha de seixos
dos solos estudados
Par Solo Localização Coordenadas
Posição com relação
à linha de seixos
1
1L
SP-215 (km 54 + 400) S 21º 47' 53,6"
acima da linha de
seixos
Santa Cruz das
Palmeiras / Casa Branca
W 47º 05' 05,1"
1N
SP-225 (km 220 + 500) S 22º 19’ 44,9”
abaixo da linha de
seixos
Pederneiras / Bauru
W 48º 55’ 26,8”
2
2L
Estrada para Caçapava
Velha
S 23º 06' 01,6"
abaixo da linha de
seixos
1 km do trevo da Via
Dutra
W 45º 40' 33,2"
2N
SP-563 km 33 S 22º 15' 13,2"
abaixo da linha de
seixos
Teodoro Sampaio /
Marabá Paulista
W 52º 01' 03,9"
3
3L
SP-304 (km 277 + 50) S 22º 23’ 58,1”
acima da linha de
seixos
Dois Córregos /
Mineiros do Tiête
W 48º 27’ 02,4”
3N
Vicinal km 006 S 22º 18’ 58”
abaixo da linha de
seixos
SP-225 /
Dois Córregos
W 48º 23’ 36,5”
Amostra 1L
Amostra 1N
Amostra 2L
Amostra 2N
Amostra 3L
Amostra 3N
Capitulo 3 – Materiais e Métodos
53
3.2.1 Caracterização e Classificação dos Solos
Os ensaios de caracterização e classificação dos solos foram realizados por Takeda
(2006).
Para caracterizar os solos foram determinados os limites de consistência, realizados
segundo as normas NBR 6459 – “Solo – Determinação do limite de Liquidez” e NBR
7180 – “Solo – Determinação do Limite de Plasticidade”; a massa específica de
sólidos, realizada segundo a norma NBR 6508 – “Grãos de solo que passam na
peneira 4,8 mm – Determinação da Massa Específica”; e a análise granulométrica
conjunta, realizada segundo a norma NBR 7181 – “Solos – Análise Granulométrica”.
Os resultados desses ensaios permitiram a classificação dos solos segundo o
Sistema Unificado e HRB (Highway Research Board).
Para a classificação MCT adotaram-se os procedimentos descritos nas normas
DNER – M 256/94 – “Solos compactados com equipamento miniatura –
Determinação da perda de massa por imersão” e DER – M 196/89 – “Classificação
de solos tropicais segundo a metodologia MCT”.
As figuras 3.2, 3.3 e 3.4 apresentam as curvas granulométricas dos pares 1, 2 e 3,
respectivamente, enquanto a figura 3.5 apresenta as curvas granulométricas de
todos os pares conjuntamente.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
0
20
40
60
80
100
0,001 0,01 0,1 1 10
Diâmetro dos Grãos (mm)
% que passa
1L
1N
FIGURA 3.2 – Curvas granulométricas dos solos 1L e 1N
0
20
40
60
80
100
0,001 0,01 0,1 1 10
Diâmetro dos Grãos (mm)
% que passa
2L
2N
FIGURA 3.3 – Curvas granulométricas dos solos 2L e 2N
Capitulo 3 – Materiais e Métodos
55
0
20
40
60
80
100
0,001 0,01 0,1 1 10
Diâmetro dos Grãos (mm)
% que passa
3L
3N
FIGURA 3.4 – Curvas granulométricas dos solos 3L e 3N
0
20
40
60
80
100
0,001 0,01 0,1 1 10
Diâmetro dos Grãos (mm)
% que passa
1L
1N
2L
2N
3L
3N
FIGURA 3.5 – Curvas granulométricas dos solos estudados
A figura 3.6 apresenta a Carta de Plasticidade de Casagrande com a posição dos
solos estudados.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
1L
1N 2L
2N
3L
3N
0
10
20
30
40
0 10203040506070
LL (%)
IP (%)
ML ou OL MH ou OH
CL ou OL
CH ou OH
CL - ML
FIGURA 3.6
– Carta de Plasticidade de Casagrande
A figura 3.7 apresenta os gráficos MCT e MCT-M com as indicações dos 6 solos
estudados. As figuras 3.8 a 3.13 apresentam as imagens obtidas nos ensaios de
microscopia eletrônica de varredura dos solos 1N, 1L, 2N, 2L, 3N e 3L,
respectivamente. Cada amostra foi caracterizada por duas imagens com diferentes
aumentos. Conforme se observa a seguir, a primeira foto tem aumento de 3000
vezes e a segunda aumento de 10000 vezes.
LG'
NA'
LA'
LA
NG'
3N
3L
2N
1L
2L
2N
0,5
1
1,5
2
0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5
NA'
NS'
LA
LA'
NA
TA'
3N
3L
1N
1L
2L
2N
NG'
TG'
LG'LA'G'
NS'G'
TA'G'
0,5
1
1,5
2
0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5
NS'
(a) (b)
FIGURA 3.7 – Gráficos MCT e MCT-M (Vertamatti, 1988) com a indicação dos
seis solos estudados.
Capitulo 3 – Materiais e Métodos
57
FIGURA 3.8– Imagens de microscopia eletrônica de varredura do solo 1N.
FIGURA 3.9 – Imagens de microscopia eletrônica de varredura do solo 1L.
FIGURA 3.10 – Imagens de microscopia eletrônica de varredura do solo 2N.
10000x
3000x
10000x
3000x
10000x
3000x
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
FIGURA 3.11 – Imagens de microscopia eletrônica de varredura do solo 2L.
FIGURA 3.12 – Imagens de microscopia eletrônica de varredura do solo 3N.
FIGURA 3.13 – Imagens de microscopia eletrônica de varredura do solo 3L.
Tabela 3.2 apresenta os resultados de caracterização e classificação para cada solo
selecionado.
10000x
3000x
10000x
3000x
10000x
3000x
Capitulo 3 – Materiais e Métodos
59
TABELA 3.2
– Caracterização e classificação dos solos estudados
Solo 1L 1N 2L 2N 3L 3N
Caracterização
ρ
s
(g/cm
3
)
2,546 2,691 2,613 2,66 2,932 2,980
% passa # 200 40 49 69 69 84 90
% argila 24 25 43 47 42 40
LL 31 38 61 55 46 79
IP 12 15 29 20 13 26
Classificação
HRB A-6 A-6 A-7-5 A-7-5 A-7-5 A-7-5
USCS SC SC MH MH ML MH
MCT LG' NG’ LG' NG' LG' NG'
3.2.2 Ensaios de Compactação
Além dos ensaios de caracterização e classificação, Takeda (2006) realizou em
todas as amostras ensaios de compactação para determinação do par ordenado
umidade ótima e massa específica seca máxima (w
ot
x ρ
dmax
) na energia normal do
Ensaio de Proctor. Esses ensaios foram realizados de acordo com a norma DER M
13-71 e seus resultados encontram-se na tabela 3.3.
TABELA 3.3
– Resultados do ensaio de compactação, energia Proctor Normal
Solo 1L 1N 2L 2N 3L 3N
Proctor Normal
w
ot
(%) 12,6 17,0 20,9 29,1 24,9 32,0
ρ
dmax
(g/cm
3
)
1,888 1,739 1,626 1,417 1,608 1,415
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
3.3 Investigação Experimental
O comportamento mecânico dos solos estudados foi determinado a partir da análise
de resultados de ensaios de compressão simples e triaxiais convencionais.
3.3.1 Moldagem dos Corpos-de-Prova
A Figura 3.14 apresenta a prensa utilizada para moldagem dos corpos-de-prova.
FIGURA 3.14 – Prensa Versatester utilizada para compactação estática de
corpos-de-prova
Capitulo 3 – Materiais e Métodos
61
Todos os corpos-de-prova foram moldados sob a condição de umidade ótima (w
ot
) e
massa específica seca máxima (ρ
dmax
) correspondente ao Proctor Normal.
À amostra previamente seca ao ar era adicionada água suficiente para atingir a
umidade desejada, sendo então o material homogeneizado e embalado em saco
plástico. Após a homogeneização, duas cápsulas do solo eram retiradas para a
verificação do teor de umidade atingido. Portando, nenhum corpo-de-prova era
moldado antes de 24 horas, período este usado para a determinação da umidade e
também para a equalização da umidade na amostra. A moldagem era realizada
apenas quando a umidade estivesse no intervalo de +
0,25% da umidade alvo.
Foram utilizados corpos-de-prova cilíndricos de 50mm de diâmetro e 100mm de
altura, moldados estaticamente em três camadas em uma prensa Versatester 30M.
3.3.2 Ensaio Triaxial Convencional
Para todas as amostras foram realizados ensaios triaxiais saturados do tipo
adensado-drenado (CD), ou seja, com permanente drenagem do corpo de prova e
segundo metodologia descrita em Bishop e Henkel (1957).
Para o par 1 constituído dos solos 1L e 1N também foram executados ensaios não
saturados sem controle de sucção.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
3.3.2.1 Determinação dos Valores de Tensão Confinante
As tensões de confinamento adotadas para os ensaios triaxiais foram obtidas de
maneira a representar tensões no subleito de pavimentos.
Em uma primeira etapa, calculou-se a tensão de confinamento devido ao peso
próprio do pavimento e ao tráfego decorrente do carregamento do eixo padrão (eixo
simples de roda dupla e 8,2tf).
Para tal simulação considerou-se cada camada do pavimento composta por
materiais de comportamento elástico-linear, caracterizados pelo módulo de
elasticidade (E) e coeficiente de Poisson (ν) constantes. Foram modelados dois
pavimentos, um com três camadas (capa, base de solo fino e subleito) e outro com
duas (base de solo fino e subleito). A Tabela 3.4 apresenta as características dos
materiais adotados como camadas de cada uma das estruturas de pavimento
analisadas.
O cálculo se deu com auxílio do programa ELSYM5 e determinou-se um valor de
25kPa para tensão de confinamento de ambas as estruturas analisadas.
TABELA 3.4
– Características das Camadas dos Pavimentos Modelados
Pavimento Camada E (10
3
kPa)
ν
e (cm)
ρ (g/cm3)
1
1 360 0,45 60 1,66
2 158 0,45
∞
1,66
2
1 4000 0,25 7,5 2,0
2 360 0,45 52,5 1,66
3 158 0,45
∞
1,66
Capitulo 3 – Materiais e Métodos
63
Como tensões complementares, foram adotadas ainda as tensões de 50kPa e
75kPa, tensões estas compatíveis respectivamente, com tensões de confinamento
preconizadas pela AASHTO T 307-99 para o ensaio de materiais de subleito e sub-
base de pavimento.
3.3.2.2 Equipamentos
A Figura 3.15 apresenta o equipamento utilizado para os ensaios triaxiais.
FIGURA 3.15 – Equipamentos utilizados para o ensaio Triaxial Convencional
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Utilizou-se para os ensaios triaxiais uma prensa WYKEHAM FARRANCE modelo
10051 de 5ton de capacidade, pertencente ao Departamento de Geotecnia da EESC
– USP. Foram utilizados também uma câmara cintada para corpos-de-prova de no
máximo 2” de diâmetro e com capacidade de 1700kPa de pressão; um anel de carga
de capacidade 200kg equipado com um LVDT para a aquisição eletrônica da força
aplicada; um transdutor de pressão para medir a pressão neutra; um medidor
automático de variação de volume e um LVDT externo a câmara para medir o
deslocamento.
Foram utilizados também membranas látex para proteger o corpo-de-prova durante
os ensaios e 2 pedras porosas de carborundum, uma na base e outra no topo do
corpo-de-prova.
3.3.2.3 Procedimento de Ensaio
Durante a realização dos ensaios as tensões confinantes eram aplicadas por meio
de água destilada através de colunas de mercúrio.
a. Ensaio saturado
Após a montagem do ensaio, o primeiro passo era a saturação. Nesta fase aplicava-
se uma pressão no interior da câmara e outra no interior do corpo-de-prova
Capitulo 3 – Materiais e Métodos
65
(contrapressão) com uma diferença aproximada de 10 kPa entre elas. Elevavam-se
essas pressões gradativamente, em taxas constantes de 50kPa até atingir-se a
saturação por dissolução do ar. A condição de saturação era verificada através da
medição do parâmetro B de Skempton, dado pela expressão:
100
u
B
3
⋅
Δ
Δ
=
σ
(3.1)
Onde: B = parâmetro de Skempton (%);
Δu = Variação de pressão neutra (kPa);
Δσ
3
= Variação de tensão confinante (kPa).
Saturada a amostra, iniciava-se o adensamento aplicando-se a tensão confinante
escolhida para o ensaio. O controle dessa fase era realizado através do gráfico Raiz
de Tempo
versus Variação de Volume ( tx Δv).
Em seguida, iniciava-se a ruptura da amostra. Para tal, elevava-se a tensão axial na
amostra a uma taxa de 0,02 mm/min permitindo assim a percolação da água. Dessa
forma, a pressão neutra durante o ensaio permanecia praticamente nula e as
tensões totais medidas eram as tensões efetivas.
Nas fases de adensamento e ruptura, realizava-se a aquisição de dados através do
programa CONDRE, desenvolvido pelo Departamento de Geotecnia.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
b. Ensaio não saturado
Com os corpo-de-prova do par 1 foram montados ensaios não saturados sem
medida de sucção. Os ensaios eram realizados utilizando os mesmos procedimentos
descritos no item anterior excetuando-se a fase de saturação. A drenagem do corpo-
de-prova era aberta para atmosfera.
3.3.3 Ensaio de compressão sem tensão confinante
3.3.3.1 Equipamentos
Estes ensaios foram realizados no equipamento triaxial descrito no item 3.3.2.2.
3.3.3.2 Procedimento de Ensaio
a. Ensaio saturado
Após a montagem do ensaio, saturava-se o corpo-de-prova de acordo com o sub-
item “a” do item 3.3.2.3. Em seguida, igualava-se a pressão interna e externa do
corpo-de-prova e iniciava-se o cisalhamento como o descrito também sub-item “a”
do item 3.3.2.3.
Capitulo 3 – Materiais e Métodos
67
b. Ensaios não saturados
Para os solos 1L e 1N foram realizados ensaios de compressão simples não
saturado. Utilizou-se para tanto a pressa triaxial descrita no item 3.3.2.2 e velocidade
1,14 mm/min. A aquisição de dados era realizado através do programa Compsimp
desenvolvido pelo Departamento de Geotecnia.
3.4 Análise dos Resultados
3.4.1 Resistências Mobilizadas
Adotou-se o modelo de Mohr-Coulomb para determinação dos parâmetros coesão
(c) e ângulo de atrito interno (
φ) na ruptura e em tensões correspondentes a 1/16,
1/8, 1/4 e 1/2 da deformação alcançada na ruptura.
3.4.1.1 Critério de Resistência de Mohr-Coulomb
Para o cálculo de c e φ foi utilizado o gráfico p x q, a partir do qual pode-se
determinar os parâmetros a’ e
α, que se relacionam com os primeiros através das
equações:
α
=
φ
tgsen
(3.2)
φ
cos
'a
c =
(3.3)
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Onde: α = ângulo de inclinação da reta que une os pontos de máximos no gráfico p
x q (
O
);
φ = ângulo de atrito da trajetória de ruptura de Mohr-Coulomb (
O
);
c = parâmetro de coesão da trajetória de ruptura de Mohr-Coulomb (kPa);
a’ = Ponto de interseção da reta que une os pontos de máximos no gráfico p
x q com o eixo das ordenadas (kPa).
3.4.2 Deformabilidade
Para a análise da deformabilidade foram determinados o módulo tangente inicial e
os módulos secantes correspondentes a 50% e a 100% da tensão de ruptura
conforme ilustra a figura 3.15.
ε
(%)
(
σ
1
-
σ
3
) (kPa)
E
rup
E
50%
E
0
FIGURA 3.16 – Módulos de deformabilidade utilizados no estudo.
Capitulo 3 – Materiais e Métodos
69
3.4.2.1 Determinação do Módulo Tangente Inicial
Para facilitar e eliminar a subjetividade na determinação do módulo tangente inicial
adotou-se o procedimento apresentado por Duncan e Chang (1970), pelo qual a
curva tensão
versus deformação é traçada de acordo com um modelo hiperbólico
expresso pelas equações 2.3 e 2.4.
3.4.2.2 Modelagem da Variação de E
0
com a Tensão Confinante
A variação do módulo tangente inicial com a tensão confinante foi moldada conforme
proposto por Janbu (1963) através da seguinte equação:
n
3
0
Pa
σ
PakE
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
⋅⋅=
(3.5)
Onde E
0
: Módulo tangente inicial;
σ
3
: tensão confinante;
Pa: Pressão atmosférica expressa na unidade que E
0
e σ
3
;
k e n: constantes
3.4.3 Comparação entre o Comportamento de Solos Lateríticos e Não
Lateríticos
Finalmente, comparou-se o comportamento mecânico de solos laterítico e não
laterítico, para uso em pavimentação, frente às analises realizadas, procurando
reconhecer diferenças e semelhanças e identificar as razões que as originaram.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
3.4.4 Análise da Relação entre os Resultados dos Ensaios Triaxiais
Convencionais e Triaxiais Cíclicos
A partir dos valores de módulo tangente inicial e módulo de resiliência, analisou-se a
deformação elástica dos materiais, procurando investigar relações nas respostas dos
dois ensaios.
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
71
4 APRESENTAÇÃO E DISCUSSÃO DOS RESULTADOS
4.1 Introdução
Neste capítulo são apresentados e analisados os resultados dos ensaios de
laboratório realizados para se alcançarem os objetivos desta dissertação.
4.2 Ensaios de Compactação
Nas figuras 4.1, 4.2 e 4.3 são apresentadas, respectivamente, as curvas de
compactação dos pares de solos 1, 2 e 3, enquanto que a figura 4.4 apresenta estas
mesmas curvas conjuntamente. Esses ensaios foram realizados por Takeda (2006)
na energia normal do ensaio de Proctor.
Analisando-se essas figuras, observa-se para um mesmo par, que o solo laterítico
apresenta menor teor de umidade ótima e maior massa específica seca máxima
quando comparado ao solo não laterítico.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
1,60
1,65
1,70
1,75
1,80
1,85
1,90
9 11131517192123
Umidade - w (%)
Massa específica seca -
ρ
d
(g/cm
3
)
1L
1N
FIGURA 4.1 – Curvas de compactação do par 1
1,35
1,40
1,45
1,50
1,55
1,60
1,65
15 17 19 21 23 25 27 29 31 33 35
Umidade - w (%)
Massa específica seca -
ρ
d
(g/cm
3
)
2L
2N
FIGURA 4.2 – Curvas de compactação do par 2 (A-7-5, MH)
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
73
1,25
1,30
1,35
1,40
1,45
1,50
1,55
1,60
1,65
20 22 24 26 28 30 32 34 36 38 40 42 44
Umidade - w (%)
Massa específica seca -
ρ
d
(g/cm
3
)
3N
3L
FIGURA 4.3 – Curvas de compactação do par 3 (A-7-5, MH)
1,25
1,35
1,45
1,55
1,65
1,75
1,85
1,95
9 1215182124273033363942
Umidade - w (%)
Massa específica seca -
ρ
d
(g/cm
3
)
3L2L
1L
3N
2N
1N
FIGURA 4.4 – Curvas de compactação dos materiais estudados
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
A figura 4.5 apresenta a relação entre a variação da massa específica seca máxima
e a correspondente variação de umidade para o solo laterítico e não laterítico.
Analisando essa figura, observa-se que existe uma boa relação entre essas
variáveis e que a massa especifica seca máxima diminui com o aumento da umidade
ótima, com uma taxa variação coincidente para ambas as gêneses dos materiais,
estando a curva dos solos lateríticos ligeiramente acima da curva dos solos não
lateríticos.
Laterítico
R
2
= 0,93
Não Laterítico
R
2
= 0,97
1,35
1,45
1,55
1,65
1,75
1,85
1,95
11 13 15 17 19 21 23 25 27 29 31 33
w
ot
(%)
ρ
dmax
(g/cm
3
)
FIGURA 4.5 –
ρ
dmax
versus w
ot
para solos lateríticos e não lateríticos
Procurou-se relacionar, também, os resultados dos ensaios de compactação, massa
específica seca máxima e umidade ótima, com as características granulométricas e
plásticas dos materiais. As figuras 4.6 e 4.7 apresentam respectivamente a variação
da umidade ótima com o teor de finos (porcentagem de material menor que
0,075mm – NBR 6505/95, ABNT) e argila (porcentagem de material menor que
0,002mm – NBR 6505/95, ABNT), respectivamente.
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
75
Laterítico
R
2
= 1,00
Não laterítico
R
2
= 0,88
11
14
17
20
23
26
29
32
35
20 30 40 50 60 70 80 90 100
% finos
w
ot
(%)
FIGURA 4.6 – Porcentagem de finos versus umidade ótima
Laterítico
R
2
= 0,87
Não laterítico
R
2
= 0,77
11
14
17
20
23
26
29
32
35
22 25 28 31 34 37 40 43 46 49
% argila
w
ot
(%)
FIGURA 4.7 – Porcentagem de argila versus umidade ótima
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Analisando as figuras 4.6 e 4.7 observa-se que é possível relacionar a umidade
ótima com o teor de finos e com o teor de argila, sendo que a correlação obtida a
partir do teor de finos mostra-se um pouco superior à obtida a partir do teor de argila.
Conforme era esperado, a umidade ótima cresce com o aumento dos teores de finos
e de argila. Com relação a gênese dos solos, observa-se que para iguais
porcentagens de argila ou de finos, os solos lateríticos apresentam menores valores
de umidade ótima quando comparados aos solos não lateríticos.
As figuras 4.8 e 4.9 apresentam respectivamente a variação da massa específica
seca máxima com o teor de finos (porcentagem de material menor que 0,075mm –
NBR 6505/95, ABNT) e argila (porcentagem de material menor que 0,002mm – NBR
6505/95, ABNT), respectivamente.
Analisando essas figuras observa-se que é possível relacionar a massa específica
seca máxima com o teor de finos e com o teor de argila, sendo que a correlação
obtida a partir do teor de argila mostra-se um pouco superior à obtida a partir do teor
de finos. Conforme era esperado, a massa específica seca máxima decresce com o
aumento dos teores de finos e de argila. Com relação a gênese dos solos, observa-
se que para iguais porcentagens de argila ou de finos, os solos lateríticos
apresentam maiores valores de massa específica seca máxima quando comparados
aos solos não lateríticos.
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
77
Laterítico
R
2
= 0,92
Não laterítico
R
2
= 0,74
1,35
1,45
1,55
1,65
1,75
1,85
1,95
20 30 40 50 60 70 80 90 100
% finos
ρ
dmax
(g/cm
3
)
FIGURA 4.8 – Porcentagem de finos versus massa específica seca máxima
Laterítico
R
2
= 0,99
Não laterítico
R
2
= 0,90
1,35
1,45
1,55
1,65
1,75
1,85
1,95
22 25 28 31 34 37 40 43 46 49
% argila
ρ
dmax
(g/cm
3
)
FIGURA 4.9 – Porcentagem de argila versus massa específica seca máxima
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
4.3 Ensaios Confinados e Não-Confinados
4.3.1 Ensaios Saturados
As figuras 4.10, 4.11 e 4.12 apresentam as curvas tensão versus deformação axial e
deformação volumétrica versus deformação axial para os pares de solos 1, 2 e 3,
respectivamente.
Analisando-se essas figuras, e observando-se o desenvolvimento das curvas tensão
desvio e variação volumétrica com a deformação axial, constata-se que os pares 1 e
2 têm comportamento semelhante, ou seja, solos lateríticos (1L e 2L) apresentam
um comportamento frágil se comparados aos solos não lateríticos (1N e 2N), com
uma resistência residual menor que a resistência de pico. No tocante à variação
volumétrica, esta é compressiva até próximo à ruptura para ambas as gêneses,
seguindo-se uma dilatância pronunciada para os solos lateríticos, que não se repete
para os solos não lateríticos. Destaca-se que para os ensaios sem confinamento, a
dilatância é observada para solos lateríticos e não lateríticos, sendo que para estes
últimos ela é menos pronunciada.
Ainda para os pares 1 e 2, observa-se que solos lateríticos rompem com
aproximadamente 1% de deformação axial, com um pico bem delineado, enquanto
que para os solos não lateríticos não é possível estabelecer claramente o pico de
ruptura. Quando se comparam as tensões de ruptura, os solos lateríticos
apresentam valores superiores às dos solos não lateríticos.
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
79
1N
0
50
100
150
200
250
300
0246810
ε (%)
(
σ
1
-
σ
3
) (kPa)
-4
-2
0
2
0246810
Δ
V (%)
Não laterítico - 75 kPa Não laterítico - 50kPa
Não laterítico - 25 kPa Não laterítico - 0 kPa
Laterítico - 75 kPa Laterítico - 50kPa
Laterítico - 25kPa Laterítico - 0kPa
FIGURA 4.10 – Curvas tensão desvio versus deformação axial e variação
volumétrica versus deformação axial para os solos do Par 1
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
0
50
100
150
200
250
300
0246810
ε
(%)
(σ
1
-
σ
3
) (kPa)
-5
-3
-1
1
3
5
0246810
Δ
V (%)
Não laterítico - 75 kPa Não laterítico - 50kPa
Não laterítico - 25kPa Não laterítico - 0kPa
Laterítico - 75 kPa Laterítico - 50kPa
Laterítico - 25kPa Laterítico - 0kPa
FIGURA 4.11 – Curvas tensão desvio versus deformação axial e variação
volumétrica versus deformação axial para os solos do Par 2
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
81
0
50
100
150
200
250
300
350
0246810
ε
(%)
(
σ
1
-
σ
3
) (kPa)
-4
-2
0
2
0246810
Δ
V (%)
Lateítico - 75 kPa Laterítico - 50kPa
Laterítico - 25kPa Laterítico - 0kPa
Não laterítico - 75 kPa Não lateríitico - 50kPa
Não laterítico - 25kPa Não laterítico - 0kPa
FIGURA 4.12 – Curvas tensão desvio versus deformação axial e variação
volumétrica versus deformação axial para os solos do Par 3
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Analisando-se o desenvolvimento das curvas tensão desvio e variação volumétrica
com a deformação axial para os solos do par 3, constata-se que a diferença
existente entre solos lateríticos e não lateríticos observada para os pares 1 e 2 não
se repete. Neste caso, ambos os solos apresentaram um comportamento frágil,
podendo-se delinear o pico de ruptura, que se dá para deformações entre 0,5% a
2,5%. Observa-se também que o solo laterítico apesar de apresentar resistência
superior a do solo não laterítico, esta diferença é pequena se comparada às
observadas para os pares 1 e 2. No tocante à variação volumétrica, observa-se
dilatância após a ruptura para os dois solos.
4.3.1.1 Resistência à Ruptura
Foram calculadas as diferenças relativas de tensão de ruptura para cada um dos
pares de solos segundo a equação 4.1:
()
rupL rupN
rupN
σ
σ
σ
σ
−
Δ=
(4.1)
Onde: Δ
σ = Diferença relativa de tensão de ruptura (%);
σ
rupN
= Tensão desvio de ruptura para o solo não laterítico (kPa);
σ
rupL
= Tensão desvio de ruptura para o solo laterítico (kPa).
A tabela 4.1 apresenta os valores da tensão de ruptura para os solos estudados e a
diferença relativa de tensão de ruptura (
Δσ) para cada tensão de confinamento (σ
c
),
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
83
calculadas conforme a equação 4.1. A figura 4.8 ilustra a variação de Δσ com as
tensões de confinamento.
TABELA 4.1 – Tensão de ruptura das amostras e diferença relativa de tensão
de ruptura para cada tensão de confinamento
Par
σ
c
(kPa)
σ
rupL
(kPa)
σ
rupN
(kPa)
Δσ
(%)
06024156%
25 139 87 60%
50 194 144 35%
75 248 185 34%
08822299%
25 131 68 92%
50 196 117 67%
75 225 153 47%
08185-4%
25 189 164 16%
50 253 233 9%
75 314 302 4%
2
3
1
-50%
0%
50%
100%
150%
200%
250%
300%
350%
020406080
σ
c
(kPa)
Δ
σ
(%)
Par 1
Par 2
Par 3
FIGURA 4.13 – Variação da diferença relativa de tensão de ruptura com a
tensão confinante
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Analisando-se os valores da tabela 4.1, observa-se que, excetuando-se os ensaios
sem confinamento do par 3, os solos lateríticos alcançaram resistências maiores que
os solos não lateríticos. Observa-se ainda, através da tabela 4.1 e da figura 4.13,
que para os pares 1 e 2 existe uma grande diferença relativa de tensão de ruptura
entre os solos lateríticos e não lateríticos, destacando-se os resultados dos ensaios
sem confinamento que apresentaram diferença superior a 150%. Para o par 3, essa
diferença apresenta-se pequena, sendo que para os ensaios sem confinamento, o
solo não laterítico apresentou resistência ligeiramente maior que a do solo laterítico.
Considerando-se que os ensaios realizados sem confinamento conduziram a valores
de diferença relativa de tensões de ruptura muito discrepantes quando comparados
aos ensaios confinados, para as análises que se seguem, serão consideradas
apenas os resultados desses últimos ensaios. Assim, a figura 4.14 apresenta a
variação das diferenças relativas de tensão de ruptura com a tensão confinante
apenas para os ensaios triaxiais.
Analisando-se essa figura e considerando-se os valores de R
2
destacados, pode-se
afirmar que a variação de Δ
σ
com σ
c
é aproximadamente linear e que a mesma
decresce com o aumento de
σ
c
. Observa-se, também, que a inclinação da reta
correspondente ao par 2 é maior que a do par 1, que por sua vez é maior que a do
par 3. A granulometria poderia explicar este fato, visto que os solos do par 3 são os
mais finos e portanto, menos sujeitos ao efeito da tensão confinante.
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
85
Par 2
R
2
= 1,00
Par 1
R
2
= 0,78
Par 3
R
2
= 0,99
0%
20%
40%
60%
80%
100%
20 30 40 50 60 70 80
σ
c
(kPa)
Δ
σ
(%)
FIGURA 4.14 – Variação da diferença relativa de tensão de ruptura com a
tensão confinante para os ensaios triaxiais
Ainda para a figura 4.14, as diferenças relativas de tensão de ruptura médias
calculadas a partir das 3 tensões de confinamento são 43%, 69% e 9%,
respectivamente, para os pares de solos 1, 2 e 3.
¾
Envoltória de Ruptura de Mohr-Coulomb
A tabela 4.2 apresenta os valores dos parâmetros
φ’ (ângulo de atrito interno efetivo)
e c’ (coesão efetiva) da envoltória de ruptura de Mohr-Coulomb, calculados para os
ensaios realizados a partir de amostras saturadas. Para o cálculo destes valores,
foram considerados apenas os ensaios confinados, visto que os ensaios não
confinados apresentaram resultados discrepantes dos demais, conforme discutido
anteriormente. A ilustração das envoltórias de ruptura obtidas a partir dos círculos de
Mohr é apresentada no Apêndice A.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
TABELA 4.2 – Valores de φ’ e c’ para a envoltória de ruptura de Mohr-Coulomb
dos solos estudados
1L 1N 2L 2N 3L 3N
φ
'
(
o
)
31 30 29 27 34 36
c' (kPa)
24 12 25 8 34 24
As figuras 4.15, 4.16 e 4.17 apresentam as envoltórias de ruptura de Mohr-Coulomb
respectivamente para os solos dos pares 1, 2 e 3 representadas em diagramas de
tensão p’x q’. Analisando-se essas figuras, podem-se considerar as envoltórias como
retilíneas para as tensões confinantes estudadas.
Não laterítico
R
2
= 1,00
Laterítico
R
2
= 1,00
0
42
84
126
168
0 40 80 120 160 200 240
p (kPa)
q (kPa)
FIGURA 4.15 – Envoltória de resistência das amostras 1L e 1N
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
87
Laterítico
R
2
= 0,99
Não Laterítico
R
2
= 1,00
0
42
84
126
168
0 40 80 120 160 200 240
p (kPa)
q (kPa)
FIGURA 4.16 – Envoltória de resistência das amostras 2L e 2N
Não Laterítico
R
2
= 1,00
Laterítico
R
2
= 1,00
0
42
84
126
168
0 40 80 120 160 200 240
p (kPa)
q (kPa)
FIGURA 4.17 – Envoltória de resistência das amostras 3L e 3N
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Analisando-se os valores da tabela 4.2 e as figuras 4.15, 4.16 e 4.17, observa-se
que os solos lateríticos e não lateríticos apresentam valores de ângulos de atrito
interno efetivo muito próximos entre si se considerados um mesmo par, fato também
verificado pelo paralelismo entre as envoltórias obtidas para solos lateríticos e não
lateríticos. Essa sobreposição de valores indica que a gênese do solo não influencia
o valor deste parâmetro.
Analisando a coesão efetiva das amostras estudadas na tabela 4.2, observa-se que
os solos lateríticos apresentam valores de c’ maiores que os não lateríticos. Esse
resultado indica que a gênese do material exerce uma forte influência no valor da
coesão. Essa influencia poderia ser explicada pela presença de óxidos e hidróxidos
de ferro e alumínio nos solos lateríticos, que promovem a cimentação entre
partículas, contribuindo para o aumento do valor da coesão desses solos.
Observa-se ainda na tabela 4.2 que os solos lateríticos apresentam valores de
coesão efetiva superiores aos solos não lateríticos da ordem de 100%, 213% e 42%,
respectivamente, para os pares 1, 2 e 3, indicando comportamento semelhante entre
os solos do par 3 se comparado com os solos dos pares 1 e 2.
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
89
¾
Análise Geral
Conforme observado nas análises anteriores, os solos pertencentes aos pares 1 e 2
tiveram um comportamento coincidente com o esperado, ou seja, os solos lateríticos
apresentaram maiores resistências e menores deformabilidades na ruptura que os
solos não lateríticos. No entanto, para os solos do par 3, observou-se que os solos
laterítico e o não laterítico apresentaram comportamento muito próximos entre si.
Essa semelhança poderia ser explicada pela classificação MCT-M (Vertamatti, 1988)
conforme ilustrada a figura 3.6 (b), onde se observa que ambos os solos pertencem
à classe TAG’, indicando que teriam comportamentos geotécnicos coincidentes.
4.3.1.2 Resistência mobilizada
Em seguida serão analisadas as resistências em termos de ângulo de atrito
mobilizado e coesão mobilizada para os níveis de deformação de 1/16, 1/8, 1/4 e 1/2
da deformação alcançada na ruptura do material.
As figuras 4.18, 4.19 e 4.20 ilustram a variação de
φ e de c mobilizados com a
deformação axial para os solos dos pares 1, 2 e 3, respectivamente.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
0
10
20
30
40
50
1% 10% 100% 1000%
%
ε
rup
φ
mob
(
0
)
_
_ __ Não laterítico R
2
= 0,91
_
____ Laterítico R
2
= 0,96
0
10
20
30
40
0% 20% 40% 60% 80% 100% 120%
%
ε
rup
c
mob
(kPa)
_
_ __ Não laterítico R
2
= 0,04
_
____ Laterítico R
2
= 0,31
FIGURA 4.18 – Variação do atrito interno mobilizado e da coesão mobilizada
em função da %
ε
rup
para o Par 1
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
91
-10
0
10
20
30
40
50
1% 10% 100% 1000%
%
ε
rup
φ
mob
(
0
)
_
_ __ Não laterítico R
2
= 0,99
_
____ Laterítico R
2
= 0,98
0
10
20
30
40
0% 20% 40% 60% 80% 100% 120%
%
ε
rup
c
mob
(kPa)
_
_ __ Não laterítico R
2
= 0,82
_
____ Laterítico R
2
= 0,22
FIGURA 4.19 – Variação do atrito interno mobilizado e da coesão mobilizada
em função da %
ε
rup
para o Par 2
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
0
10
20
30
40
50
1% 10% 100% 1000%
%
ε
rup
φ
mob
(
ο
)
_
_ __ Não laterítico R
2
= 0,96
_
____ Laterítico R
2
= 0,95
0
10
20
30
40
0% 20% 40% 60% 80% 100% 120%
%
ε
rup
c
mob
(kPa)
_
_ __ Não laterítico R
2
= 0,90
_
____ Laterítico R
2
=1,00
FIGURA 4.20 – Variação do atrito interno mobilizado e da coesão mobilizada
em função da %
ε
rup
para o Par 3
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
93
Analisando-se as figuras 4.18, 4.19 e 4.20, observa-se que o atrito interno
mobilizado apresenta valores muito pequenos para as menores deformações,
crescendo à medida que se aproxima da deformação de ruptura, quando alcançam o
seu valor máximo. Esse fato indica que o atrito interno entre as partículas aumenta
com o crescimento do nível de tensão e com o desenvolvimento das deformações.
Observa-se ainda que para as pares 1 e 2, o atrito interno mobilizado dos solos
lateríticos é mais sensível ao nível de deformação que o dos solos não lateríticos. No
caso do par 3, os dois solos comportam-se de maneira muito semelhante,
confirmando o destacado anteriormente, ou seja, que seriam solos pertencentes a
uma mesma classe segundo a classificação MCT-M (Vertamitti, 1988).
No tocante à coesão, os diferentes pares apresentam comportamento distintos entre
si, conforme discutido em seguida.
Se comparada ao ângulo de atrito interno mobilizado, a coesão mobilizada para os
solos dos pares 1 e 2 varia muito pouco no decorrer de todo o ensaio triaxial. Esse
fato indicaria que o efeito das ligações entre partículas decorrentes de eventuais
cimentações depende pouco do estado de tensão ou da deformação desenvolvida,
sendo mobilizada, praticamente na sua totalidade, desde o início do ensaio. Dos
solos constituintes desses dois pares, apenas o solo 2N apresenta uma variação
mais significativa do c
mob
, sendo que sua diminuição com o desenvolvimento de
maiores deformações poderia ser conseqüência de uma quebra de ligações entre
partículas.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Quanto ao aumento de c
mob
de ambos os solos do par 3 com o desenvolvimento das
deformações, esse comportamento seria inusitado e não pôde ser explicado no
contexto desse estudo.
4.3.1.3 Deformabilidade
Para a comparação entre a deformabilidade dos solos lateríticos e não lateríticos,
foram determinadas e analisadas a deformação na ruptura, os módulos de
deformação tangente inicial e os módulos de deformação secantes a 50% da tensão
de ruptura e na ruptura.
¾
Deformação na ruptura
Para a análise comparativa da deformabilidade na ruptura dos solos lateríticos e não
lateríticos, foram calculadas as diferenças relativas de deformação axial de ruptura
para cada um dos pares de solos segundo a equação 4.2:
(
)
100
rupN
rupNrupL
⋅
ε
ε
−
ε
=εΔ
(4.2)
Onde: . Δε = Diferença relativa de deformação axial de ruptura (%);
ε
rupN
= Deformação axial de ruptura para o solo não laterítico (%);
ε
rupL
= Deformação axial de ruptura para o solo laterítico (%).
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
95
A tabela 4.3 apresenta os valores de ε
rupN
e ε
rupL
para os solos estudados e os
valores de diferença absoluta e relativa de deformação axial de ruptura para cada
tensão de confinamento (
σ
c
), calculadas conforme a equação 4.2. A figura 4.21
ilustra a variação de Δε com
σ
c
.
TABELA 4.3 – Deformação axial de ruptura das amostras e diferença relativa
de deformação axial de ruptura para cada tensão de
confinamento
Par
σ
3
(kPa)
ε
rupL
(%)
ε
rupN
(%)
(
ε
rupL
−ε
rupN
)
(%)
Δε (%)
25 1,16 2,35 1,19 51
50 1,36 4,10 2,74 67
75 1,47 5,85 4,38 75
25 1,08 14,53 13,44 93
50 1,16 14,79 13,63 92
75 1,51 16,70 15,20 91
25 1,10 1,30 0,20 16
50 1,48 1,90 0,41 22
75 1,89 2,35 0,46 20
1
2
3
0
20
40
60
80
100
020406080
σ
c
(kPa)
Δε
(%)
Par 1 R2 = 0,96
Par 2 R2 = 0,92
Par 3 R2 = 0,43
FIGURA 4.21 – Variação da diferença relativa de deformação axial de ruptura
com a tensão confinante para os ensaios triaxiais.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Analisando-se os valores da tabela 4.3, pode-se observar que a deformação de
ruptura para todos os pares é menor para os solos lateríticos quando comparados
aos não lateríticos. Observa-se também que a variação entre as deformações de
ruptura dos solos lateríticos e não lateríticos para os pares 1 e 2, com médias de
64% e 92%, respectivamente, é maior que para o par 3, com média de 19%. O fato
de
Δε correspondente ao par 3 ser significativamente menor que as dos demais
pares confirma a hipótese desses solos apresentarem comportamentos semelhantes
entre si por pertencerem a uma mesma classe conforme a classificação MCT-M
(Vertamatti, 1988).
Analisando a figura 4.21, observa-se que, para os pares 2 e 3, a variação de
Δε não
depende de
σ
c
, enquanto que para o par 1, Δε cresce linearmente com o aumento
de
σ
c
. A granulometria poderia explicar este fato, visto que os solos do par 1 são os
mais grossos e portanto estão mais sujeitos ao efeito da tensão confinante.
¾
Módulo tangente inicial
Para a determinação do módulo tangente inicial (E
0
) foram observados dois
procedimentos: o traçado da tangente diretamente a partir do gráfico tensão versus
deformação e o modelo hiperbólico preconizado por Duncan e Chang (1970).
Analisando-se os resultados obtidos por este último procedimento, observou-se que,
para uma parcela significativa dos ensaios, o modelo hiperbólico não reproduzia com
fidelidade a curva tensão versus deformação, conforme pode ser visto no Apêndice
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
97
B. Assim, decidiu-se utilizar nas análises que se seguem apenas os módulos
tangentes iniciais determinados a partir do primeiro procedimento.
Calculados os valores de E
0
, esses foram modelados em função da tensão
confinante conforme a equação 3.5 sugerida por Janbu (1963). A tabela 4.4
apresenta os valores de módulo tangente inicial dos solos estudados e de K, n e R
2
da equação 3.5 para cada solo estudado. A figura 4.22 apresenta a curva de
variação de E
0
com σ
c
para o conjunto de solos.
TABELA 4.4 – Módulos tangente inicial das amostras e parâmetros K, n e R
2
da
equação 3.5 para cada tensão de confinamento
25 60
50 46
75 50
25 50
50 46
75 20
25 59
50 64
75 31
25 57
50 25
75 11
25 46
50 48
75 47
25 85
50 59
75 83
0,0346
R
2
0,5071
-1,4303 0,9805
480 0,038 0,5079
kn
-0,5169
696 -0,0689
-0,1888 0,6088
-0,7567 0,6861
439
193
319
792N
3L
3N
E
0
(MPa)
2L
1L
1N
Solo
σ
3
(kPa)
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
100
1000
0,1 1,0
σ
c
/ Pa
E
0
/ Pa
_
___ 1L R
2
=0,61
_
_ _ 1N R
2
=0,69
Par 1
100
1000
0,1 1,0
σ
c
/ Pa
E
0
/ Pa
_
___ 2L R
2
=0,51
_
_ _ 2N R
2
=0,98
Par 2
100
1000
0,1 1,0
σ
c
/ Pa
E
0
/ Pa
_
___ 3L R
2
=0,51
_
_ _ 3N R
2
=0,04
Par 3
FIGURA 4.22 – Variação de E
0
com σ
c
para cada solo estudado.
Analisando-se a tabela 4.4 observa-se que, como exceção do solo 2N, a relação
entre o módulo tangente inicial e a tensão confinante apresenta valores poucos
elevados de R
2
, comportamento contrario ao relatado em inúmeros artigos para
ensaios triaxiais. Este fato repete-se para os ensaios não saturados, conforme será
apresentado no item 4.3.2.2. Neste sentido, a tabela 4.5 apresenta a variação do
módulo de resiliência determinado para ensaios cíclicos não saturados dos solos em
questão e os respectivos modelos determinados em função das tensões desvio e
confinante e dessas duas tensões tomadas conjuntamente.
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
99
Analisando essa tabela, observa-se que a variação de Mr depende principalmente
da tensão desvio, visto que os modelos que consideram essa tensão apresentam R
2
elevados, ao contrário do modelo que leva em conta apenas a tensão confinante que
apresenta valores muito pequenos de R
2
para todos os solos analisados.
TABELA 4.5 – Modelos para cálculo do módulo de resiliência calibrados por
Takeda (2006) para os solos estudados
K
1
K
2
R
2
K
1
K
2
R
2
K
1
K
2
K
3
R
2
1L 1523 -0,031 0,84 309 0,162 0,14 864 -0,304 0,167 0,97
1N 1340 -0,159 0,96 792 -0,006 0,00 1365 -0,157 0,008 0,96
2L 1275 -0,319 0,91 297 0,112 0,07 853 -0,326 0,131 0,99
2N 390 -0,122 0,89 254 0,005 0,00 376 -0,119 0,008 0,88
3L 1661 -0,421 0,97 322 0,071 0,02 1275 -0,423 0,084 0,99
3N 1500 -0,246 0,98 695 -0,020 0,00 974 -0,124 -0,054 0,95
Modelo (Mr = k
1
*
σ
d
k2
) Modelo (Mr = k
1
*
σ
3
k2
) Modelo (Mr = k
1
*
σ
d
k2
*
σ
3
k3
)
Solo
Ainda analisando-se a tabela 4.4 e a figura 4.22 observa-se que, para os pares 1 e
2, os solos lateríticos apresentam módulo tangente inicial superior aos dos solos não
lateríticos. Observa-se ainda que, para esses pares, considerando os valores de R
2
,
os solos não lateríticos apresentam uma relação melhor com a tensão confinante,
quando comparado aos solos lateríticos. No entanto, para os solos desses pares há
uma tendência de decréscimo de E
0
com o aumento da tensão confinante, sendo
que os solos não lateríticos apresentam queda mais acentuada que os solos
lateríticos. Este fato provoca um acréscimo na diferença entre o E
0
dos solos
lateríticos e dos solos não lateríticos com o aumento de
σ
c
.
Considerando-se que tensões elevadas aumentam o atrito intergranular, o aumento
de tensão confinante agiria no sentido de aumentar a rigidez dos solos, entretanto,
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
um efeito contrário seria possível se for considerado solos com alguma cimentação,
ou então solos compactados, onde o aumento da tensão confinante provocaria um
desarranjo granular. Assim, o nível de tensões utilizados nos ensaios saturados
dessa dissertação, podem estar provocando nesses solos quebra em pequenas
ligações obtidas durante a compactação, sendo que, possivelmente se esses níveis
de tensões fossem elevados se obteria valores de E
0
crescentes com o aumento de
σ
c
.
Ao se observar o comportamento dos solos do par 3, detecta-se uma discrepância
com os demais pares, pois o solo não laterítico 3N apresenta E
0
maior que o solo 3L
e, para ambos os solos, E
0
varia pouco com a tensão confinante. Essa discrepância
com os demais pares vem se mostrando em todas as análises e dificultando a
identificação de comportamentos típicos de solos lateríticos e não lateríticos entre
esses solos. Assim confirma-se mais uma vez que eles apresentam comportamentos
semelhantes por pertencerem a uma mesma classe conforme indica a classificação
MCT-M.
Comparando os solos dos 3 pares estudados pode-se observar que, os solos do par
3, além de apresentarem comportamento semelhante entre si, esse comportamento
assemelha-se ao comportamento dos solos lateríticos dos pares 1 e 2.
¾
Módulos secantes
A tabela 4.6 apresenta os valores dos módulos de deformação secante a 50% da
tensão de ruptura (E
50
) e na ruptura (E
rup
) e valores dos módulos de deformação
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
101
tangente inicial (E
0
) para cada valor de tensão confinante para todos os solos
estudados. As figuras 4.23, 4.24 e 4.25 apresentam as variações desses módulos
com
σ
c
para os pares 1, 2 e 3, respectivamente.
TABELA 4.6
– Módulos de deformação secante a 50% da tensão de ruptura,
módulos de deformação secante na ruptura e módulos de
deformação tangente inicial dos solos estudados
25 12 40 60
50 14 31 46
75 17 38 50
25 4 17 50
50 4 13 46
75 3 11 20
25 12 30 59
50 17 33 64
75 15 25 31
25 0 24 56
50 1 9 25
75 1 5 11
25 17 30 46
50 17 28 48
75 17 36 47
25 13 30 67
50 12 24 59
75 13 30 83
E
50
(MPa) E
0
(MPa)
Solo
σ
3
(kPa)
2N
3L
3N
E
rup
(MPa)
1L
1N
2L
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
20 30 40 50 60 70 80
σ
c
(kPa)
E(MPa)
1L - Erup
1L - E50
1L - E0
1N - Erup
1N - E50
1N - E0
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
25 50 75
σ
c
(kPa)
E(MPa)
1L-E0
1L-E50
1L- Erup
1N-E0
1N-E50
1N-Erup
FIGURA 4.23 – Variação de E
0
, E
50
e E
rup
com σ
c
para cada solo do par 1
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
20 30 40 50 60 70 80
σ
c
(kPa)
E (Mpa)
2L_Erup
2L_E50
2L_E0
2N_Erup
2N_E50
2N_E0
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
25 50 75
σ
c
(kPa)
E(MPa)
2L-E0
2L-E50
2L - Erup
2N-E0
2N-E50
2N-Erup
FIGURA 4.24 – Variação de E
0
, E
50
e E
rup
com σ
c
para cada solo do par 2
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
103
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
25 50 75
σ
c
(kPa)
E(MPa)
3L-E0
3L-E50
3L-Erup
3N-E0
3N-E50
3N-Erup
0
20
40
60
80
100
20 30 40 50 60 70 80
σ
c
(kPa)
E (Mpa)
3L_Erup
3L_E50
3L_E0
3N_Erup
3N_E50
3N_E0
FIGURA 4.25 – Variação de E
0
, E
50
e E
rup
com σ
c
para cada solo do par 3
Analisando-se a tabela 4.6 e as figuras 4.23 e 4.24 observa-se que, para os solos
dos pares 1 e 2, todos os valores de módulos de deformação calculados para os
solos lateríticos são maiores que os dos não lateríticos. Observa-se ainda que, os
solos desses pares apresentam E
rup
praticamente constantes, independentes de σ
c
.
Quanto ao comportamento de E
50
observa-se que, os solos do par 1 apresentam
uma variação maior que a do E
rup
, porém ainda pouco expressiva, enquanto que,
para o par 2, apenas o solo laterítico comporta-se conforme destacado
anteriormente e o solo 2N mostra uma diminuição de E
50
com o aumento de σ
c
.
Quando comparadas as diferenças entre os módulos E
0
e E
50
e entre os módulos E
50
e E
rup
observa-se que essas diferenças diminuem com o aumento da tensão
confinante, diminuição esta mais expressiva para os solos não lateríticos.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Analisando-se a figura 4.25 e a tabela 4.6 observa-se que, para os solos do par 3, os
módulos secantes apresentam valores semelhantes para os solos lateríticos e não
lateríticos. Observa-se ainda que, assim como nos outros pares estudados E
rup
é
praticamente constante para os solos do par 3, ou seja, independe de
σ
c
. Quanto ao
comportamento de E
50
, nota-se uma semelhança entre o solos 3L e 3N, e para
ambos E
50
apresenta uma variação maior que a do E
rup
, porém ainda pouco
expressiva.
Tomando-se os valores médios de E
50
, de 17 e 13MPa, respectivamente, para os
solos 3L e 3N, e os valores médios de E
rup
, de 31 e 29MPa, respectivamente, para
os solos 3L e 3N, observa-se que ambos os solos do par 3 apresentam
comportamentos semelhantes entre si. Além disso, comparando-se esses valores
com os valores médios de E
50
, de 14 e 15MPa, respectivamente, para os solos 1L e
2L, e os valores médios de E
rup
, de 36 e 29MPa, respectivamente, para os solos 1L
e 2L, observa-se que, os solos do par 3 apresentam comportamento muito próximo
aos dos solos lateríticos dos pares 1 e 2.
4.3.2 Ensaios Não Saturados
Como destacado no capítulo 3 apenas os solos do par 1 foram submetidos aos
ensaios na umidade de compactação, sem a saturação dos corpos-de-prova.
A figura 4.26 apresenta as curvas de tensão versus deformação axial e deformação
volumétrica versus deformação axial do par 1, para os ensaio não saturados.
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
105
0
50
100
150
200
250
300
350
400
0246810
ε
(%)
(
σ
1
-
σ
3
) (kPa)
-3
-2
-1
0
1
2
0246810
Δ
V (%)
___ Não laterítico - 75kPa _ _ _ Não laterítico - 50kPa
__ _ Não laterítico - 25kPa
_ _ _ _ _ _ _
Não laterítico - 0kPa
___ Laterítico - 75kPa _ _ _ Laterítico - 50kPa
__ _ Latertítico - 25 kPa
_ _ _ _ _ _ _
Laterítico - 0kPa
FIGURA 4.26 – Curvas tensão desvio versus deformação axial e variação
volumétrica versus deformação axial dos solos do Par 1
relativos aos ensaios não saturados
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Analisando-se a figura 4.26, e observando o desenvolvimento das curvas tensão
desvio e variação volumétrica com a deformação axial, constata-se que as curvas
dos ensaios não saturados realizados com confinamento apresentam
comportamento semelhante às curvas dos ensaios triaxiais saturados (figura 4.10),
ou seja, o solo laterítico (1L) apresenta um comportamento frágil se comparado ao
solo não laterítico (1N), com uma resistência residual menor que a resistência de
pico. Observa-se, também, que para os ensaios triaxiais não saturados, os corpos-
de-prova do solo 1L rompem com aproximadamente 2,5% de deformação axial, com
um pico bem delineado, enquanto os ensaios do solo 1N rompem com deformação
axial entre 3% e 5% sem pico de ruptura claramente estabelecido. Quando se
comparam as tensões de ruptura, o solo laterítico apresenta valores superiores aos
do solo não laterítico.
No tocante à variação volumétrica, esta é compressiva até próximo à ruptura,
seguindo-se uma dilatância para ambas as gêneses, diferente dos ensaios
saturados, onde apenas o solo laterítico apresenta dilatância (vide figura 4.10).
Ainda analisando-se o desenvolvimento das curvas tensão desvio com a deformação
axial, mas considerando-se apenas os ensaios sem confinamento, constata-se que
ambos os solos apresentaram um comportamento frágil, podendo-se delinear o pico
de ruptura, que se dá para deformações entre 2% e 4% da deformação axial.
Observa-se também que o solo laterítico apresenta resistência inferior ao solo não
laterítico, fato inesperado e não evidenciado em nenhum dos outros ensaios
realizados.
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
107
Além disso, para o solo 1N, a tensão de ruptura obtida no ensaio sem confinamento
é superior às correspondentes aos ensaios confinados, fato que contraria a
expectativa para este tipo de ensaio. Esse fato pode ter sido provocado pela perda
de umidade para o ambiente, uma vez que durante os ensaios sem confinamento os
corpos-de-prova ficavam expostos. Assim, tendo em vista estas discrepâncias,
resolveu-se não considerar os resultados dos ensaios sem confinamento nas
análises que se seguem.
4.3.2.1 Resistência à Ruptura
A tabela 4.7 apresenta os valores da tensão de ruptura para os solos do par 1 e as
diferenças absolutas e relativas de tensão de ruptura,
Δσ, calculadas através da
equação 4.1, para cada tensão de confinamento, para os ensaios saturados e não
saturados. A figura 4.27 ilustra a variação de
Δσ com a tensão de confinamento.
TABELA 4.7 – Tensões de ruptura e diferenças absolutas e relativas de tensão
de ruptura para cada tensão de confinamento dos ensaios
saturados e não saturados dos solos 1L e 1N
σ
3
(
kPa
)
σ
rupL
(
kPa
)
σ
rupN
(
kPa
)
(
σ
rupL
−
σ
rupN
)
(
kPa
)
Δ
σ
(%)
25 254 215 39 18%
50 316 264 53 20%
75 374 314 60 19%
25 139 87 52 60%
50 194 144 50 35%
75 248 185 62 34%
Não Sat
Sat
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
R
2
= 0,78
R
2
= 0,19
0%
10%
20%
30%
40%
50%
60%
0 20406080
σ
c
(kPa)
Δ
σ
(%)
Não saturado
Saturado
FIGURA 4.27 – Variação da diferença relativa de tensão de ruptura com tensão
de confinamento para os ensaios triaxiais saturados e não
saturados do par 1
Analisando-se a tabela 4.7 e a figura 4.27 observa-se que, as diferenças de tensão
de ruptura dos solos laterítico e não laterítico em termos absolutos, determinadas a
partir dos ensaios saturados e não saturados, são praticamente coincidentes. No
entanto, em termos relativos, para os ensaios não saturados, o solo laterítico
comporta-se ligeiramente melhor que o solo não laterítico, sendo que a resistência
do primeiro é, em média, 19% superior à determinada para o solo não laterítico, e
essa diferença não depende da tensão de confinamento. Observa-se também que,
para os ensaios saturados, o comportamento do solo 1L é pronunciadamente melhor
que a do solo 1N, sendo que a diferença relativa de resistência entre os mesmos
varia de 60% a 34%, conforme a tensão de confinamento aplicada.
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
109
No tocante à influencia da tensão de confinamento, a diferença de resistência entre
o solo laterítico e o solo não laterítico diminui com o aumento desta variável, sendo
que
Δσ para esses ensaios converge para valores coincidentes aos dos ensaios não
saturados para tensões de confinamento superiores a 75kPa.
Com base nas tensões de ruptura determinadas nos ensaios saturados e não
saturados, determinou-se também a porcentagem de queda de resistência
decorrente da saturação conforme a equação 4.4:
()
100
rupNS rupS
q
rupNS
P
σ
σ
σ
−
=•
(4.4)
Onde: . P
q
= Porcentagem de queda de tensão de ruptura devida à saturação (%);
σ
rupNS
= Tensão desvio de ruptura não saturado (kPa);
σ
rupS
= Tensão desvio de ruptura saturado (kPa).
A tabela 4.8 apresenta os valores da tensão de ruptura para dos solos 1L e 1N e a
porcentagem de queda de resistência devido à saturação para cada tensão de
confinamento (
σ
c
). A figura 4.28 ilustra a variação do P
q
com as tensões de
confinamento.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
TABELA 4.8 – Tensões de ruptura e porcentagem de queda de resistência
devido à saturação, para cada tensão de confinamento dos
ensaios saturados e não saturados dos solos 1L e 1N
σ
3
(kPa)
σ
rupNS
(kPa)
σ
rupS
(kPa)
(
σ
rupNS
−σ
rupS
)
(kPa)
P
q
(%)
25 254 139
115 45%
50 316 194
122 39%
75 374 248
127 34%
25 215 87
128 60%
50 264 144
120 45%
75 314 185
129 41%
1L
1N
R
2
= 0,99
R
2
= 0,91
30%
35%
40%
45%
50%
55%
60%
65%
20 30 40 50 60 70 80
σ
c
(kPa)
P
q
(%)
1N
1L
FIGURA 4.28 – Variação da porcentagem de queda de resistência devido à
saturação com tensão de confinamento para os ensaios
triaxiais dos solos do par 1
Analisando-se a tabela 4.8 e a figura 4.28, observa-se que para as tensões de
confinamento estudadas, o solo 1L apresenta porcentagem de queda de tensão de
ruptura menor que o solo 1N, ou seja, a saturação deste último resultou em quedas
maiores de resistência que a saturação do solo 1L. Em média o solo 1L apresenta P
q
de 39% e o solo 1N de 49%. Observa-se ainda, que ambos os solos apresentam
redução de P
q
com o aumento da tensão de confinamento, fato semelhante ao já
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
111
observado para Δσ e ilustrado na figura 4.27, e que existe uma tendência dos
valores de P
q
de solos lateríticos e não lateríticos convergirem para valores próximos
entre si para tensões de confinamento mais elevadas.
Ainda analisando-se a tabela 4.8, quando são comparadas as perdas de resistência
absolutas (Δw) decorrentes da saturação das amostras, observa-se que estes
valores são, na media, muito próximos para as duas gêneses, 121 kPa e 126kPa,
respectivamente para os solos laterítico e não laterítico.
Para auxiliar na análise da variação de resistência dos solos com a saturação, a
tabela 4.9 apresenta para os solos 1L e 1N, as umidades de compactação dos
corpos de prova utilizados nos ensaios triaxiais não saturados, os correspondentes
graus de saturação, as umidades calculadas para a condição saturada e os valores
de sucção na umidade de compactação determinados pelo método do papel de filtro.
Analisando-se a tabela 4.9 observa-se que o solo laterítico apesar de apresentar
uma umidade ótima menor que a do solo não laterítico, sua sucção nessa condição
é menor que a deste solo. E ainda se observa que, em média, a variação de
umidade e grau de saturação entre as condições “ótima” e saturada é menor para o
solo laterítico.
Assim considerando-se os aspectos levantados anteriormente, pode-se concluir que
a maior variação de resistência com a saturação dos solos não lateríticos, quando
comparados aos lateríticos, é provocada pela perda da parcela de resistência devida
a sucção que se dá ao se saturar o corpo-de-prova, que é maior para os solos não
lateríticos.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
TABELA 4.9 – Valores umidades e graus de saturação para os corpos-de-prova
ensaiados sob as condições saturadas e não saturadas e
valores de sucção dos solos 1L e 1N
Solo
Sucção
inicial
(kPa)
cp
W
compactação
(%)
S
compactação
(%)
W
sat
(%)
Δ
w (%)
Δ
S (%)
1 12,6 92,5 13,5
2 12,6 91,2 13,5
3 12,5 92,1 13,4
Média 12,6 91,9 13,5 0,9 8,1
1 16,9 82,8 20,0
2 16,9 82,9 19,5
3 17,0 82,3 19,4
Média
16,9 82,7 19,6 2,7 17,3
1L 67
Δ
w = W
sat
- W
compactação
Δ
S = 100 - S
compactação
991N
¾
Envoltória de Ruptura de Mohr-Coulomb
A tabela 4.10 apresenta os valores de ângulo de atrito interno e coesão das
envoltórias de ruptura de Mohr-Coulomb determinadas a partir dos resultados dos
ensaios saturados e não saturados do par 1. Para o cálculo destes valores, foram
considerados apenas os ensaios confinados pelas razões já apontadas
anteriormente. As ilustrações das envoltórias de ruptura obtidas a partir dos círculos
de Mohr são apresentadas no Apêndice A.
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
113
TABELA 4.10 – Valores de φ e c para as envoltórias de ruptura de Mohr-
Coulomb saturada e não saturada dos solos 1L e 1N
φ
(
o
)
c (kPa)
φ
(
o
)
c (kPa)
1L
31 24 33 53
1N
30 12 30 48
Saturado Não saturado
A figura 4.29 apresenta as envoltórias de ruptura de Mohr-Coulomb para os ensaios
saturados e não saturados dos solos do par 1, representadas em diagramas de
tensão p x q. Considerando os valores elevados dos coeficientes de regressão R
2
,
pode-se afirmar que as envoltórias são retilíneas para as tensões de confinamento
utilizadas.
NS
NS
S
S
0
42
84
126
168
210
0 40 80 120 160 200 240 280 320
p (kPa)
q (kPa)
_
__ Laterítico Não Saturado R2 = 1,00
_
_ Não laterítico Não Saturado R2 = 1,00
_
__ Laterítico Saturado R2 = 1,00
_
_ Não laterítico Saturado R2 = 1,00
FIGURA 4.29 – Envoltória de resistência das amostras 1L e 1N para corpos-de-
prova saturados e não saturados
Analisando-se a tabela 4.10 e a figura 4.29, observa-se que para o solo 1N, o ângulo
de atrito interno determinado para os ensaios saturados e não saturados
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
apresentaram o mesmo valor (30º), enquanto que para o solo 1L, esses valores são
respectivamente, 31º e 33º. Assim, pode-se afirmar que para ambos os solos, o
ângulo de atrito interno é pouco influenciado pela condição do ensaio.
No tocante à coesão, ainda com base na tabela 4.10 e na figura 4.29, observa-se
que, para o solo 1L o valor desse parâmetro determinado a partir dos ensaios não
saturados é da ordem de 2,2 vezes maior que o determinado a partir dos ensaios
saturados. Para o solo 1N, essa relação é da ordem de 4 vezes.
E ainda, a maior diminuição da coesão com saturação observada para o solo 1N
indicaria que este material é mais sensível ao efeito da saturação que o solo 1L,
confirmando análise realizada anteriormente.
No campo de estudos de resistência ao cisalhamento de solos não saturados
destaca-se a atuação da variável sucção, definida como a diferença entre a pressão
no ar e a pressão na água nos vazios (u
a
-u
w
), no comportamento dos solos.
Considerando-se os dois modelos, o de Fredlund et al (1978) e o de Rohm e Vilar
(1995), descritos no capitulo 2 dessa dissertação, conclui-se que, para ensaios não
saturados, a coesão obtida poderia ser descrita como a soma de uma parcela
correspondente à coesão efetiva com outra parcela oriunda da sucção. Quanto ao
ângulo de atrito interno, esse mantém-se constante independente da existência ou
não de sucção.
Analisando-se os valores da coesão e do ângulo de atrito interno para os solos do
par 1 obtidos para os ensaios saturados e não saturados e considerando-se os
modelos propostos para a representação do comportamento dos solos não
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
115
saturados, observa-se que o valor de φ' apresenta pequena variação, podendo ser
considerado constante para cada um dos solos. No tocante à coesão, os valores
determinados para os ensaios não saturados corresponderiam à coesão aparente e,
portanto incluiriam o efeito da sucção. Assim, justificam-se os valores superiores de
coesão determinados nos ensaios não saturados quando comparados aos ensaios
saturados.
4.3.2.2 Deformabilidade
Assim como para os ensaios saturados, para se efetuar numa análise comparativa
entre a deformação dos solos lateríticos e não lateríticos na condição não saturada,
foram determinadas a deformação na ruptura, os módulos de deformação tangente
inicial e os módulos de deformação secantes a 50% da tensão de ruptura e na
ruptura para os solos do par 1.
¾
Deformação na ruptura
A tabela 4.11 apresenta os valores de
ε
rupN
e ε
rupL
para os solos do par 1 e os
valores da diferença absoluta e relativa de deformação axial de ruptura,
respectivamente, (
ε
rupL
− ε
rupN
) e Δε, esta última calculada conforme a equação 4.2,
para cada tensão de confinamento (
σ
c
), para os ensaios saturados e não saturados.
A figura 4.31 ilustra a variação de Δε com
σ
c
.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
TABELA 4.11 – Deformação axial de ruptura das amostras e diferença relativa
de deformação axial de ruptura para cada tensão de
confinamento
Par
σ
3
(kPa)
ε
rupL
(%)
ε
rupN
(%)
(
ε
rupL
−ε
rupN
)
(%)
Δε (%)
25 2,01 3,06 1,06 35
50 2,60 4,11 1,51 37
75 2,39 4,97 2,58 52
25 1,16 2,35 1,19 51
50 1,36 4,10 2,74 67
75 1,47 5,85 4,38 75
Sat
Não Sat
R
2
= 0,84
R
2
= 0,96
20
30
40
50
60
70
80
20 30 40 50 60 70 80
σ
c
(kPa)
Δε
(%)
Saturado
Não saturado
FIGURA 4.30 – Variação da diferença relativa de deformação axial de ruptura
com a tensão confinante para os ensaios triaxiais saturados e
não saturados do par 1.
Analisando-se os valores da tabela 4.11 e a figura 4.31 observa-se que, os solos
lateríticos apresentam deformação de ruptura menor que as dos solos não
lateríticos, assim como foi observado nos ensaios saturados. Tomando-se os valores
médios, observa-se que, para os solos lateríticos, os ensaios saturados apresentam
deformações axiais de ruptura menores que as dos ensaios não saturados. Diferente
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
117
dos solos não lateríticos, que apresentam, para os ensaios saturados, valores
médios de deformação axial de ruptura semelhantes às encontradas nos ensaios
não saturados.
Observa-se também que, apesar da diferença relativa de deformação de ruptura ser
menor para os ensaios não saturados, Δε
aumenta linearmente com o aumento de
σ
c
a taxas semelhantes para ambas as condições de ensaio.
¾
Módulo tangente inicial
Assim como para os ensaios saturados, para as análises que se seguem foram
utilizados os módulos tangentes iniciais (E
0
) determinados a partir do traçado da
tangente diretamente no gráfico tensão versus deformação.
Calculados os valores de E
0
, esses foram modelados em função da tensão
confinante através da equação 3.5 de Janbu (1963). A tabela 4.12 apresenta os
valores de módulo tangente inicial e de K, n e R
2
da equação 3.5 para os ensaios
saturados e não saturados dos solos do par 1. A figura 4.32 apresenta a curva de
variação de E
0
com σ
c
para cada solo.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
TABELA 4.12 – Módulos tangente inicial e parâmetros K, n e R
2
da equação 3.5
para cada tensão de confinamento dos ensaios saturados e não
saturados do par 1.
25 21
50 30
75 39
25 29
50 20
75 24
25 60
50 46
75 50
25 50
50 46
75 20
σ
3
(kPa)
202 -0,1971N
E
0
(MPa)
kn
450 0,56191L
1N
439 -0,18881L
0,6861
Solo
Não Sat
Sat
R
2
0,9964
0,3766
0,6088
193 -0,7567
100
1000
0,1 1,0
σ
c
/ Pa
E
0
/ Pa
1L - Saturado - R2 = 0,61 1N - Saturado - R2 = 0,69
1L - Não Saturado - R2 = 1,00 1N - Não Saturado - R2 = 0,38
FIGURA 4.31 – Variação de E
0
com σ
c
para ensaios saturados e não saturados
do par 1.
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
119
Analisando-se a tabela 4.12 e a figura 4.32 observa-se que, para os ensaios não
saturados, para todas as tensões confinantes, excetuando-se os ensaios de
σ
c
25kPa, o solo 1L apresenta E
0
maior que o solo 1N. Observa-se ainda que, para os
ensaios não saturados, o solo não laterítico apresenta tendência de variação de E
0
semelhante ao dos ensaios saturados, ou seja, decrescente com o aumento de
σ
c
.
Enquanto que, o solo laterítico apresenta E
0
não saturado com variação contraria ao
de E
0
saturado, ou seja, para os ensaios não saturados E
0
cresce com o aumento de
σ
c
e para os ensaios saturados E
0
decresce com o aumento de σ
c
.
Para os dois solos, observa-se que na condição não saturada o módulo E
0
apresenta valores menores que para a condição saturada, fator inesperado e
inexplicável no âmbito desta dissertação.
¾
Módulos secantes
A tabela 4.13 apresenta os valores dos módulos de deformação secante a 50% da
tensão de ruptura (E
50
) e na ruptura (E
rup
) e valores dos módulos de deformação
tangente inicial (E
0
) para cada valor de tensão confinante para os ensaios saturados
e não saturados dos solos do par 1. A figura 4.33 apresenta as variações desses
módulos com
σ
c
para os ensaios não saturados do par 1, enquanto que as figuras
4.34 e 4.35 apresentam essas mesmas variações para ensaios saturados e não
saturados dos solos 1L e 1N respectivamente.
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
TABELA 4.13 – Módulos de deformação secante a 50% da tensão de ruptura,
módulos de deformação secante na ruptura e módulos de
deformação tangente inicial para as condições saturada e não
saturada dos solos do par 1
25 13 20 21
50 12 20 30
75 16 34 39
2571529
5061720
7561724
25 12 40 60
50 14 31 46
75 17 38 50
2541750
5041346
7531120
Solo
σ
3
(kPa)
E
rup
(MPa) E
50
(MPa) E
0
(MPa)
1L
1N
1L
1N
NÃO SAT
SAT
0
5
10
15
20
25
30
35
40
25 50 75
σ
c
(kPa)
E(MPa)
1L-E0 1L-E50 1L- Erup
1N-E0 1N-E50 1N-Erup
0
10
20
30
40
20 30 40 50 60 70 80
σ
c
(kPa)
E(MPa)
1L - Erup 1L - E50 1L - E0
1N - Erup 1N - E50 1N - E0
FIGURA 4.32 – Variação de E
0
, E
50
e E
rup
com σ
c
para os ensaios não saturados
do par 1
Capitulo 4 – Apresentação e Discussão dos Resultado
121
0
10
20
30
40
50
60
70
25 50 75
σ
c
(kPa)
E(MPa)
1L-E0 - NÃO SAT 1L-E50 - NÃO SAT 1L- Erup- NÃO SAT
1L-E0-SAT 1L-E50-SAT 1L- Erup-SAT
0
10
20
30
40
50
60
70
20 30 40 50 60 70 80
σ
c
(kPa)
E(MPa)
1L - Erup - NÃO SAT 1L - E50 - NÃO SAT 1L - E0 - NÃO SAT
1L - Erup - SAT 1L - E50 - SAT 1L - E0 - SAT
FIGURA 4.33 – Variação de E
0
, E
50
e E
rup
com σ
c
para os ensaios saturados e
não saturados do solo 1L
0
10
20
30
40
50
60
25 50 75
σ
c
(kPa)
E(MPa)
1N-E0-NÃO SAT 1N-E50-NÃO SAT 1N-Erup-NÃO SAT
1N-E0-SAT 1N-E50-SAT 1N-Erup-SAT
0
10
20
30
40
50
60
20 30 40 50 60 70 80
σ
c
(kPa)
E(MPa)
1N - Erup - NÃO SAT 1N - E50 - NÃO SAT 1N - E0 - NÃO SAT
1N - Erup - SAT 1N - E50 - SAT 1N - E0 - SAT
FIGURA 4.34 – Variação de E
0
, E
50
e E
rup
com σ
c
para os ensaios saturados e
não saturados do solo 1N
Estudos de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Analisando-se a tabela 4.13 e as figuras 4.33, 4.34 e 4.35 observa-se que, assim
como para os ensaios não saturados, todos os valores de módulos de deformação
secante calculados para o solo laterítico 1L são maiores que os correspondentes do
não laterítico 1N.
Observa-se ainda que, assim como para os ensaios saturados, para os ensaios não
saturados, ambos os solos desse par apresentam E
rup
praticamente independente
de
σ
c
. Comparando os ensaios saturados aos não saturados pode-se observar que
as curvas de variação de E
rup
com σ
c
são muito semelhantes tanto para o solo 1L
quanto para o solo 1N.
Tomando-se a variação de deformação E
50
, observa-se que, para a condição não
saturada, o solo 1N apresenta deformação E
50
, independente de σ
c
, enquanto que o
solo 1L mostra um acréscimo de valores de deformação E
50
com o aumento de σ
c
.
Capitulo 5 – Conclusões e Recomendações
123
5 CONCLUSÕES E RECOMENDAÇÕES
5.1 Introdução
Neste capítulo são apresentadas as principais conclusões deste trabalho, que teve
por objetivo principal analisar o comportamento mecânico de solos tropicais para uso
em pavimentação por meio de ensaios triaxiais convencionais. Ressalta-se que
todas as conclusões apresentadas estão restritas ao universo dos solos estudados.
5.2 Conclusões
A partir das análises realizadas nesse trabalho conclui-se que os solos do par 3,
apesar de pertencerem a classes diferentes pela classificação MCT, têm
comportamentos semelhantes entre si e próximos ao comportamento dos solos
lateríticos pertencentes aos pares 1 e 2. A semelhança entre os solos desse par
poderia ser explicada pela classificação MCT-M (Vertamatti 1988), onde se observa
que ambos os solos pertencem a uma mesma classe, TAG’, o que indica que teriam
comportamentos geotécnicos coincidentes. Assim, as conclusões que se seguem
sobre as diferenças e semelhanças no comportamento dos solos lateríticos e não
lateríticos foram realizadas a partir exclusivamente das análises dos solos dos pares
1 e 2.
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
5.2.1 Ensaios Saturados
A análise da resistência à ruptura dos solos mostra que, solos de comportamento
laterítico alcançam resistências maiores que solos não lateríticos, sendo que essa
diferença de resistência diminui com o aumento da tensão de confinamento.
Analisando a resistência à ruptura desses solos através da envoltória de Mohr-
Coulomb conclui-se que, quando se comparam solos de granulometrias
semelhantes, a diferença de resistência entre solos lateríticos e não lateríticos se
encontra no intercepto coesivo, sendo o ângulo de atrito interno semelhante para
ambas as gêneses e em média igual a 29
o
. O intercepto coesivo dos solos lateríticos
chegaram a alcançar valores superiores a 3 vezes os dos solos não lateríticos. Esse
resultado poderia ser explicado pela presença de óxidos e hidróxidos de ferro e
alumínio nos solos lateríticos, que promovem a cimentação entre partículas,
contribuindo para o aumento do valor da coesão desses solos.
Analisando a resistência mobilizada pode-se concluir que, para ambas as gêneses,
à medida em que se aumenta o nível de tensão, o ângulo de atrito mobilizado cresce
e a coesão mobilizada apresenta variação muito pequena. Para níveis de tensão
muito pequenos, os solos não lateríticos apresentam maiores ângulos de atrito
mobilizado que os lateríticos, no entanto, esses últimos apresentam maior
sensibilidade ao aumento do nível de tensão e próximo à ruptura, o ângulo de atrito
interno desses solos se assemelha ao dos não lateríticos.
Quando se analisa a deformação dos solos, observa-se que os solos lateríticos
rompem a deformações menores que os solos não lateríticos, não sendo possível
Capitulo 5 – Conclusões e Recomendações
125
determinar uma tendência de comportamento para a diferença entre as deformações
de ruptura dos solos lateríticos e não lateríticos em função da tensão confinante.
Com relação ao módulo de deformação tangente inicial, os solos lateríticos
apresentam rigidez maior que os não lateríticos, em média 52 e 35MPa,
respectivamente. Para ambas as gêneses, a rigidez diminui com o aumento da
tensão confinante, sendo essa diminuição mais acentuada para os solos não
lateríticos. A diferença entre a rigidez dos solos lateríticos e não lateríticos aumenta
com o aumento da tensão confinante.
Quanto às analises dos módulos de deformação secantes, pode-se concluir que o
aumento do nível de tensões provoca, tanto nos solos lateríticos como nos não
lateríticos, a diminuição da dependência dessa variável com a tensão confinante,
sendo que os solos lateríticos apresentam valores de rigidez maiores que os não
lateríticos para todos os níveis de tensão.
5.2.2 Ensaios Não Saturados
Pela análise da resistência à ruptura dos solos, conclui-se que, assim como na
condição saturada, os solos de comportamento laterítico alcançam resistências
maiores que os solos não lateríticos, sendo que a diferença de resistência é menor
para a condição não saturada. Observa-se ainda que, para ambas as gêneses, a
diferença entre a resistência saturada e não saturada diminui com o aumento da
tensão confinante, sendo essa queda mais acentuada para os solos não lateríticos.
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
Comparando-se ensaios saturados e não saturados, conclui-se que o efeito da
saturação na diminuição da resistência é menor para os solos lateríticos. Supõe-se
que isto deva-se ao fato de que os solos não lateríticos apresentam na umidade de
compactação níveis de sucção superior às dos solos lateríticos.
As análises mostram também que, para ambas as gêneses, a saturação dos solos
não influencia os valores de ângulo de atrito. No entanto, no tocante à coesão, a
saturação conduz a uma redução desse parâmetro, sendo que o solo não laterítico é
mais sensível ao efeito da saturação do que o solo laterítico.
Quando se analisa a deformação axial na ruptura observa-se que, assim como na
condição saturada, na condição não saturada, os solos lateríticos rompem a
deformações menores que os solos não lateríticos.
A análise do módulo tangente inicial na condição não saturada mostra que,
semelhante aos ensaios saturados, os solos lateríticos apresentam rigidez maior que
os não lateríticos. No tocante à variação do E
0
com o confinamento, o solo não
laterítico apresenta uma diminuição da rigidez com o aumento de tensão a taxas
menores que na condição saturada, enquanto que para o solo laterítico, constata-se
uma inversão no comportamento observado nos ensaios saturados, sendo que a
rigidez aumenta com o crescimento da tensão de confinamento.
A análise do módulo tangente inicial mostra ainda que, na condição não saturada,
este apresenta valores menores que na condição saturada, fato inesperado e que
não foi possível explicar no contexto deste trabalho.
Capitulo 5 – Conclusões e Recomendações
127
Nas análises dos módulos de deformação secantes determinados na condição não
saturada, observa-se que assim como na condição saturada, o aumento do nível de
tensões provoca, tanto nos solos lateríticos como nos não lateríticos, a diminuição
da dependência dessa variável com a tensão confinante. No entanto, para a
condição não saturada, a variação da rigidez ao longo do ensaio é menor que na
condição saturada.
5.3 Recomendações e sugestões para trabalhos futuros
Sugere-se que, em trabalhos futuros, sejam desenvolvidos os seguintes aspectos:
• Aumentar o número de amostras estudadas, considerando solos de diferentes
granulometrias, independente de constituirem pares granulométricos;
• Ampliar os estudos com ensaios triaxiais com medida interna de
deslocamento para assegurar maior confiabilidade nos resultados obtidos
para pequenas deformações;
• Avaliar as influências do processo, energia, umidade e grau de compactação
e variação da umidade pós-compactação no comportamento dos solo;
• Ampliar os estudos do comportamento mecânico realizando ensaios triaxiais
estáticos não saturados com controle de sucção e determinar a curva
característica desses solos.
Estudo de Solos Tropicais para uso em Pavimentação a partir de Ensaios Triaxiais Estáticos
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135
Apêndice A
Apresenta-se a seguir as envoltórias de ruptura obtidas a partir dos círculos de Mohr
para os pares 1, 2 e 3.
Envoltória de Ruptura dos solos do par 1, ensaios saturados
Envoltória de Ruptura dos solos do par 1, ensaios não saturados
137
Envoltória de Ruptura dos solos do par 2, ensaios saturados
Envoltória de Ruptura dos solos do par 3, ensaios saturados
Apendice B
Apresenta-se a seguir as curvas ε / (σ
1
-σ
3
) versus ε do modelo hiperbólico
preconizado por Duncan e Chang (1970) juntamente com as curvas ε / (σ
1
-σ
3
)
versus ε resultantes dos ensaios realizados para os pares 1,2 e 3.
0,0000
0,0001
0,0002
0,0003
0,00 0,02 0,04 0,06
ε/(σ
1
- σ
3
)
ε
Solo 1N - σ
c
75 kPa
0,0000
0,0001
0,0002
0,0003
0,00 0,02 0,03 0,05
ε/(σ
1
- σ
3
)
ε
Solo 1N - σ
c
50 kPa
0,0000
0,0001
0,0002
0,0003
0,000 0,005 0,010 0,015 0,020 0,025
ε/(σ
1
- σ
3
)
ε
Solo 1N - σ
c
25 kPa
0,00004
0,00006
/
(σ
1 -
σ
3
)
Solo 1L - σ
c
75 kPa
0,00006
1
- σ
3
)
Solo 1L - σ
c
50 kPa
0
00004
0,00008
(
σ
1
- σ
3
)
Solo 1L - σ
c
25 kPa
0,00000
0,00002
0,000 0,005 0,010 0,015
e
/
ε
Ensaio Hiperbole
0,00000
0,00003
0,000 0,004 0,008 0,012
ε/(σ
ε
Ensaio Hiperbole
0,00000
0
,
00004
0,000 0,004 0,008 0,012
e/
(
ε
Ensaio Hiperbole
0,0000
0,0004
0,0008
0,0012
0,00 0,04 0,08 0,12 0,16
ε/(σ
1
- σ
3
)
ε
Solo 2N - σ
c
50 kPa
0,0000
0,0010
0,0020
0,00 0,05 0,10 0,15
ε/(σ
1
- σ
3
)
ε
Solo 2N - σ
c
25 kPa
0,00000
0,00002
0,00004
0,00006
0,00008
0,000 0,004 0,008 0,012 0,016
ε/(σ
1
- σ
3
)
ε
Solo 2L - σ
c
75 kPa
Ensaio Hiperbole
0,00000
0,00002
0,00004
0,00006
0,000 0,004 0,008 0,012
ε/(σ
1
- σ
3
)
ε
Solo 2L - σ
c
50 kPa
Ensaio Hiperbole
0,000000
0,000020
0,000040
0,000060
0,000080
0,000 0,002 0,004 0,006 0,008 0,010 0,012
ε/(σ
1
- σ
3
)
ε
Solo 2L - σ
c
25 kPa
Ensaio Hiperbole
0,0000
0,0004
0,0008
0,0012
0,00 0,05 0,10 0,15
ε/(σ
1
- σ
3
)
ε
Solo 2N - σ
c
75 kPa
0,00004
0,00006
/(σ
1
- σ
3
)
Solo 3N - σ
c
75 kPa
0,00004
0,00006
ε
/(σ
1
- σ
3
)
Solo 3N - σ
c
50 kPa
0,00004
0,00006
0,00008
ε/(σ
1
- σ
3
)
Solo 3N - σ
c
25 kPa
0,00000
0,00002
0,00004
0,000 0,004 0,008 0,012
ε/(σ
1
- σ
3
)
ε
Solo 3L - σ
c
75 kPa
Ensaio Hiperbole
0,00000
0,00002
0,000 0,004 0,008 0,012 0,016
ε
ε
0,00000
0,00002
0,000 0,005 0,010 0,015
ε
ε
0,00000
0,00002
0,000 0,004 0,008 0,012
ε
0,00000
0,00002
0,00004
0,000 0,005 0,010
ε/(σ
1
- σ
3
)
ε
Solo 3L - σ
c
50 kPa
Ensaio Hiperbole
0,00000
0,00002
0,00004
0,00006
0,000 0,004 0,008
ε/(σ
1
- σ
3
)
ε
Solo 3L - σ
c
25 kPa
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