Solos_Colapsiveis (1).pdf

Programa de Apoio à Produção de Material Didático
José Augusto de Lollo
(Org.)
SOLOS COLAPSÍVEIS
Identificação, comportamento,
impactos, riscos e soluções tecnológicas
São Paulo
2008

©Pró-Reitoria de Graduação, Universidade Estadual Paulista, 2008.
Solos colapsíveis : identificação, comportamento, impactos,
S689 riscos e soluções tecnológicas / José Augusto de Lollo
(Org.) . – São Paulo : Cultura Acadêmica : Universidade
Estadual Paulista, Pró Reitoria de Graduação, 2008
262 p.
ISBN 978-85-98605-66-1
1. Solos colapsíveis. I. Lollo, José Augusto de.
CDD 631.4
Ficha catalográfica elaborada pela Coordenadoria Geral de Bibliotecas da Unesp

Universidade Estadual Paulista
Reitor
Marcos Macari
Vice-Reitor
Herman Jacobus Cornelis Voorwald
Chefe de Gabinete
Kléber Tomás Resende
Pró-Reitora de Graduação
Sheila Zambello de Pinho
Pró-Reitora de Pós-Graduação
Marilza Vieira Cunha Rudge
Pró-Reitor de Pesquisa
José Arana Varela
Pró-Reitora de Extensão Universitária
Maria Amélia Máximo de Araújo
Pró-Reitor de Administração
Julio Cezar Durigan
Secretária Geral
Maria Dalva Silva Pagotto
Cultura Acadêmica Editora
Praça da Sé, 108 – Centro
CEP: 01001-900 – São Paulo-SP
Telefone: (11) 3242-7171

APOIO
FUNDAÇÃO EDITORA DA UNESP
CGB – COORDENADORIA GERAL DE BIBLIOTECAS
COMISSÃO EXECUTIVA
Elizabeth Berwerth Stucchi
José Roberto Corrêa Saglietti
Klaus Schlünzen Junior
Leonor Maria Tanuri
APOIO TÉCNICO
Ivonette de Mattos
José Welington Gonçalves Vieira
Capa
PROJETO GRÁFICO
DIAGRAMAÇÃO
Estela Mleetchol ME

PROGRAMA DE APOIO
À PRODUÇÃO DE MATERIAL DIDÁTICO
Considerando a importância da produção de material
didático-pedagógico dedicado ao ensino de graduação e de
pós-graduação, a Reitoria da UNESP, por meio da Pró-
Reitoria de Graduação (PROGRAD) e em parceria com a
Fundação Editora UNESP (FEU), mantém o Programa de
Apoio à Produção de Material Didático de Docentes da
UNESP, que contempla textos de apoio às aulas, material
audiovisual, homepages, softwares, material artístico e outras
mídias, sob o selo CULTURA ACADÊMICA da Editora da
UNESP, disponibilizando aos alunos material didático de
qualidade com baixo custo e editado sob demanda.
Assim, é com satisfação que colocamos à disposição da
comunidade acadêmica mais esta obra, “Solos Colapsíveis:
identificação, comportamento, impactos, riscos e soluções
tecnológicas”, de autoria do Professor Dr. José Augusto
de Lollo e colaboradores, da Faculdade de Engenharia do
Câmpus de Ilha Solteira, esperando que ela traga contribui-
ção não apenas para estudantes da UNESP, mas para todos
aqueles interessados no assunto abordado.

Sumário
Capítulo 1 – Fundamentos...................................................... 11
Origem dos Solos ................................................................. 11
Classificação dos Solos ........................................................ 16
Classificação Genética Geral............................................... 19
Classificação Granulométrica.............................................. 20
Classificação Unificada ...................................................... 27
Classificação segundo a AASHTO ...................................... 30
Classificação MCT............................................................. 32
Índices Físicos...................................................................... 37
Tensões nos Solos ................................................................ 41
Resistência ao Cisalhamento................................................ 45
Capítulo 2 – Características dos Solos Colapsíveis............... 59
Introdução............................................................................. 59
Origem.................................................................................. 59
Aterro Compactado............................................................ 61
Depósitos de Origem Eólica................................................ 61
Depósitos de Origem Aluvial .............................................. 62
Perfis de Solos Residuais.................................................... 62
Granulometria....................................................................... 63
Índices Físicos e Limites de Consistência............................ 64
Classificação......................................................................... 66
Estrutura ............................................................................... 67
Capítulo 3 – Mecânica dos Solos não Saturados................... 73
Introdução............................................................................. 73
Sucção .................................................................................. 75

8 SOLOS COLAPSÍVEIS
Fluxo de Água nos Solos..................................................... 84
Resistência........................................................................... 89
Capítulo 4 – Propriedades dos Solos Colapsíveis................. 95
Introdução............................................................................ 95
Comportamento À Compressão........................................... 96
Ensaio Edométrico Simples................................................ 98
Ensaio Edométrico Duplo .................................................. 99
Ensaio Edométrico com Sucção Controlada......................... 101
Resistência ao Cisalhamento ............................................... 106
Permeabilidade .................................................................... 112
Capítulo 5 – Conseqüências do Processo de Colapso .......... 119
Nas Fundações da Edificação.............................................. 119
Na Alvenaria da Edificação................................................. 120
No Acabamento da Edificação ............................................ 126
Na Estrutura da Edificação.................................................. 127
Capítulo 6 – Identificação dos Solos Colapsíveis ................. 129
Introdução............................................................................ 129
Critérios Baseados em Índices Físicos do Solo................... 137
Critérios Baseados em Ensaios de Laboratório ................... 140
Critérios Baseados em Ensaios de Penetração de Campo ... 147
Critérios Baseados em outros Ensaios de Campo................ 150
Capítulo 7 – Influência do Fluido de Umedecimento no
Processo de Colapso................................................................ 155
Introdução............................................................................ 155
Ação dos Fluidos no Solo.................................................... 155
Influência do Esgoto e seus Componentes .......................... 161
Capítulo 8 – Fundações em Solos Colapsíveis...................... 175
Introdução............................................................................ 175
Elementos de Fundação Rasa .............................................. 177

SUMÁRIO 9
Dimensionamento de Fundações Rasas................................ 180
Blocos de Fundação ........................................................... 180
Sapatas de Fundação .......................................................... 181
Fundação em Radier........................................................... 183
Elementos de Fundação Profunda ........................................ 185
Tubulões ........................................................................... 185
Estacas.............................................................................. 188
Soluções para Solos Colapsíveis .......................................... 195
Problemas com Fundações em Solos Colapsíveis.................. 195
Problemas Pós-construção .................................................. 200
Capítulos 9 – Impactos Ambientais Devidos ao Colapso ..... 203
Introdução............................................................................. 203
Conceitos em Impactos Ambientais..................................... 203
Colapso de Solos como Gerador de Impactos...................... 207
Impactos Diretos................................................................ 210
Impactos Indiretos.............................................................. 211
Avaliação de Impactos em Solos Colapsíveis...................... 212
Prevenção e Mitigação de Impactos em Solos Colapsíveis.... 213
Prevenção.......................................................................... 213
Mitigação.......................................................................... 214
Capítulo 10 – Avaliação de Riscos em Solos Colapsíveis ..... 217
Introdução............................................................................. 217
Conceitos.............................................................................. 218
Processo de Avaliação e Intervenção ................................... 220
Identificação e Análise de Riscos ........................................ 220
Representação Cartográfica de Riscos.................................. 223
Gerenciamento de Riscos.................................................... 225
Exemplo de Avaliação de Riscos ......................................... 228
Identificação e Análise ....................................................... 228
Representação Cartográfica................................................. 233
Gerenciamento de Riscos.................................................... 236

Referências Bibliográficas........................................................ 239
Lista de Figuras ........................................................................ 253
Lista de Tabelas........................................................................ 259
Sobre os Autores....................................................................... 261

Capítulo 1
Fundamentos
Paulo César Lodi
Origem dos Solos
O termo solo é aplicado na Engenharia Geotécnica para
designar o material granular que cobre a maior parte da superfí-
cie terrestre. Seu significado difere daquele empregado na área
agronômica que considera apenas os horizontes superficiais de
pequena espessura que podem conter matéria orgânica.
No contexto geotécnico, o solo pode ser definido como o
material resultante da desagregação das rochas apresentando
um índice de vazios maior que a rocha que o originou. É, por-
tanto, constituído por um conjunto de partículas sólidas, água e
gases. Normalmente, é a fase sólida que irá caracterizar o solo
e esta pode variar em sua forma e tamanho. As demais fases
(líquida e gasosa) correspondem ao material presente nos po-
ros do solo.
A origem dos solos está relacionada à decomposição que
ocorre nas rochas presentes na crosta terrestre. Essa decompo-
sição é resultante da ação dos agentes físicos, químicos e bio-
lógicos (intemperismo). Esses agentes podem ocorrer simulta-
neamente na natureza e acabam por se complementarem no
processo de formação das rochas.
Isso fica demonstrado quando analisamos o efeito da
temperatura e da água nas rochas. Variações climáticas podem
levar ao trincamento das rochas e, por conseguinte, a água irá
penetrar essas trincas atacando quimicamente os minerais.
Pode ocorrer também, que o congelamento da água nas trincas
leve ao fissuramento da rocha devido às tensões geradas.

Machado (2001) ressalta que os processos de intempe-
rismo físico reduzem o tamanho das partículas, aumentando
sua área de superfície e facilitando o trabalho do intemperismo
químico. Já os processos químicos e biológicos podem causar
a completa alteração física da rocha e alterar suas propriedades
químicas.
O Intemperismo físico não altera a composição química
da rocha. Os agentes do intemperismo físico são: as variações
de temperatura, o repuxo coloidal, ciclos gelo/degelo e alívio
de pressões em maciços rochosos.
Por outro lado, o intemperismo químico irá provocar al-
terações na estrutura química das rochas. A hidrólise, hidrata-
ção (responsável pela expansão da rocha) e carbonatação
(principalmente em rochas calcárias) são os exemplos clássi-
cos de intemperismo químico. Desses processos, a hidrólise é
aquele de maior significado, pois conduz à destruição dos sili-
catos. O intemperismo biológico é resultante da ação de esfor-
ços mecânicos induzidos por raízes de vegetais, escavação de
roedores e, até mesmo, a própria ação humana.
Pinto (2000) ressalta que o conjunto desses processos
ocorre mais freqüentemente em climas quentes e que, conse-
qüentemente, os solos serão misturas de partículas pequenas
que se diferenciam pelo tamanho e pela composição química.
Analisando a formação dos solos face aos tipos de in-
temperismo, verifica-se que os solos resultantes de intempe-
rismo físico irão apresentar composição química semelhante à
da rocha que lhes originou. O intemperismo químico, por sua
vez, irá formar solos mais profundos e mais finos que aqueles
formados onde há predominância do intemperismo físico.
Os solos irão apresentar características diferenciadas
conforme seu processo de formação. Os principais tipos de
solos quanto à sua origem são os solos residuais, solos trans-
portados, solos orgânicos e solos de evolução pedogenética.
Os solos residuais são aqueles onde os materiais resul-
tantes permanecem no local de decomposição da rocha. O pro-
cesso de transporte ocorre numa velocidade menor do que a
taxa de decomposição da rocha. Essa taxa de decomposição irá

FUNDAMENTOS 13
depender de fatores como a temperatura, precipitação e vege-
tação. Nas regiões tropicais as condições são mais favoráveis a
taxas elevadas de degradação. Isso explica o aparecimento de
solos residuais nessas regiões.
Os horizontes formados pela ação do intemperismo va-
riam mais intensamente da superfície para as camadas inferio-
res. Segundo Vargas (1978), esses horizontes são denomina-
dos de: horizonte I (de evolução pedogenética), horizonte II
(residual intermediário), horizonte III (residual profundo),
horizonte IV (alteração de rocha) e, rocha sã fissurada. A Fi-
gura 1 ilustra tais horizontes.
Figura 1 – Perfil do solo proveniente da alteração da rocha (PINTO,
2000).
O horizonte denominado residual maduro é o horizonte
superficial onde o solo perdeu sua estrutura original tornando-
se relativamente homogêneo. O solo saprolítico é caracteriza-
do pelo horizonte onde o solo ainda guarda características da
rocha que lhe deu origem, inclusive veios intrusivos, fissuras,
xistosidade e camadas. No entanto, sua resistência já se encon-
tra bastante reduzida podendo-se, pela pressão dos dedos, des-
fragmentar-se completamente.
Os horizontes de rocha alterada são aqueles onde a alte-
ração progrediu, ao longo de zonas de menor resistência, dei-

xando relativamente intactos grandes blocos da rocha original
envolvidos por solo de alteração de rocha.
Solos transportados são aqueles originados por algum
agente de transporte que os conduziram até o seu local atual.
Sua classificação é feita de acordo com o agente de transporte,
a saber: solos coluvionares (transportados por gravidade), alu-
vionares (transportados pela água), eólicos (transportados pelo
vento) e glaciais (transportados por geleiras).
Os solos coluvionares são aqueles formados pela ação da
gravidade. Vargas (1978) cita o exemplo das escarpas da Serra
do Mar onde os mantos de solo residual com blocos de rocha
podem escorregar, sob a ação de seu peso próprio, durante
chuva violentas, indo acumular-se ao pé do talude em depósito
de material detrítico, geralmente fofo, formando os “talus”.
Esses talus estão sujeitos a movimentos de rastejo.
Pode ocorrer erosão no topo de morros com solo residual
profundamente alterado com conseqüente deposição coluvial
nos vales, resultando numa topografia suavemente ondulada. É
o caso do Planalto Brasileiro onde ocorrem camadas recentes
de solo coluvial fino sobre solo residual de material semelhan-
te. Entre esses solos, é comum o surgimento e uma camada de
pedregulho que delimita seu contato, facilitando a distinção
das camadas. Este tipo de depósito sofreu uma evolução pedo-
lógica posterior a sua deposição.
Os solos aluvionares são aqueles nos quais o agente
transportador foi essencialmente a água. Sua constituição de-
pende da velocidade das águas no momento de deposição.
Podem-se enumerar alguns tipos de solos aluvionares: solos
marinhos (água dos oceanos e mares), solos fluviais (água dos
rios) e solos pluviais (água de chuvas).
O processo ocorre quando grandes volumes de água
transportam os detritos das erosões e os sedimentam em cama-
das. Geralmente as camadas de pedregulho sedimentam-se
inicialmente seguidas das areias, siltes e argilas. Dessa forma,
nota-se que onde as velocidades da água são maiores, os grãos
maiores serão depositados sendo as partículas menores trans-

FUNDAMENTOS 15
portadas até locais onde há diminuição da velocidade do fluxo,
permitindo o processo de sedimentação.
O transporte pelo vento origina os solos eólicos. A força
do vento seleciona muito mais do que a água os pesos dos
grãos que podem ser transportados. Isso implica na uniformi-
dade dos grãos dos depósitos eólicos. Como os grãos maiores
e mais pesados não podem ser transportados, e as argilas têm
seus grãos unidos pela coesão, formando torrões dificilmente
levados pelo vento, a ação do transporte do vento se restringe
ao caso das areias finas ou siltes.
Um exemplo típico são as areias constituintes dos areni-
tos brasileiros por ser uma rocha sedimentar com partículas
previamente transportadas pelo vento. Outros exemplos são as
dunas nas praias litorâneas e os depósitos de “loess” muito
comuns em outros países. O “loess”, comum na Europa orien-
tal, geralmente contém grandes quantidades de cal, responsá-
vel por sua grande resistência inicial. Quando umedecido, con-
tudo, o cimento calcário existente no solo pode ser dissolvido
e solo entra em colapso.
Os solos de origem glacial são mais comuns no hemisfé-
rio norte, sendo de pequena importância para o contexto na-
cional. São formados pela movimentação das geleiras pela
ação da gravidade. Nesse movimento gravitacional, ocorre o
transporte de partículas de solo e rocha. Quando ocorre o de-
gelo, esses detritos acabam se depositando no terreno. Varia-
dos tamanhos de partículas são transportados. Dessa forma, os
solos formados são bastante heterogêneos com granulometrias
que variam de grandes blocos de rocha até materiais com gra-
nulometria fina.
Os solos orgânicos são aqueles formados pela mistura de
restos de organismos com sedimento. Geralmente apresentam
uma cor escura (presença de húmus) e forte odor característi-
co. Sua textura é geralmente fina e sua ocorrência é comum
nas baixadas litorâneas e nas várzeas dos rios e córregos. Tais
solos são altamente compressíveis apresentando alto índice de
vazios com baixa capacidade de suporte (VARGAS, 1978;
PINTO 2000). As turfas são solos fibrosos resultantes da con-

centração de folhas, caules e troncos de florestas. É um tipo de
solo extremamente deformável com elevada permeabilidade
que permite que os recalques devido às ações externas ocor-
ram rapidamente.
A evolução pedogenética envolve processos físico-quí-
micos e biológicos responsáveis pela formação dos solos na
agricultura. Essa formação ocorre pela lixiviação dos horizon-
tes superiores com concentração de partículas coloidais nos
horizontes profundos.
A camada superficial tem pouco interesse para a enge-
nharia e é denominada de “solo superficial” por possuir pe-
quena espessura. Por outro lado, os solos porosos cuja for-
mação ocorre devido a uma evolução pedogenética em clima
tropical de alternâncias secas no inverno e extremamente úmi-
das no verão, possuem grande interesse técnico.
Esses solos são denominados lateríticos e possuem es-
pessuras que podem facilmente superar 10m ocupando exten-
sas áreas do território brasileiro. Sua fração argila é constituída
basicamente de minerais cauliníticos com elevada concentra-
ção de ferro e alumínio na forma de óxidos e hidróxidos. Daí,
sua coloração avermelhada.
São solos de granulometria predominantemente arenosa,
com presença de parcelas de argila. Apresentam-se na natureza
na condição não-saturada com elevado índice de vazios, e bai-
xa capacidade de suporte.
Classificação dos Solos
Do ponto de vista da Engenharia, a classificação de um
solo assume um papel extremamente importante no entendi-
mento de seu comportamento frente às solicitações que este
poderá experimentar nas obras. Nesse particular, muitas classi-
ficações surgiram e procuram enquadrar o solo dentro do con-
texto próprio de interesse.
Deve-se ter em mente que as diversas classificações
existentes devem ser empregadas considerando-se suas limita-
ções. Isso ocorre porque o sistema utilizado para classificar um

FUNDAMENTOS 17
solo para fins rodoviários pode ser totalmente ineficiente para
o mesmo solo em relação à sua utilização como material de
construção ou para fundações, uma vez que diferentes usos do
solo significam diferentes solicitações.
Pinto (2000) ressalta que mesmo aqueles que criticam os
sistemas de classificação não têm outra maneira de relatar suas
experiências senão através dos resultados obtidos num deter-
minado problema para um tipo específico de solo. Esse tipo
específico, quando mencionado, deve ser inteligível a todos
dentro do sistema de classificação que foi utilizado.
Um sistema de classificação ideal ainda não existe e,
apesar das certas limitações, os sistemas de classificação vi-
gentes ajudam a entender preliminarmente o comportamento
dos solos e, com base em tal conhecimento, planejar a obten-
ção dos principais parâmetros dentro de um projeto.
Bueno & Vilar (1998) ressaltam que um sistema de
classificação, dentro do que se espera destes, deve possuir
alguns requisitos básicos, tais como: ser simples e facilmente
memorizável para permitir rápida determinação do grupo ao
qual o solo pertence; ser flexível para se tornar particular ou
geral conforme a situação exigir e, ser capaz de se subdividir
posteriormente.
Os principais tipos de classificação dos solos são: classi-
ficação por tipo de solos, classificação genética geral, classifi-
cação textural (granulométrica), classificação unificada (SUCS
ou USCS – Unified Soil Classification System) e o sistema de
classificação dos solos proposto pela AASHTO (American
Association of State Highway and Transportation Officials).
Deve-se salientar, contudo, que os dois últimos sistemas
de classificação citados foram desenvolvidos para classificar
solos de países de clima temperado, não apresentando resulta-
dos satisfatórios quando utilizados na classificação de solos
tropicais (saprolíticos e lateríticos), cuja gênese é bastante di-
ferenciada daquela dos solos para os quais estas classificações
foram elaboradas.
Por essa razão, e devido à significativa ocorrência de
solos lateríticos nas regiões Sul e Sudeste do país, foi elabo-

rada uma classificação especialmente destinada à classifi-
cação de solos tropicais. Esta classificação, brasileira, de-
nominada de Classificação MCT, começou a se desenvolver
na década de 70, sendo apresentada oficialmente em 1980
(NOGAMI & VILIBOR, 1980).
Os solos podem ser identificados e descritos por meio de
análises simples e diretas com base em seu manuseio em cam-
po ou em laboratório. Esse tipo de análise é denominada de
táctil-visual e é apenas uma análise primária do tipo de solo.
Ensaios rápidos são realizados procurando-se determinar
determinadas características predominantes do solo e, a partir
disso, as demais características. Esse tipo de análise deve vir
sempre acompanhado de ensaios específicos de laboratório
para a quantificação exata das propriedades do solo. Os testes
normalmente realizados são:
a) Teste visual e táctil: baseado na observação macros-
cópica do solo e verificação da sensação ao tato da
mistura de solo com água. As areias são ásperas ao
tacto e apresentam partículas visíveis a olho nu; o silte
é menos áspero que a areia, mas perceptível ao tacto;
as argilas quando molhadas apresentam ao tato uma
semelhança com pasta de sabão escorregadia e quando
secas, proporcionam uma sensação de farinha.
b) Teste de sujar as mãos: com uma pasta de solo +
água na palma da mão, se coloca a mão sob água cor-
rente observando a lavagem do solo. O solo arenoso
escorrendo facilmente da mão. O solo siltoso só se
limpa depois de algum tempo de contato com a água
requerendo certa fricção para a limpeza total. As ar-
gilas apresentam maior dificuldade de se soltarem
das mãos em contato com a água, mesmo quando se
aplica fricção.
c) Teste de desagregação do solo submerso: observa-se
a desagregação de um torrão de solo parcialmente
imerso em recipiente com água. Essa desagregação é
rápida para solos são arenosos e siltosos e lenta quan-
do os solos são argilosos.

FUNDAMENTOS 19
d) Teste de resistência do solo seco: verifica-se a resis-
tência de um torrão do solo ao se tentar desfazê-lo
com a pressão dos dedos. As argilas apresentam
grande resistência enquanto que os siltes e areias
apresentam baixa resistência.
e) Teste de dispersão em água: coloca-se uma quanti-
dade de solo numa proveta com água e após agitação
da mistura, verifica-se o tempo para a deposição das
partículas. A maior parte das partículas que consti-
tuem os solos arenosos tendem a se depositar mais
rapidamente (15 a 30 segundos); os solos siltosos le-
vam mais tempo (até 60 minutos) e os solos argilosos
podem ficar horas em suspensão.
Os solos orgânicos são identificados a partir de sua colo-
ração, que geralmente é cinza ou escura. Possuem odor carac-
terístico de material em decomposição e podem ser inflamá-
veis quando secos. Após esses testes, procura-se classificar o
solo conforme as informações obtidas acrescentando-se tam-
bém a cor do solo e sua procedência.
Importante ressaltar que esse tipo de classificação forne-
ce resultados mais qualitativos do que quantitativos. Análises
mais elaboradas devem ser feitas para a quantificação das fra-
ções predominantes de areia, silte e argila em cada solo.
Classificação Genética Geral
A classificação genética geral classifica os solos de acor-
do com a sua formação tendo como base os fatores natureza
da rocha de origem, clima regional, agente de transporte, re-
levo regional e processos orgânicos. O conhecimento da ori-
gem dos solos é fator de suma importância para a melhor
compreensão das características e parâmetros obtidos para o
solo. Esse tipo de classificação abrange os solos descritos
anteriormente (tipos de solos com relação à sua origem): so-
los residuais, solos transportados, solos orgânicos e solos de
evolução pedogenética.

Classificação Granulométrica
As partículas dos solos possuem diferentes tamanhos e a
medida desses tamanhos é feita por meio da análise granulométri-
ca do solo a qual é representada na curva de distribuição granulo-
métrica em escala semilog com o eixo das abscissas representando
o diâmetro equivalente das partículas e o eixo das ordenadas con-
tendo as porcentagens relativas a cada classe de tamanho.
O ensaio de granulometria geralmente é feito de acordo
com o tipo de solo. Para solos grossos, utiliza-se somente o
peneiramento que é realizado por meio de peneiras pré-distri-
buídas conforme especificação de norma. As quantidades reti-
das em cada peneira são então determinadas.
Para solos finos, o processo de peneiramento torna-se
impraticável. Recorre-se então, ao processo de sedimentação
que consiste na medida indireta da velocidade de queda das
partículas em meio aquoso.
A medida de densidade, feita com um densímetro, fornece
também a profundidade de queda da partícula (z) que é a distân-
cia entre a superfície da suspensão até o centro do bulbo do
densímetro. Dessa forma, a velocidade de queda da partícula,
enunciada anteriormente, pode ser calculada pela razão entre a
profundidade de queda (z) e o tempo para que isso ocorra. Isso
permite a determinação do diâmetro equivalente (Di) das partí-
culas para a fração fina do solo. A expressão a seguir apresenta
uma forma prática para o cálculo do diâmetro das partículas.
( )
2
1
.
005530
,
0 ⎥
⎦
⎤
⎢
⎣
⎡
⋅
−
=
t
z
D
W
S
i
ρ
ρ
μ
Di = diâmetro equivalente (mm); z = profundidade de queda da
partícula (cm);
ρS – ρW = diferença entre a massa específica dos sólidos e da
água (g/cm3
);
μ = viscosidade dinâmica da água (em Pa.s; desprezando-se a
potência 10-4
) e,
t = tempo de leitura (min).

FUNDAMENTOS 21
Após um tempo t, admitindo-se a uniformidade da sus-
pensão, as partículas com diâmetros maiores que D, estarão
abaixo de z. A percentagem de partículas com diâmetros equi-
valentes menores que o valor calculado pela expressão ante-
rior, após um tempo t qualquer, é obtida pela expressão:
[ ]
)
(
)
(
00
,
1
100
)
( H
r
H
r
M
D
P W
S
S
S
i −
⋅
−
⋅
=
<
ρ
ρ
P(<Di) = Porcentagem de partículas com diâmetros menores
que Di;
r(H) = leitura na suspensão a uma temperatura T e,
rW(H) = leitura na solução (água destilada + defloculante) à
mesma temperatura T.
Como os solos são constituídos por diferentes tamanhos
de partículas, é comum adotar-se o processo de peneiramento
em conjunto com o processo de sedimentação para a medida
da textura dos solos. Tal processo é denominado análise granu-
lométrica conjunta. A fim de separar partículas que possam
estar agrupadas, são usadas substâncias defloculantes (como
hexametafosfato de sódio, silicato de sódio, e outros).
Depois de obtida a curva granulométrica do solo, há a
necessidade de classificá-lo de acordo com a sua textura (ta-
manho relativo dos grãos). Para tanto, existem diversas escalas
granulométricas que adotam intervalos específicos dos diâme-
tros dos grãos das diferentes frações de solo. As escalas mais
comuns são as escalas da ABNT e do MIT. A Figura 2 ilustra
uma curva granulométrica com a respectiva escala da ABNT e
as porcentagens obtidas para cada fração de solo.
Os solos granulares (Figura 3) poderão ser denominados
“bem graduados” ou “mal graduados” de acordo com a distri-
buição dos tamanhos de partículas. Solos com distribuição
contínua de tamanho (curva granulométrica a) são designados
“bem graduados”, solos com concentração de partículas em
determinada classe de tamanha são denominados “mal gradua-
dos” (curvas b e c). Nesse caso a curva granulométrica pode
ser uniforme (curva c) ou pode haver ausência de uma faixa de
tamanhos de grãos (curva b).

Figura 2 – Curva de distribuição granulométrica do solo (RODRI-
GUES, 2003).
CURVA GRANULOMÉTRICA
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
0,001 0,01 0,1 1 10
Diâmetro dos Grãos (mm)
Percentagem
que
Passa
(%)
Figura 3 – Curvas granulométricas de solos com diferentes gradua-
ções (MACHADO, 2001).
Essa característica do solo granular pode ser expressa em
função de um coeficiente de não uniformidade (CNU) dado
pela seguinte relação:

FUNDAMENTOS 23
10
60
D
D
CNU =
Outro coeficiente também utilizado é o coeficiente de
curvatura (CC) da curva granulométrica.
60
10
2
30
D
D
D
CC
⋅
=
D10 (Diâmetro efetivo) = abertura da peneira para a qual temos
10% das partículas passando (10% das partículas são mais
finas que o diâmetro efetivo).
D30 e D60 – O mesmo que o diâmetro efetivo, para as percen-
tagens de 30 e 60%, respectivamente.
O coeficiente de não uniformidade (CNU) indica a am-
plitude dos grãos enquanto que o coeficiente de curvatura
(CC) fornece a idéia do formato da curva permitindo detectar
descontinuidades no conjunto. Quanto maior é o valor de CNU
mais bem graduado é o solo. Dificilmente ocorrem areias com
valores de CC fora do intervalo de 1 a 3. Daí, a pouca impor-
tância que se dá a esse coeficiente.
A classificação da curva granulométrica pode ser feita
de acordo com os seguintes intervalos para CNU e CC:
CNU < 5 → muito uniforme; 5 < CNU < 15 → uniformida-
de média; CNU > 15 → não uniforme; 1 < CC < 3 → solo
bem graduado; CC < 1 ou CC > 3 → solo mal graduado.
Finalmente, é importante ressaltar que somente o diâme-
tro efetivo (D10) e o CNU não são suficientes para representar
por si só a curva granulométrica, uma vez que solos distintos
podem apresentar os mesmos valores de D10 e CNU. Dessa
forma, somente a curva granulométrica pode identificar um
solo quanto à sua classificação textural.
Do ponto de vista de engenharia, a análise granulométri-
ca por si só não consegue retratar o comportamento do solo. A
fração de finos presente exerce papel fundamental. O compor-
tamento dos solos finos irá depender de diversos fatores como

sua composição mineralógica, sua umidade, sua estrutura e até
seu grau de saturação.
Quanto menor a partícula de um solo, menor será sua
superfície específica e, portanto, maior será sua plasticidade.
As partículas de argilominerais presentes num solo diferem
grandemente em sua estrutura mineralógica. Isso faz com que
solos com a mesma quantidade da fração argila, apresentem
comportamentos completamente diversos em função do argi-
lomineral presente.
Como ressalta Pinto (2000), o estudo dos minerais-
argilas é muito complexo e, por isso, o Engenheiro Químico
Atterberg propôs alguns ensaios para quantificar, de forma
indireta, o comportamento do solo na presença de água. Esses
ensaios foram padronizados por Arthur Casagrande. Em fun-
ção da quantidade de água presente num solo, podemos ter
os seguintes estados de consistência: líquido, plástico, semi-
sólido e sólido:
Figura 4 – Estados e limites de consistência do solo.
O estado líquido é caracterizado pela ausência de resis-
tência ao cisalhamento e o solo assume as características de
um líquido. Quando o solo começa a perder umidade, passa a
apresentar o comportamento plástico, ou seja, deforma-se sem
variação volumétrica. Na seqüência, com a perda de mais
água, o material torna-se quebradiço (estado semi-sólido). No
estado sólido (menor quantidade de água), não ocorrem mais
variações volumétricas pela secagem do solo.
Os teores de umidade correspondentes às mudanças de
estado são denominados de Limite de Liquidez (LL), Limite
de Plasticidade (LP), e Limite de Contração (LC). O LL é o
teor de umidade que delimita a fronteira entre o estado líquido
e plástico. O LP delimita o estado plástico do semi-sólido e,
o LC, o estado semi-sólido do sólido.

FUNDAMENTOS 25
Os valores de LL e LP são de uso mais corriqueiro na en-
genharia geotécnica. Os ensaios para caracterização dos limites
de consistência são padronizados pela ABNT (NBR 6459 –
Limite de Liquidez; NBR 7180 – Limite de Plasticidade).
Com base nos valores dos limites de consistência é pos-
sível obter outros dois índices, a saber: o índice de plasticidade
(IP) e o índice de consistência (IC). Esses índices são chama-
dos de índices de consistência e são de utilização muito co-
mum na prática. No entanto, o IC, por não acompanhar com
fidelidade as variações de consistência de um solo, tem caído
em desuso. O valor do IP pode ser obtido pela diferença entre
o LL e o LP:
IP = LL – LP
O índice de plasticidade procura medir a plasticidade do
solo e representa a quantidade de água necessária a acrescentar
ao solo para que este passe do estado plástico para o líquido. A
seguir, são apresentados alguns intervalos do IP para a classi-
ficação do solo quanto à plasticidade: IP = 0 → Não Plástico;
1 < IP < 7 → Pouco Plástico; 7 < IP < 15 → Plasticidade Mé-
dia; IP > 15 → Muito Plástico.
Dentro desse contexto, quanto maior for o valor de IP,
tanto mais plástico será o solo. Contudo, VARGAS (1978)
adverte que somente o IP não é suficiente para julgar a plasti-
cidade dos solos e que há a necessidade de se conhecer os va-
lores de LL e LP.
Para tanto, o gráfico idealizado por Casagrande serve de
referência para a classificação da plasticidade do solo. O gráfi-
co apresentado na Figura 5, utiliza os valores de IP e de LL
sendo dividido em quatro regiões delimitadas pelas linhas A e
B e pela linha U, que constitui o limite superior para o qual
não ocorrem valores de IP e LL.
Se o ponto obtido com os valores de LL e IP cair na re-
gião acima da linha A, o solo será muito plástico e, abaixo,
pouco plástico. Valores de LL acima de 50% (à direita da linha
B) definem um solo muito compressível enquanto que valores
de LL abaixo de 50% (à esquerda da linha B) definem um solo
pouco compressível.

Figura 5 – Gráfico de Plasticidade de Casagrande (VARGAS, 1978).
A Tabela 1 apresenta alguns valores de LL e IP para al-
guns solos brasileiros conforme PINTO (2000).
Como a constituição mineralógica dos argilominerais é
bastante variada, pode acontecer que em determinado tipo de
solo os valores dos índices de consistência sejam elevados
enquanto o teor de argila presente é baixo. Quando isso ocorre,
diz-se que a argila é muito ativa.
Tabela 1 – Valores de LL e IP para alguns solos típicos brasileiros
(PINTO, 2000).
Solos LL (%) IP (%)
Residuais de arenito (arenosos finos) 29-44 11-20
Residual de gnaisse 45-55 20-25
Residual de basalto 45-70 20-30
Residual de granito 45-55 14-18
Argilas orgânicas de várzeas quaternárias 70 30
Argilas orgânicas de baixadas litorâneas 120 80
Argila porosa vermelha de São Paulo 65 a 85 25 a 40
Argilas variegadas de São Paulo 40 a 80 15 a 45
Areias argilosas variegadas de São Paulo 20 a 40 5 a 15
Argilas duras, cinzas, de São Paulo 64 42

FUNDAMENTOS 27
Existem no interior do Brasil, solos com porcentagem pe-
quena de argila (em torno de 15%) que mostram plasticidade
elevada e coesão notável principalmente quando secos. Essa
pequena fração da argila presente no solo consegue transmitir a
este um comportamento argiloso. A medida da atividade da
fração argilosa no solo pode ser feita pela seguinte expressão:
mm
IP
A
002
,
0
% <
=
IP é o índice de Plasticidade e o termo %<0.002mm representa
a percentagem de partícula com diâmetro inferior a 2µ presen-
te no solo. De acordo com a proposta, a argila poderá ser clas-
sificada, segundo sua atividade, em: Argila inativa: A < 0,75;
Argila normal: 0,75 < A < 1,25; Argila ativa: A > 1,25.
Classificação Unificada (SUCS)
Sistema de classificação proposto por Arthur Casagrande,
em 1942, destinado à utilização na construção de aeroportos sen-
do posteriormente adotado pelo U.S. Corps of Engineers, razão
pela qual às vezes é designado Classificação da U.S. Corps of
Engineers. Posteriormente, essa classificação passou a ser utili-
zada também para uso em barragens e outras obras geotécnicas.
Essa classificação adota a curva granulométrica e os li-
mites de consistência do solo como critérios de definição das
classes. Nos solos nos quais se considera que a fração fina não
existe em quantidade suficiente para afetar o seu comporta-
mento, a classificação é feita de acordo com a sua curva granu-
lométrica, enquanto nos solos que têm seu comportamento
controlado pelas suas frações finas (silte e argila), a classifica-
ção é feita de acordo com suas características de plasticidade.
Os solos são classificados com duas letras com origem
na língua inglesa: um prefixo relacionado ao tipo e um sufixo
que corresponde a granulometria e a plasticidade.
Os solos grossos (aqueles que tiverem mais de 50%
retidos na peneira #200) recebem os prefixos G (Gravel) ou

S (Sand) e os subgrupos são W (Well – bem graduado),
P (Poor – mal graduado), M (Mud – presença de finos não
plásticos) e C (Clay – presença de finos com expressiva plasti-
cidade). Dessa forma, os solos poderão ser GW, GP, GM, GC,
SW, SP, SM e SC. A sistemática de classificação dos solos
grossos pode ser observada na Figura 6.
Figura 6 – Classificação de solos de acordo com o SUCS (MA-
CHADO, 2001).
Finos
CL ou CH
Mais que
12% passam
na # 200
SOLOS GROSSOS
Se Cu > 4 e
1<Cc<3
GW
Nomes
duplos:
GW-GM
GP
Senão
GM
Finos
ML ou MH
Menos que 5%
passam na #
200
Pedregulho (G). Mais que 50% da
fração grossa retido na # 4 (4.75 mm)
Entre 5 e 12%
passam na #
200
Finos
ML ou MH
Nomes
duplos:
SW-SM
Se Cu > 6
e 1<Cc<3
GC SW SP
Senão Finos
CL ou CH
SM SC
Areia (S). Menos que 50% da fração
grossa retido na # 4 (4.75 mm)
Menos que 5%
passam na #
200
Entre 5 e 12%
passam na #
200
Mais que
12% passam
na # 200
Os solos finos serão aqueles que tiverem mais de 50%
passando na #200. Os principais tipos serão designados pelas
letras M (Mo), C (Clay) e O (Organic). Cada grupo pode ser
dividido nos subgrupos H (High – alta plasticidade – LL >
50%) e L (Low – baixa plasticidade – LL < 50%). Os solos
formados por esse grupo poderão ser MH, ML, CH, CL, OH
E OL.
Para uma visualização da classificação dos solos finos,
pode-se recorrer à Carta de Plasticidade de Casagrande (Figura
7) a qual foi desenvolvida de modo a agrupar os solos finos em
diversos subgrupos, a depender de suas características de plas-
ticidade. Ao colocar o IP em função do LL do solo num gráfi-

FUNDAMENTOS 29
co, Casagrande percebeu que os solos se faziam representar
por dois grupos distintos separados por uma reta inclinada
denominada de linha A, cuja equação é IP = 0,73.(LL–20).
Acima da linha A encontram-se os solos inorgânicos e,
abaixo, os solos orgânicos. A linha B, cuja equação é LL = 50%,
paralela ao eixo da ordenadas, divide os solos de alta compressibi-
lidade (à direita) dos solos de baixa compressibilidade (à esquer-
da). Existe ainda a linha U (de equação IP = 0,9.(LL–8)).
Deste modo, para a classificação dos solos finos, basta a
utilização dos pares LL e IP na carta de plasticidade. Quando o
ponto cair dentro de uma região fronteiriça das linhas A ou B,
ou sobre o trecho com IP de 4 a 7, considera-se um caso in-
termediário e se admite para o solo nomenclatura dupla (por
exemplo, CL-ML, CH-CL, SC-SM).
Figura 7 – Carta de plasticidade de Casagrande (MACHADO, 2001).
10
Limite de Liquidez (LL)%
Linha A:
Horizontal para
IP = 4 até LL = 25,5
IP = 0,73 (LL = -20)
10
CL
4
0
0
7 ML ou OL
20
16 30
ML
40 50
Linha U:
Vertical para:
LL = 16 até IP = 7
IP = 0,9 (LL = -8)
80
70
60 90 100
110
110
Indice
de
Plasticidade
(IP)%
30
20
40
ou
OL
CL
50
60
CH
MH ou OH
OH
ou LINHA A
LINHA U

Classificação segundo a AASHTO
O sistema de classificação proposto pela AASHTO
(American Association of State Highway and Transportation
Officials) tem como base a granulometria e os Limites de
Atterberg, tendo sido proposto com a finalidade de classificar
os solos para fins rodoviários.
A classificação enquadra os solos em grupos com deno-
minações A1 a A3 (solos grossos) e A4 a A7 (solos finos). Os
solos altamente orgânicos são classificados visualmente e en-
quadrados no grupo A8. Existem ainda subgrupos divididos
com base no Índice de Grupo (IG – número inteiro que varia
de 0 a 20).
O IG deve ser apresentado entre parênteses ao lado da
classificação e, quanto maior seu valor, pior será o solo compa-
rado a outro dentro do mesmo grupo. Por exemplo, o solo A4
(8) será pior que o solo A4 (5). O IG é obtido da expressão:
IG = (A - 35).[0,20 + 0,005*(LL - 40)] + 0,01.(B - 15)*(IP - 10)
A e B são as percentagens de solo passando na #200 e
têm seus valores definidos segundo a Tabela 2. A sistemática
de classificação dos solos grossos e finos para essa classifica-
ção é ilustrada nas Figuras 8 e 9.
Tabela 2 – Valores de A e B na classificação da AASHTO, segundo
a granulometria do solo.
Valores a serem adotados para A, B, LL e IP para cálculo
do Índice de Grupo
Se A < 35, deve-se adotar A = 35 Se B < 15, deve-se adotar B = 15
Se A > 75, deve-se adotar A = 75 Se B > 55, deve-se adotar B = 55
Se LL < 40 deve-se adotar LL = 40 Se IP < 10 deve-se adotar IP = 10
Se LL > 60 deve-se adotar LL = 60 Se IP > 30 deve-se adotar IP = 30
Observações: (a) Quando se tratar de solos dos grupos A-2-6 e A-2-7,
o IG deve ser determinado utilizando-se somente o IP; (b) Se IG < 0
deve-se adotar um IG nulo; (c) Aproximar o valor de IG para o inteiro
mais próximo.

FUNDAMENTOS 31
Figura 8 – Classificação dos solos grossos, segundo a AASHTO
(MACHADO, 2001).
Menos que 10%
passam na # 200
mais que
50% passam
na # 40
35% ou menos passam na # 200
SOLOS GROSSOS
Menos que 50%
passam na # 10
Menos que 30%
passam na # 40
Menos que 15%
passam na # 200
menos que
50% passam
na # 40
IP < 6%
A-1-a
Menos que 50%
passam na # 40
Menos que 25%
passam na # 200
IP < 6%
A-1-b
Não plástico
A-3
Menos que 25%
passando na # 200
LL≤ 40%
Menos que 35%
passando na # 200
A-2-6
Silte
IP≤ 10%
A-2-4
LL≤ 40%
A-2-5
LL/ 41% LL/ 41%
A-2-7
Argila
IP/ 10%
• Grupo A1: pedregulhos e areia grossa (bem graduados), com
pouca ou nenhuma plasticidade. Correspondem ao grupo GW do
SUCS.
• Grupo A2: pedregulhos e areia grossa (bem graduados), com
material cimentante de natureza friável ou plástica. Os finos
constituem a natureza secundária. Esse grupo subdivide-se nos
grupos A-2-4, A-2-5, A-2-6 e A-2-7 em função dos índices de
consistência.
• Grupo A3: areias finas mal graduadas não plásticas (IP nulo).
Correspondem ao grupo SP do SUCS.

Figura 9 – Classificação dos solos finos, segundo a AASHTO (MA-
CHADO, 2001).
LL≤ 40%
Argila
IP/ 11%
35% ou mais passam na # 200
SOLOS SILTO-ARGILOSOS
LL≤ 40%
A-5
A-4 A-6
LL/ 41%
Silte
IP≤ 10%
IP/ (LL-30)
IP≤ (LL-30)
LL/ 30%
A-7-5
LL≤ 30%
A-7-6
LL/ 41%
• Grupo A4: solos siltosos com pequena quantidade de material
grosso e de argila.
• Grupo A5: solos siltosos com pequena quantidade de material
grosso e de argila, rico em mica e diatomita.
• Grupo A6: argilas siltosas medianamente plásticas com pouco ou
nenhum material grosso.
• Grupo A7: argilas plásticas com presença de matéria orgânica.
Classificação MCT
Os solos são classificados tradicionalmente e usualmente
com bases em propriedades físicas como granulometria, e li-
mites de Atterberg. Entretanto, as limitações dessas classifica-
ções para os solos tropicais levaram ao desenvolvimento de
uma classificação destinada especificamente para esses solos.

FUNDAMENTOS 33
Os solos Tropicais apresentam propriedades e peculia-
ridades decorrentes da ação de processos geológicos, pedoló-
gicos, ou ambos, típicos de regiões tropicais úmidas. Dentre os
solos tropicais destacam-se duas grandes classes, os solos late-
ríticos e os solos saprolíticos.
A título de exemplo, Nogami & Villibor (1995) lembram
que existem solos A-4 Lateríticos que vem sendo utilizados
com sucesso em bases de pavimentos, ao passo que muitos so-
los saprolíticos de mesma classificação são péssimos subleitos.
Desta forma foi possível distinguir solos de mesma clas-
sificação, baseada nos limites e na granulometria, utilizando a
classificação MCT (Miniatura, Compactado, Tropical), desen-
volvida por Nogami & Villibor (1985) que utiliza corpos-de-
prova miniatura e compactados. A classificação é feita com
base em resultados de ensaios de Compactação e ensaios de
perda de massa por imersão.
A compactação é feita em amostras com massas úmidas de
200g, com teores de umidade variáveis, em um intervalo mais
amplo do que o adotado usualmente quando se realiza ensaio de
compactação do Proctor. A compactação se realiza segundo o
procedimento mini-MCV, no qual se anotam as alturas dos cor-
pos-de-prova ao final de cada série de golpes (Ex: 2 golpes, 3
golpes, 4 golpes, 6 golpes).
Com esses resultados é possível construir uma família de
curvas de compactação e, a inclinação do ramo seco da curva
obtida para 12 golpes representa o coeficiente d’, necessário
para a classificação, conforme ilustra a figura 10.
Os solos lateríticos apresentam geralmente valores de d’
superiores aos solos não lateríticos. Assim, como exemplo,
uma argila laterítica atinge normalmente valores acima de 20,
enquanto que as argilas não lateríticas freqüentemente apre-
sentam valores inferiores a 10.
Utilizando os mesmos dados obtidos da compactação
mini-MCV, é possível construir uma família de curvas de
deformação, onde se anotam as alturas decrescentes dos cor-
pos-de-prova em função do número de golpes. Obtém-se uma

curva para cada teor de umidade de compactação. O valor do
mini-MCV é o número de golpes correspondente ao ponto em
que a curva assume o valor de deformação igual a 2,0 mm.
Portanto, cada curva tem seu próprio valor de mini-MCV.
Para fins de classificação é necessário determinar o valor
de c’, que corresponde ao módulo do valor da inclinação da
reta de mini-MCV 10. Essa reta deve ser assimilável à curva
de deformação de mesmo valor de mini-MCV ou, o que é mais
comum, deve ser interpolada. A figura 11 ilustra o que foi dito.
Figura 10 – Curvas de compactação para diferentes teores de umi-
dade do solo.
1500
1600
1700
1800
1900
2000
2100
9 10 11 12 13 14 15
Teor de Umidade (%)
Massa
Específica
Aparente
Seca
(kg/m3)
8 golpes
12 golpes
16 golpes
24 golpes
32 golpes

FUNDAMENTOS 35
Figura 11 – Número de golpes aplicados versus variação na altura
dos corpos-de-prova.
0
2
4
6
8
10
12
14
16
1 10 100
Número de Golpes
Diferenças
de
Alturas
(an)
w = 9,4%
w = 10,9%
w = 12,3 %
w = 13,7 %
w = 14,1 %
O coeficiente c’ correlaciona-se aproximadamente com a
granulometria. Os solos argilosos apresentam valores acima de
1,5, enquanto as areias e siltes não coesivos ou pouco plásticos
apresentam valores menores que 1,0.
A determinação da perda de massa por imersão é fei-
ta com solos compactados, parcialmente inseridos nos res-
pectivos cilindros, de tal forma que 1,0 cm de sua altura
fique saliente. O corpo-de-prova assim preparado é mergu-
lhado em água, apoiado em suporte adequado, e a parte sa-
liente fica posicionada acima de uma vasilha destinada a
receber o solo desprendido durante o processo, durante 20
horas (Figura 12).
A massa seca desprendida, obtida por pesagem do solo
colhido durante o ensaio, é expressa em porcentagem em rela-
ção à massa seca da parte saliente, definindo-se o coeficiente
PI (Perda por Imersão). Os diversos valores de PI são lançados
em gráfico em função dos valores de mini-MCV.

Para fins de classificação adota-se PI correspondente a
mini-MCV 10 ou 15, conforme a massa específica aparente do
corpo-de-prova obtida para mini-MCV igual a 10 seja baixa ou
alta. A altura do corpo-de-prova igual ou maior que 48 mm
corresponde a massa específica aparente baixa, dando-se o
contrário para alturas menores.
Figura 12 – Representação da determinação da Perda por Imersão.
A associação de Pi e d’ permite determinar o índice e’ o
qual indica o comportamento laterítico ou não laterítico do solo
submetido à classificação. Para tanto se utiliza a expressão:
e’ = [(PI/100) + (20/d’)]1/3
Com os valores de c’ e de e’ localiza-se no gráfico mos-
trado na figura 13 o grupo ao qual pertence o solo. Os grupos
cujos símbolos são precedidos pela letra L correspondem aos
solos lateríticos e os grupos precedidos da letra N correspon-
dem aos solos não lateríticos.
A classificação definitiva, entretanto, é obtida após ou-
tras considerações envolvendo a tendência de queda do PI no
intervalo de mini-MCV de 10 a 20 e a forma da curva dos teo-
res de umidade em função do mini-MCV.

FUNDAMENTOS 37
Figura 13 – Gráfico de classificação dos solos segundo os parâme-
tros e’e c’.
0.0
0.5
0.5 0.7 1.0 1.5 2.0 2.5 3.0
1.0
2.0
1.5
NS'
NA'
NA NG'
LG'
LA'
LA
COEFICIENTE c'
ÍNDICE
e'
Índices Físicos
Os índices físicos são relações estabelecidas entre as fa-
ses presentes no solo de modo a caracterizá-lo quanto às suas
condições físicas. O solo apresenta três fases, a saber: sólida,
líquida e gasosa. A fase líquida (em geral, a água) e a gasosa
(em geral, o ar) constituem o material que preenche os vazios
do solo.
As diversas relações obtidas entre as fases do solo são
empregadas para expressar as proporções entre as mesmas. O
elemento de solo mostrado a seguir ilustra as fases presentes
no solo em termos de massas e volumes.
Var, Vw, VS, VV e VT representam os volumes de ar,
água, sólidos, de vazios e total do solo, respectivamente. MS,
MW, Mar e MT respectivamente são as massas de sólidos, água,
ar e total, como se pode observar na Figura 14.

Figura 14 – Representação das fases do solo em função de suas mas-
sas e volumes.
As relações de volume comumente empregadas são a
porosidade (n), o índice de vazios (e) e o grau de saturação
(Sr). A porosidade (n) é definida pela razão do volume de
vazios do solo (Vv) por seu volume total (VT). O índice de
vazios (e) é a relação entre o volume de vazios do solo (VV)
por seu volume de sólidos (VS). O grau de saturação (Sr) a
razão de VW por VV.
T
V
V
V
n =
S
V
V
V
e =
V
W
r
V
V
S =
Esses três índices físicos não são obtidos experimental-
mente, mas sim a partir de outros índices físicos. A porosidade
expressa a mesma idéia do índice de vazios, já o grau de satu-
ração representa a parcela de vazios do solo que se encontra
ocupada por água.
Os demais índices físicos são expressos por suas rela-
ções de massa e volume. A única exceção é para a umidade
(w) que expressa a massa de água (MW) presente no solo em
função de sua massa de sólidos (MS).
As relações mais usuais entre massa e volume são: a
massa específica natural do solo (ρ), a massa específica dos

FUNDAMENTOS 39
sólidos (ρS) e a massa específica da água (ρW). Esses índices
físicos estão apresentados logo abaixo.
S
W
M
M
w =
T
T
V
M
=
ρ
S
S
S
V
M
=
ρ
W
W
W
V
M
=
ρ
Na prática geotécnica, é comum a utilização de peso es-
pecífico (γ) ao invés de massa específica (ρ). Estes apresentam
a mesma idéia da massa específica com a diferença de que a
razão será de peso por volume.
T
T
V
P
=
γ
S
S
S
V
P
=
γ
W
W
W
V
P
=
γ
Os índices físicos n, e, Sr e w são adimensionais e, exce-
tuando-se o índice de vazios, os demais são expressos em ter-
mos de porcentagem. A massa específica é expressa em g/cm3
enquanto que os pesos específicos são expressos em kN/m3
de
acordo com o Sistema Internacional (SI).
Os limites de variação desses índices físicos são: 1,0 < ρ <
2,5 (g/cm3
); 1,0 < ρS < 2,5 (g/cm3
); 0 < e < 20; 0 < n < 100%;
0 ≤ Sr ≤ 100%; 0 < w < 1500%.
Os índices físicos que comumente são determinados em
laboratório são a massa específica natural (ρ), a umidade (w) e
a massa específica dos sólidos (ρS). Os demais índices físicos
são calculados por meio de formulas de correlação.
Costuma-se correlacionar os índices físicos com o índice
de vazios e com a porosidade. Quando a correlação é feita com
o índice de vazios, adota-se o volume dos sólidos como sendo
igual a unidade (VS = 1). Isso proporciona Vv = e Vw = Sr e,
possibilitando as relações apresentadas na Figura 15.

Figura 15 – Representação das fases do solo em função do índice de
vazios.
S
W
r
S
W e
S
M
M
w
ρ
ρ
.
.
=
= ;
e
e
V
V
n
T
V
+
=
=
1
;
e
e
S W
r
S
+
+
=
1
.
. ρ
ρ
ρ
Assumindo-se o valor de ρW = 1,0 g/cm3
, outros dois
tipos de massa especifica podem ser obtidos: a massa especí-
fica saturada (Sr = 100%) e massa específica seca (Sr = 0%).
Essas duas expressões são obtidas matematicamente quando
se admite que o solo não sofra variações volumétricas, o que
não ocorre nas situações corriqueiras de campo.
e
e
S W
r
S
Sat
+
+
=
1
.
. ρ
ρ
ρ Massa específica saturada (Sr = 100%)
e
S
d
+
=
1
ρ
ρ Massa específica seca (Sr = 0)
da expressão anterior pode-se demonstrar que: )
1
( w
d +
= ρ
ρ
Quando a correlação é feita com a porosidade, adota-se o
volume total como unitário, obtendo-se as relações a seguir
(Figura 16).

FUNDAMENTOS 41
A massa específica dos sólidos (ρS) possui valor que
varia de 2,67 a 2,69 g/cm3
para solos arenosos (quando o mi-
neral presente em maior quantidade e o quartzo) e de 2,75 a
2,90 g/cm3
para solos argilosos. Argilas lateríticas apresen-
tam valores de até 3,0 g/cm3
. Argilas orgânicas moles podem
apresentar valores abaixo de 2,5 g/cm3
. Quando não se dispõe
do valor da massa específica dos sólidos, é comum adotar-se
um valor tal índice, de forma poder calcular os demais.
Figura 16 – Representação das fases do solo em função da porosidade.
n
n
V
V
e
S
V
−
=
=
1
;
( ) S
w
r
S
W
n
n
S
M
M
w
ρ
ρ
−
=
=
1
.
. ; ( ) W
r
S
T
T
n
S
n
V
M
ρ
ρ
ρ .
.
1 +
−
=
=
A massa específica natural costuma apresentar valores
da ordem de 1,6 a 2,0 g/cm3
. Quando não é conhecida, pode-se
adotar o valor de 1,8 g/cm3
. A massa específica seca apresenta
uma faixa de valores que varia de 1,3 a 1,9 g/cm3
. Argilas or-
gânicas moles podem apresentar valores em torno de 0,5
g/cm3
. A massa específica saturada encontra-se geralmente em
torno de 2,0 g/cm3
.
Tensões nos Solos
O conhecimento das tensões atuantes num maciço de so-
lo é de fundamental importância para a engenharia geotécnica.

Atuam basicamente no solo, as tensões decorrentes de seu pe-
so próprio (tensões geostáticas), de escavações (alívios de ten-
sões) e de carga externas (acréscimos de tensões).
O conceito de tensão em um ponto advém da mecânica do
contínuo e, apesar do solo ser um sistema trifásico (água, ar e
partículas sólidas) este conceito tem sido utilizado com sucesso
na prática geotécnica. Além disso, boa parte dos problemas em
mecânica dos solos pode ser encarada como problemas de ten-
são ou deformação no plano.
Pelo fato do solo possuir três fases, quando tensões nor-
mais se desenvolvem em qualquer plano, estando o solo satu-
rado, parte dessa tensão será suportada pelo esqueleto sólido
do solo e parte será suportada pela água presente nos vazios.
A pressão que atua na água intersticial é denominada de
pressão neutra, sendo representada pela letra u. A pressão que
atua nos contatos inter-partículas é chamada de tensão efetiva
(σ’) e é a que responde por todas as características de resistên-
cia e de deformabilidade do solo. Observando esses fatos, Ter-
zaghi notou que a tensão normal total num plano qualquer de-
ve ser a soma da parcela de pressão neutra e de tensão efetiva,
formulando o Princípio das tensões Efetivas:
σ = σ’ + u
Numa superfície horizontal, admite-se que as tensões atu-
antes em um plano horizontal, numa determinada cota, sejam
normais ao plano. As tensões cisalhantes serão nulas nesse pla-
no. Dessa forma, a tensão vertical em qualquer profundidade do
solo é calculada simplesmente considerando o peso de solo a-
cima daquela profundidade. Admitindo-se que o peso específico
não varia, a tensão vertical total será obtida pelo produto do
peso específico natural pela profundidade do ponto desejado:
σ = γ.z σ = tensão geostática total
γ = peso específico do solo
z = profundidade do ponto até a superfície do terreno
Se houver água presente na camada de solo, a pressão
neutra é obtida da seguinte forma:

FUNDAMENTOS 43
u = γw.zw u = pressão neutra atuando na água
γw = peso específico do da água (γw = 10 kN/m3
)
zw = cota do ponto considerado até a superfície freática
Porém, na natureza, as camadas de solo apresentam-se
estratificadas, ou seja, diversas camadas sobrepostas. Dessa
forma, os valores de peso específico alteram-se para cada ca-
mada. A conseqüência imediata é que o cálculo das tensões em
um determinado ponto deverá ser feito pela somatória das ten-
sões em cada camada acima dele.
O valor da pressão neutra no ponto considerado só depen-
derá da altura da coluna d’água. A tensão efetiva será a diferen-
ça da tensão total e a neutra no ponto considerado. A Figura 17
ilustra um perfil estratificado com diferentes valores de peso
específico e a variação das tensões ao longo da profundidade.
Quando o solo estiver saturado, a tensão efetiva poderá
ser calculada diretamente utilizando-se o peso específico sub-
merso (γ’ ou γsub). Como a diferença de pressões total e neutra
fornece a tensão efetiva, tem-se que:
σ’ = σ - u = γsat.z - γw.z = (γsat - γw).z
dessa forma: σ’ = (γsat - γw).z = γ’.z onde: γ’ = γsat - γw
Figura 17 – Representação do perfil de solo e das tensões atuantes.

Num elemento de solo, dentro de um maciço, atua também
uma tensão horizontal. Essa tensão horizontal constitui uma par-
cela da tensão vertical. A determinação das tensões horizontais
encontra aplicação na determinação de empuxos para o cálculo
de estabilidade de estruturas de contenção (muros de arrimo, terra
armada). Seu cálculo é feito pela seguinte expressão:
σh = k . σv (k = coeficiente de empuxo)
Quando não ocorrem deformações no solo, k é denomi-
nado de coeficiente de empuxo em repouso (k0). O valor de k0
pode ser obtido por meio da teoria da elasticidade ou através
de correlações:
μ
μ
−
=
1
0
k onde μ = coeficiente de Poisson (Teoria da elasticidade)
'
1
0 φ
sen
k −
= (Fórmula de Jaki)
onde '
φ é o ângulo de atrito interno efetivo do solo
'
0 )
).(
'
1
( φ
φ sen
RSA
sen
k −
= (Fórmula de Jaki estendida para argilas
sobre-adensadas)
RSA é a razão de sobre-adensamento do solo
Considerando-se '
φ próximo a 30º, a equação anterior
pode ser reescrita:
5
,
0
0 )
(
5
,
0 RSA
k =
para RSA = 4, k0 se aproxima da unidade; para RSA > 4, k0
torna-se maior do que um.
Os acréscimos de tensão dentro de um maciço de solo
ocorrem quando estes recebem cargas externas, ou seja, carre-
gamentos na superfície do terreno. A teoria da elasticidade é
empregada para a estimativa dessas tensões. Apesar de muitas
limitações e críticas feitas ao emprego da teoria da elasticida-
de, esta é de fácil aplicação e tem apresentado avaliações satis-
fatórias das tensões atuantes no solo.

FUNDAMENTOS 45
O cálculo de tensão no maciço de solo nessas condições
dependerá do valor do carregamento e de sua geometria (dis-
tribuição do carregamento na superfície do terreno). Sendo
assim, existem formulações específicas para cada situação, por
exemplo: Carga Concentrada, Carga Linearmente Distribuída,
Carga Uniformemente Distribuída com forma Retangular, Cir-
cular e outras.
Resistência ao Cisalhamento
Devido à sua natureza atritiva, a resistência dos solos é
caracterizada pela resistência ao cisalhamento. Isso ocorre
porque os movimentos relativos entre as partículas do solo, no
interior de um maciço, são decorrentes da ação das forças
cisalhantes.
Quando essas forças e a tensão normal atuantes atingem
um valor crítico, em determinados planos, diz-se que ocorre a
ruptura do solo. Esses planos são chamados de planos de
ruptura. Simplificadamente, pode-se dizer que a resistência ao
cisalhamento do solo corresponde à máxima tensão de cisa-
lhamento que o solo pode suportar sem sofrer ruptura ou a ten-
são cisalhante no plano em que a ruptura estiver ocorrendo.
A resistência dos solos é avaliada por intermédio de
critérios de ruptura. Esses critérios expressam matematica-
mente uma envoltória de ruptura que delimita os estados de
tensão possíveis para um solo.
No âmbito da Mecânica dos Solos, constata-se que o
critério de ruptura de Mohr-Coulomb consegue reproduzir
com boa fidelidade o comportamento resistente dos solos. O
critério de Mohr admite a resistência (s) como sendo função da
tensão normal (σ), ou seja, s = f(σ). A ruptura irá ocorrer para
uma combinação crítica da tensão cisalhante e normal num
plano qualquer.
Os estados de tensão são representados por círculos
denominados círculos de Mohr. Quando um corpo de prova
(CP) é ensaiado, este será solicitado até que aconteça a ruptura
do mesmo. Nesse instante, o estado de tensão é determinado por

um círculo máximo. Alterando-se as condições de solicitação,
para o mesmo material, outros círculos podem ser obtidos.
Dessa forma, traçando-se uma tangente aos círculos,
obtém-se uma curva denominada de envoltória de resistência
do solo. O ponto de tangência da envoltória nos círculos
representa os pontos de ruptura dos mesmos. O critério de
Coulomb admite que essa curva envolvente pode ser ajustada
por uma reta. A Figura 18 ilustra as envoltórias de resistência.
Comumente, r1 é denominado de intercepto de coesão do
solo (c) e r2 de coeficiente de atrito do solo (tgφ). Ressalta-se
que c corresponde a um valor de coesão do solo e φ a um
ângulo de atrito do solo. A equação pode ser então reescrita:
s = c +σ.tgφ
as tensões poderão ser totais ou efetivas assim como o ângulo
de atrito.
Figura 18 – Envoltória de resistência do solo e critério de Mohr-
Coulomb.
O critério de Mohr-Coulomb não leva em conta o efeito
da tensão principal intermediária (σ2). O estado de tensão é
determinado pelas tensões principais maior (σ1) e menor (σ3).

FUNDAMENTOS 47
O plano de ruptura é determinado pela inclinação entre o Plano
Principal Maior (PPM) e a origem dos planos, o Pólo (P). Essa
inclinação é chamada de ângulo crítico de ruptura (θcr). A Fi-
gura 19 ilustra um estado de tensão com o plano de ruptura, o
pólo e os planos principais.
Figura 19 – Representação da envoltória de Mohr-Coulomb, pólo,
planos principais e de ruptura.
Da figura, é posível obter-se a seguinte expressão:
'
1
'
1
.
'
'
2
'
1
'
1
'
'
1
1
3
φ
φ
σ
φ
φ
σ
σ
sen
sen
c
sen
sen
+
−
−
+
−
=
se a coesão é nula, então:
'
1
'
1
'
'
1
3
φ
φ
σ
σ
sen
sen
+
−
=
Podem ocorrer situações particulares para a equação
da resistência de Mohr-Coulomb. Essas situações ocorrem
para os solos puramente coesivos (s = c) e puramente atriti-
vos (s = σ’.tgφ’).

A determinação da resistência dos solos pode ser feita em
laboratório ou em campo. No laboratório os principais ensaios
utilizados são o de cisalhamento direto e de compressão triaxial.
As vantagens desses ensaios estão relacionadas ao conheci-
mento das condições de ensaio, da drenagem, da moldagem,
grau de compactação e facilidade de aplicação de determinadas
trajetórias de tensão nos corpos de proveas. Não obstante, há o
inconveniente da amostragem dos solos que pode causar amol-
gamento, perturbação das amostras e a não representação do
maciço como um todo.
Os ensaios de campo mais utilizados são o ensaio de
palheta ou vane test (usado para medir a resistência não-
drenada de argilas saturadas) e os ensaios de penetração como
o Standard Penetration Test (SPT) e o Cone Penetration Test
(CPT). Os resultados desses ensaios são correlacionados com a
resistência do solo. A principal vantagem do ensaio de campo
é a de ser mais representativo do maciço por envolver maior
volume de solo.
O ensaio de cisalhamento direto é o processo mais antigo
de determinação da resistência dos solos. Baseado no critério
de Coulomb, as amostras podem ser do tipo indeformadas ou
reconstituídas em laboratório por processos de compactação.
O corpo de prova (cp) é colocado numa caixa de cisa-
lhamento formada por dois moldes. Uma das partes permanece
fixa na prensa enquanto que a outra pode se movimentar e
aplicar um esforço tangencial (T) ao solo.
Aplicando-se uma força normal (N) ao corpo de prova,
verifica-se qual será o valor da tensão cisalhante que irá
provocar a ruptura do solo. Repetindo-se o processo por pelo
menos tres vezes, é possível obter-se a envoltória de resis-
tência do solo. As principais leituras obtidas são de desloca-
mento horizontal (δ), vertical (δV) e tensão cisalhante (a tensão
normal é constante para cada ensaio).
Os valores de tensão normal (σ) e cisalhante (τ) são obtidos
dividindo-se os esforços normal (N) e tangencial (T), respecti-
vamente, pela área (A) da seção transversal do corpo de prova. A
Figura 20 ilusta a curva tensão versus deformação obtida e a
envoltória de resistência para diferentes pares de tensões.

FUNDAMENTOS 49
Figura 20 – Representação gráfica do ensaio de cisalhamento direto:
(a) curva tensão deformação (b) envoltória de resistência.
O ensaio apesar de sua praticidade apresenta certas
limitações. O plano de ruptura já está definido a priori e pode
não ser o mais fraco. Não se leva em conta nos cálculos a
diminuição da área do corpo de prova ao longo do ensaio. Não
é possível se determinar os parâmetros de deformabilidade
nem do módulo de cisalhamento. Não há como se controlar a
drenagem.
O ensaio triaxial consiste na aplicação de um estado de
tensões ao solo numa câmara preenchida com água. O corpo
de prova normalmente utilizado é de formato cilíndrico com
altura (h) variando de 2 a 2,5 vezes o diâmetro (d = 3,2; 5,0 ou
7,5cm) envolto por uma membrana flexível e impermeável.
Preenchendo-se a câmara com água, é possível aplicar-se
pressão na água que atuará em todo o corpo de prova. Essa
pressão é denominada pressão confinante (σc ou σ3). O corpo
de prova ficará sob um estado hidrostático uma vez que a
pressão confinante irá atuar em todas as direções, inclusive na
vertical.
Nessa etapa, o corpo de prova poderá ser adensado ou
não, ou seja, pode-se dissipar ou não o excesso de pressões
neutras geradas pelo confinamento. Isso é possível pela pre-
sença de pedras porosas na base e no topo do CP e pelas cone-
xões da câmara que permitem a saída ou entrada de água.
Finda essa etapa de confinamento e mantendo-se a ten-
são confinante constante, procede-se então ao carregamento

axial do cp. Esse carregamento é feito pela aplicação de forças
no pistão que penetra na câmara triaxial (ensaio com carga
controlada). Outra maneira de se realizar o ensaio é colocar a
câmara numa prensa que a delocará para cima pressionando o
pistão que permanece fixo (ensaio com deformação contro-
lada), podendo-se fazer a leitura da força aplicada. A Figura
21 ilustra o equipamento utilizado num ensaio triaxial.
Figura 21 – Representação de um ensaio triaxial convencional
(BUENO & VILAR, 1998).
O ensaio triaxial é composto de duas fases: a fase de
confinamento e a fase de cisalhamento. Basicamente, existem
três maneiras de se conduzir um ensaio triaxial convencional:
o ensaio lento (CD ou S) no qual há drenagem permanente do
corpo de prova não sendo gerado excesso de pressão neutra no
corpo de prova; o ensaio adensado rápido (CU ou R) no qual
se permite a drenagem somente durante a fase de confina-
mento; e ensaio rápido (UU ou Q) que não permite a dissipa-
ção do excesso de pressão neutra em nenuma fase do ensaio.
Normalmente, as curvas de tensão-deformação são
obtidas em termos de tensão desviadora (σ1 - σ3). Sendo o
valor de σ3 é constante, é possível obter-se o círculo corres-
pondente ao estado de tensão para a ruptura (o máximo valor
da tensão desviadora – Figura 22).

FUNDAMENTOS 51
O ponto máximo da curva tensão-deformação corres-
ponde a um círculo e no ensaio de cisalhamento direto cor-
responde ao ponto de ruptura. Após vários ensaios com dife-
rentes cps, define-se então a envoltória de resistência do solo
em termos de tensões totais ou efetivas.
O critério para obtenção do máximo da tensão desvia-
dora pode ser arbitrado em função das deformações ou da
resistência residual. Outra alternativa é utilizar a teoria dos
estados críticos, ou seja, onde o cisalhamento ocorre a volume
constante tanto para a situação drenada quanto para a não-
drenada. A escolha irá depender dos parâmetros e condições
específicas de cada projeto.
Figura 22 – Ensaio Triaxial: (a) Curva tensão-deformação (b) En-
voltória de Resistência.
Outra alternativa de ensaio é o ensaio de compressão
simples, que é uma simplificação ensaio triaxial. Na compres-
são simples, a pressão confinante é a atmosférica, logo, σ3 = 0.
Isso faz com que a resistência à compressão (Rc) na ruptura se
torne igual a σ1. A Figura 23 ilustra a curva tensão-deformação
do ensaio e os respectivos círculos obtidos para a compressão
simples e a envoltória não drenada para ensaios UU.

Figura 23 – Compressão Simples: (a) Curva tensão-deformação (b)
Círculos de Mohr.
A condição drenada é a que melhor representa a resis-
tência das areias devido às caracteristicas de permeabilidade
dos solos grossos. A resistência das areias é atribuída a duas
fontes: ao atrito propriamente dito e a uma parcela de resis-
tência estrutural representada pelo arranjo das partículas.
As principais características que interferem na resis-
tência das areias são a compacidade (o ângulo de atrito interno
no estado compacto é cerca de 7 a 10º maior do que o ângulo
de atrito interno da mesma areia no estado mais fofo), o
tamanho (areias com partículas maiores apresentam valores de
resistência ao cisalhamento um pouco superiores), a forma e a
rugosidade dos grãos e a granulometria. Um solo bem gradua-
do oferece um melhor entrosamento, podendo propiciar um
solo mais compacto e, conseqüentemente, mais resistente que
um solo mal graduado.
A água pouco influi na resistência das areias mais
grossas pois, de uma maneira geral, o ângulo de atrito das
areias úmidas é igual ao das areias secas, a menos de l° ou 2°,
o que permite conhecer o ângulo de atrito utilizando tanto
amostras secas como saturadas (em condições drenadas). A
Tabela 3 ilustra os principais fatores que interferem na
resistência das areais.

FUNDAMENTOS 53
Tabela 3 – Fatores que interferem na resistência das areias (HOLTZ
& KOVACS, 1981).
Fator Efeito
Índice de vazios (e) e↑ φ’↓
Angularidade (A) A↑ φ’↑
Graduação (CNU) CNU↑ φ’↑
Rugosidade ® R↑ φ’↑
Água (W) W↑ φ’↓ (pouco)
Tamanho da Partícula (T) Nenhum efeito (para mesmo e)
Tensão principal intermediária φ’ps > φ’triaxial (φ’triaxial > 34º)
Pré-carregamento Efeito mínimo
A resistência dos solos argilosos se diferencia da dos
solos arenosos por uma série de fatores. O comportamento
tensão-deformação de uma argila em carregamento hidrostá-
tico ou típico de adensamento edométrico é bem distinto do
comportamento das areias.
No caso das argilas, verifica-se que sua resistência
depende de seu índice de vazios inicial que é resultado de seu
histórico de tensões e de sua estrutura. Interferências na
estrutura de solos residuais ou argilas sensíveis por amolga-
mento, na amostragem ou no cisalhamento, são responsáveis
por diminuição substanciais da resistência. Nota-se que o com-
portamento tensão-deformação de diferentes corpos de prova
com índices de vazios iniciais diferentes, após atingirem suas
respectivas pressões de pré-adensamento, converge para uma
única reta virgem de adensamento (PINTO, 2000).
O histórico de tensões experimentado pelo solo o conduz
a um estado mais denso do que o mesmo solo normalmente
adensado. Alguns contactos entre partículas podem resultar
plastificados e permanecem mesmo após o descarregamento
do solo, o que gera uma parcela de resistência adicional nos
solos pré-adensados. A relação de pré-adensamento ou sobre-

adensamento (RSA) fornece uma idéia das condições de aden-
samento do solo:
'
'
σ
σ ad
RSA =
onde: σ’ad é a tensão de pré-adensamento e σ’ é a tensão efeti-
va atuante.
Quando o cisalhamento ocorre, uma argila pré-adensada
irá experimentar expansões volumétricas assemelhando-se ao
comportamento tensão-deformação das areias compactas dre-
nadas. As argilas normalmente ou levemente pré-adensadas
(RSA<4) assemelham-se às areias fofas e experimentam, por-
tanto, reduções de volume quando cisalhadas.
Como os solos argilosos apresentam baixas permeabi-
lidades, ocorrerá dissipação lenta das pressões neutras frente às
solicitações. Daí, a necessidade de se conhecer essas condições
de dissipação para cada caso específico de carregamento. Isso
pode ser feito pelos ensaios triaxiais citados anteriormente.
Em condições drenadas (ensaios CD), os solos normal-
mente adensados apresentam envoltórias de resistência pas-
sando pela origem ou com interceptos de coesão (c) próximos a
zero.
Os solos pré-adensados apresentam uma pequena parcela
de resistência adicional caracterizada pelo intercepto de coe-
são. Esse acréscimo de tensão pode ser explicado pela consta-
tação experimental de que quando ocorre dimuinuição do
índice de vazios, a resistência do solo aumenta. O pré-adensa-
mento induz contactos plastificados que permanecem com a
retirada das cargas. Nesse tipo de ensaio, a resistência é cres-
cente com o aumento da pressão confinante (σ3). As seguintes
equações são obtidas:
s = τ = σ’.tgφ’ (solos normalmente adensados)
s = τ = c’ + σ’.tgφ’ (solos pré-adensados)

FUNDAMENTOS 55
Em condições não-drenadas (ensaios CU), a fase de rup-
tura é realizada sem drenagem. Dessa forma, é possível a
obtenção de envoltórias totais e efetivas. A envoltória efetiva
obtida é aproximadamente igual à envoltória otida no ensaio
CD. Ressalta-se que no ensaio CU, a ruptura ocorre porque as
tensões efetivas atingiram valores críticos. Portanto, os círcu-
los em termos de tensões totais resultam dos círculos em ter-
mos de tensões efetivas.
Os solos normalmente adensados apresentarão envoltó-
rias de resistência passando pela origem:
s = τ = σ’.tgφ’ (tensões efetivas)
s = τ = σ.tgφ (tensões totais)
Nos solos pré-adensados, a tensão efetiva torna-se maior
que a total pelo desenvolvimento de pressões neutras negativas
(Figura 24). Isso ocorre pelo fato da variação de volume ser no
sentido de expansão em função da ausência de drenagem. Os
círculos de tensões efetivas (E) situam-se à direita dos círculos
de tensões totais (T).
As envoltórias em solos saturados pré-adensados serão
do tipo:
s = τ = c’ + σ’.tgφ’ (tensões efetivas)
s = τ = c + σ.tgφ (tensões totais)
Em se tratando da situação não-drenada, em ensaios UU,
a drenagem estará impedida durante a fase de confinamento e
cisalhamento. Isso faz com que pressões neutras sejam geradas
no CP nessas duas fases. Na fase de confinamento, a pressão
confinante irá gerar pressão neutra de igual intensidade no
corpo de prova.

Figura 24 – Envoltória de resistência no intervalo pré-adensado
(BUENO & VILAR, 1998).
Com isso o acréscimo de tensão confinante apenas des-
loca os círculos de tensão total para a direita. De imediato,
constata-se que não haverá ganho de resistência pelo aumento
do confinamento uma vez que não houve aumento na tensão
efetiva. O círculo efetivo será único (Figura 25).
Figura 25 – Envoltória não-drenada de solos argilosos.

FUNDAMENTOS 57
A equação característica de resistência é do tipo:
( )
2
3
1 σ
σ −
=
= u
u c
S (1.20)
onde cu é a coesão não drenada e Su é representação da resis-
tência não drenada.
A resistência não-drenada pode também ser obtida
através de ensaios do tipo CU. Cada ensaio CU com pressão
confinante igual à tensão efetiva da amostra será aquele que irá
apresentar resultado idêntico ao dos ensaios UU para a mesma
amostra. PINTO (2000) apresenta as relações da resistência
não drenada (Su) a partir da tensão confinante de adensamento
(σ’0). Essas relações são chamadas de razão de resistência
para a situação de argila normalmente adensada (RRna) e
sobreadensada (RRsa).
na
u
RR
S
=
'
0
σ
m
na
u
sa
u
RSA
S
S
)
.(
'
0
'
0
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
=
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
σ
σ
m é um expoente com valor da ordem de 0,8.
As duas expressões anteriores podem ser rearranjadas da
seguinte forma:
m
ad
m
na
u RR
S )
.(
)
.( '
1
'
0 σ
σ −
=
Essa expressão mostra que resistência não drenada
depende da tensão efetiva a que o solo estará submetido e da
pressão de pré-adensamento.
A resistência não drenada também pode ser determinada
através de ensaios de campo. O ensaio mais comum é o ensaio
de palheta ou vane test. Diversas correlações também podem
ser utilizadas para a estimativa da resistência não drenada.
Maiores informações e detalhes sobre ensaios de campo e das
correlações podem ser encontradas em Schnaid (2000), Pinto
(2000), e Massad (2003).

Capítulo 2
Características dos Solos Colapsíveis
Roger Augusto Rodrigues
José Augusto de Lollo
Introdução
Quando determinados solos experimentam aumento da
quantidade de água em seus vazios ou são umedecidos após
aplicação de sobrecargas, estes podem sofrer uma redução de
volume expressa por uma variação do índice de vazios sem que
necessariamente tenha havido aumento das cargas aplicadas.
Tal fenômeno tem sido atribuído ao colapso da estrutura
dos solos, donde esses solos têm recebido a designação de solos
colapsíveis. Em alguns casos, outros termos têm sido utilizados
para descrever este comportamento, dentre o quais podem ser
citados: subsidência, hidrocompactação e hidroconsolidação
(VILAR et al., 1981; COLLARES, 1997; PINTO, 2000).
Fisicamente, o fenômeno do colapso está relacionado à
perda de resistência do solo não saturado e pode ocorrer em
função da perda dos vínculos que mantinham as partículas
sólidas unidas ou pela destruição dos efeitos capilares.
As condições nas quais o processo se desencadeia podem
levar a crer que variados tipos de solos podem estar sujeitos ao
colapso, no entanto algumas condições próprias de ocorrência
do processo e características básicas dos solos colapsível devem
ser satisfeitas para que o colapso ocorra.
Origem
Solos colapsíveis podem ser encontrados em diversos
países como África do Sul, Angola, Argentina, Austrália, Bra-

sil, Espanha, Estados Unidos, Israel, Quênia, Romênia, dentre
outros, sendo, no entanto mais comuns em regiões de clima
quente (atual ou pretérito).
No Brasil, estes solos cobrem extensas áreas das Regiões
Centro-Sul e Nordeste do país (Figura 26), sendo representados
por aterros mal compactados e por depósitos aluviais, coluviais
e residuais muito lixiviados. Os solos da região centro-Sul (inte-
rior de São Paulo e Paraná) são solos porosos que englobam
solos residuais típicos, solos sedimentares ou colúvios.
Figura 26 – Solos colapsíveis estudados no Brasil (modificado de
FERREIRA et al., 1989).
OCEANO ATLÂNTICO
BRASIL
EQUADOR
PETROLINA
JAÍBA
BRASÍLIA
ITUMBIARA
RIO CLARO
BAURU
UBERLÂNDIA TRÊS MARIAS
RIO SAPUACAI
RIO MOGI-GUAÇU
SÃO JOSÉ DOS CAMPOS
SÃO PAULO
SUMARÉ E PAULINÉIA
ITAPETININGA
QUILÔMETROS
ILHA SOLTEIRA E
PEREIRA BARRETO
CANOAS
N
CARAZINHO
TRÓPICO DE CAPRICÓRNIO
200 400 800
0
A formação de solos colapsíveis depende dos fatores
climáticos regionais e do ambiente geológico, assim a forma
de ocorrência dos mesmos no momento atual (residuais ou
transportados, perfis naturais ou proveniente de aterros com-
pactados) pode ser bastante variada. Os principais processos
de formação dos principais depósitos colapsíveis são descritos
a seguir.

CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS COLAPSÍVEIS 61
Aterro Compactado
A compactação é um processo mecânico que tem por ob-
jetivo melhorar as características geotécnicas do solo, dimi-
nuindo sua permeabilidade e compressibilidade e aumentando
a resistência ao cisalhamento.
No entanto, quando a construção de um aterro é realiza-
da sem os devidos cuidados de compactação (materiais lança-
dos e mal compactados) a sua principal função, que é melhorar
as propriedades geotécnicas do solo, deixa de existir.
Nessas condições, a alta compressibilidade dos materiais
que compõem o aterro pode proporcionar ao maciço deforma-
ções significativas quando solicitados e umedecidos, caracteri-
zando o processo de colapso.
Outra característica marcante desses aterros mal com-
pactados, além da elevada compressibilidade, é a sua permea-
bilidade elevada devido à estrutura porosa que possuem. Com
altos valores de permeabilidade há facilidade para infiltração
d’água, havendo a possibilidade de ocorrências de recalques
excessivos devido suas características colapsíveis.
Uma situação ainda pouco comum, porém digna de aten-
ção são as más condições de compactação geralmente obser-
vadas nos resíduos e no material de recobrimento de aterros
sanitários, áreas que após o encerramento do empreendimento
podem vir a ser ocupadas podendo se constituir em futuros
locais de ocorrência de terrenos colapsíveis.
Depósitos de Origem Eólica
Tais tipos de solos são formados por grãos de areia e
silte depositados pela ação do vento e, por apresentarem alto
grau de seleção (fruto da uniformidade do agente de transpor-
te dos sedimentos), produzem perfis de solos pouco coesivos,
de baixa massa específica, com elevada porosidade e de boa
drenagem.
Essas características fazem com que quando em contato
com a água tal material apresente comportamento colapsível.

Na ausência de precipitação, a água intersticial evapora pro-
porcionando condição de cimentação dos grãos silte e de areia
por sais em solução, gerando vínculos de cimentação que con-
ferem ao solo uma resistência temporária.
Depósitos de Origem Aluvial
Depósitos de materiais transportados pela ação da água
incluem depósitos aluviais e aqueles formados por corridas de
lama (mud flow). A formação dos materiais também é atribuí-
da às regiões que apresentam períodos curtos de intensa preci-
pitação pluviométrica e longos períodos de estiagem. Os perfis
de solos colapsíveis destes depósitos apresentam materiais mal
consolidados, com elevada porosidade, baixa massa específica
e considerável teor de argila.
Perfis de Solos Residuais
São perfis de solos originados da desagregação e altera-
ção da rocha sã devido à ação do intemperismo. Tais materiais
podem apresentar grãos de tamanho variado, desde matacão
até argila. Neste tipo de perfil, a estrutura potencialmente co-
lapsível é gerada pela lixiviação donas camadas mais superfi-
ciais, gerando camadas com elevada porosidade e baixa massa
específica.
Estes solos, quando saturados, experimentam o colapso
devido à presença de macroporos e ao baixo teor de umidade.
Esses solos se originaram de evoluções pedogenéticas de solos
superficiais residuais ou transportados.
A ação da água da chuva nas camadas superficiais acar-
reta a lixiviação dos óxidos de ferro e frações finas dessas ca-
madas para as camadas subjacentes. Isso faz com que as cama-
das superiores tornem-se porosas e instáveis enquanto que as
camadas subjacentes tornam-se mais duras. Entre essas cama-
das aparece uma linha demarcatória formada por concreções
lateríticas (VARGAS, 1992; COLLARES, 1997).

As regiões tropicais apresentam condições flagrantes pa-
ra o desenvolvimento de solos colapsíveis. Podem ser forma-
dos pela lixiviação de finos dos horizontes superficiais nas
regiões onde se alternam estações de relativa seca e de precipi-
tações intensas. Nesse caso, as chuvas no verão irão eluviar a
parte fina do solo e a época seca irá fazer com que o agente
cimentante endureça ou aglutine os grãos entre si.
Outra forma de ocorrência está relacionada com os solos
com deficiência de umidade que se desenvolvem em regiões
áridas e semi-áridas. Normalmente o problema está ligado a
depósitos de origem recente, em climas semi-áridos e áridos,
porém, têm-se muitos outros exemplos de ocorrências em re-
giões com outros tipos de clima (VILAR et al., 1981).
Granulometria
Em função da variedade de tipos de origem que solos co-
lapsível podem ter, é natural que as texturas desses solos tam-
bém possam se apresentar bastante variadas. Tais texturas no
entanto costumam ter uma relação íntima com o conjunto de
processos (naturais ou não) responsável por sua origem.
Assim, solos colapsíveis formados a partir de sedimentos
de origem eólica e fluvial apresentam textura predominante-
mente arenosa, já os perfis residuais têm sua textura controlada
pela rocha matriz que lhes deu origem e pela intensidade dos
processos intempéricos aos quais estiveram sujeitos.
Solos originados a partir de sedimentares químicas e de-
tríticas finas e rochas ígneas básicas tendem a proporcionar
solos colapsível de textura mais argilosa, enquanto solos for-
mados pela alteração de rochas sedimentares de textura mais
grosseira e rochas ígneas ácidas tendem a apresentar textura
arenosa.
Nos solos colapsível formados a partir de fluxos de lama
predominam as frações finas (como argilas). Já no caso de per-
fis colapsível originados a partir de aterros, a textura do perfil
vai depender da textura do solo utilizado para confecção do
aterro, havendo, no entanto, uma predominância de solos areno-

sos. Na Tabela 4, que apresenta uma síntese de principais carac-
terísticas de solos colapsíveis citados na literatura técnica, veri-
fica-se facilmente as variações texturais que podem ocorrer.
Índices Físicos e Limites de Consistência
Os índices físicos são bons indicadores para a caracteri-
zação de solos colapsíveis. A literatura geotécnica, ao longo
dos anos, sempre relacionou a potencialidade de alguns solos
sofrerem colapso em função de seus índices físicos.
Segundo Dudley (1970), dois pontos principais configu-
ram o solo como colapsível: uma estrutura porosa (caracteri-
zada por um elevado índice de vazios) e uma umidade menor
que a necessária para sua completa saturação. Já Barden et al.
(1973), dentre algumas condições necessárias para a manifes-
tação do colapso, destacam a existência de uma estrutura par-
cialmente saturada porosa e potencialmente instável.
A Tabela 4 apresenta uma síntese de alguns solos colap-
síveis com suas respectivas propriedades índices, mostrando a
variação que pode haver em tais propriedades. Como regra
geral pode-se afirmar, que em termos de índices físicos e limi-
tes de consistência, as principais propriedades de tais solos
podem ser assim resumidas: valores de massa específica apa-
rente seca geralmente baixos; porosidade e índice de vazios
altos; baixos valores de grau de saturação; textura predominan-
temente arenosa e baixa plasticidade.
Quanto aos dados da Tabela 4, alguns dos índices físicos
apresentados não se encontram nas publicações originais. Es-
tes foram calculados através de correlações. Algumas citações
apresentam as propriedades índices em intervalos de variação,
referências [4], [8] e [13]. Nestes casos, optou-se por manter
os dados originais sendo os cálculos realizados com os valores
mínimos e máximos.
Em linhas gerais, os solos apresentados na Tabela 4 pos-
suem porosidade superior a 40%, grau de saturação inferior a
50% e baixa massa específica aparente seca, características
comuns em solos colapsíveis.

CARACTERÍSTICAS
DOS
SOLOS
COLAPSÍVEIS
65
Tabela 4 – Propriedades índices de alguns solos colapsíveis encontrados no Brasil e no mundo.
• Solos colapsíveis no mundo: [11] Jennings & Solos colapsíveis no Brasil: [1] Ferreira & Teixeira (1989); [2]
Mariz & Casanova (1994); [3] Mendonça & Mahler (1994); [4] Paixão & Camapum de Carvalho (1994); [5]
Cruz et al. (1994); [6] Agnelli (1997); [7] Ferreira (1999); [8] Oliveira et al. (2000); [9] Collares; [10] Rodri-
gues (2003).
• Knight (1975); [12] Dudley (1970); [13] Sultan (1971); [14] Klukanová & Frankovská (1998).

Classificação
A grande variação de características possíveis de solos
colapsíveis apresentada nos tópicos anteriores evidencia a va-
riabilidade de categorias de solos (nas diferentes classifica-
ções) que podem apresentar tal comportamento.
Assim, as informações apresentadas neste tópico devem
ser entendidas como as classes mais comuns (segundo as dife-
rentes classificações) que tais solos podem representar, limita-
dos a informações do território nacional.
De acordo com a Classificação Genética, os solos desig-
nados transportados compõem o grupo daqueles que reúnem
condições genéticas mais apropriadas para apresentar compor-
tamento colapsível, sendo esse comportamento muitas vezes
independente do grau de alteração do perfil. Solos residuais
também podem apresentar tal comportamento, especialmente
se sua evolução se deu em clima quente e úmido.
Considerando-se a Classificação Granulométrica, pode-
se afirmar que a grande maioria dos solos colapsíveis se inclui
no grupo dos solos arenosos, porém existem casos notáveis de
solos de textura francamente argilosa que apresentam tal com-
portamento, especialmente se as partículas de granulometria
argila se encontram no estado floculado.
No caso da Classificação Unificada, os tipos mais co-
muns a apresentarem comportamento colapsível são os tipos S
(arenosos) sendo mais comum o tipo com mais de 12% de
finos-SC e o tipo composto SW-SM. Isso ocorre porque tal
classificação tem como critério fundamental de distinção das
classes a granulometria.
Em se tratando da Classificação HRB (AASHTO) os ti-
pos mais comuns a apresentar comportamento colapsível são
A-3, A-2-4 e A-4, que apresentam importante influência da
fração areia, porém são encontrados casos notáveis de solos de
textura fina (A-6 e mesmo A-7) que exibem comportamento
colapsível.

Estrutura
Para a ocorrência do colapso é necessário que o solo pos-
sua uma estrutura com elevada porosidade associada a uma situa-
ção de equilíbrio metaestável entre suas partículas. Essa estrutura
é mantida pela presença de algum vínculo capaz de conferir ao
solo uma resistência temporária (COLLARES, 1997).
Os principais fatores que são capazes de garantir ao solo
esta resistência temporária são as forças eletromagnéticas de
superfície, a sucção e a presença de alguma substância cimen-
tante, como óxidos de ferro e os carbonatos.
A estabilidade provisória ou aparente da estrutura des-
tes solos é interrompida, portanto, quando ocorrem varia-
ções de sucção por umedecimento, mudanças no estado de
tensões e alterações do equilíbrio eletromagnético e das liga-
ções cimentantes.
Para ilustrar os fatores responsáveis pelo aumento tem-
porário de resistência e identificar os mecanismos de colapso,
são apresentados nas Figuras 23 a 26 os modelos simplificados
de arranjos estruturais colapsíveis.
Figura 27 – Estruturas metaestáveis sustentadas por pressões capila-
res (DUDLEY, 1970).
Nas Figuras 27a e 27b a resistência adicional (temporá-
ria) do solo está associada às tensões capilares que atuam no
interior do maciço. A interface ar-água existente nos vazios do
solo produz pressão neutra negativa.

Desta forma, considerando o princípio das tensões efeti-
vas σ’ = σ - u, onde σ’ é a tensão efetiva, σ a tensão total e u a
pressão neutra, verifica-se que a tensão efetiva torna-se maior
que a tensão total. Este acréscimo de resistência aparente dimi-
nui à medida que as tensões capilares são eliminadas, como pela
adição de água ao solo que reduz a pressão de contato entre os
grãos (DUDLEY, 1970).
A conceituação aplicada à Figura 23 está apresentada de
maneira simplista em vista do avanço que a mecânica dos so-
los não saturados tem proporcionado nos dias atuais.
A mecânica dos solos clássica, que apresenta o princí-
pio das tensões efetivas, foi desenvolvida inicialmente para
os solos dos países de climas frios e temperados, onde pre-
domina a ocorrência de depósitos sedimentáveis saturados.
Contudo, grande parte da superfície terrestre é composta por
solos não saturados, nos quais se enquadram os solos colap-
síveis e expansivos.
O equilíbrio aparente ilustrado na Figura 23a pode ser
estendido de forma a contemplar o potencial matricial de água
no solo. O potencial total de água no solo pode ser definido
como a soma de potenciais térmico, pneumático, matricial,
osmótico, gravitacional, entre outros. No entanto, de particular
importância para o estudo do comportamento mecânico e hi-
dráulico de solos não saturados é o potencial matricial ou suc-
ção matricial (ALONSO, et al. 1987).
A sucção matricial pode ser dividida em duas compo-
nentes: a sucção devido à capilaridade e a sucção devido às
forças de adsorção. De um modo geral, pode-se dizer que a
parcela da sucção matricial devido à capilaridade tem impor-
tância maior no domínio das baixas sucções, ou seja, quando
se trata de poros de diâmetro relativamente grandes.
Por sua vez, as forças de adsorção se apresentam de mo-
do mais realçado no domínio dos altos valores de sucção, ou
seja, quando se trata de poros de menor diâmetro, onde há pre-
dominância dos fenômenos de superfície que estão intimamen-
te ligados à atividade do argilomineral e/ou à superfície espe-
cífica deste (MACHADO, 1995).

A sucção matricial (ua – uw) é a pressão que se desenvol-
ve na água intersticial devido à capilaridade e às forças de ad-
sorção (Figura 28). Tem sido reconhecida como a mais impor-
tante fonte de sucção a interferir no comportamento mecânico
de solos não saturados.
Figura 28 – Água de um solo sujeita à capilaridade e à adsorção
(ROHM, 1992).
ÁGUA ADSORVIDA
ÁGUA
CAPILAR
PARTÍCULA
O aumento da sucção contribui para o aumento da rigi-
dez da estrutura do solo contra a variação de tensões externas
aplicadas. Num ensaio de compressão confinada, por exemplo,
este efeito reflete num aumento da tensão de pré-adensamento
do solo, conforme apresentado no gráfico ilustrativo da Figura
29 (tensão versus deformação).
De certa maneira, pode-se afirmar que a variação da suc-
ção condiciona o aparecimento de uma família de curvas de
compressão confinada, tornando-se conflitante atribuir aos
solos colapsíveis um valor de tensão de pré-adensamento. Ba-
seado neste fundamento, Alonso et al. (1987) chamam tais
valores de tensão de tensões de pré-adensamento aparente ou
virtual.
Os solos laterizados, encontrados no Estado de São Pau-
lo, apresentam valores de tensão de pré-adensamento indepen-
dente de seu histórico de tensões, ou seja, de tensão de pré-

Solos_Colapsiveis (1).pdf

Recomendados

Recomendados

Mais conteúdo relacionado

Semelhante a Solos_Colapsiveis (1).pdf

Semelhante a Solos_Colapsiveis (1).pdf (20)

Último

Último (8)

Solos_Colapsiveis (1).pdf