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Grasiele Aparecida de Alencar Felix
Obras de terra
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por escrito, da Universidade de Uberaba.
Universidade de Uberaba
Reitor 
Marcelo Palmério
Pró-Reitor de Educação a Distância
Fernando César Marra e Silva
Editoração
Produção de Materiais Didáticos
Capa
Toninho Cartoon
Edição
Universidade de Uberaba
Av. Nenê Sabino, 1801 – Bairro Universitário
Catalogação elaborada pelo Setor de Referência da Biblioteca Central UNIUBE
Grasiele Aparecida de Alencar Felix
Meu nome é Grasiele Aparecida de Alencar Felix, nasci na cidade de 
Londrina/PR e sou graduada, desde 2012, em Engenharia Civil pela 
UniCesumar, instituição situada na cidade de Maringá/PR. Possuo 
especialização em engenharia de edificações e uma vasta experiên-
cia em controle tecnológico dos materiais empregados nas diversas 
vertentes da engenharia civil, experiência essa que adquiri ao traba-
lhar em umas das mais importantes empresas do sul do Brasil nesse 
ramo, a Controlnort, na época presidida pelo renomado e já falecido 
engenheiro civil Mauro de Souza Araújo, o qual foi de extrema impor-
tância na minha formação acadêmica e profissional.
Atualmente atuo na área de perícia e verificação de patologias em 
edificações e também como docente na mesma instituição onde 
conquistei minha titulação, lecionando as disciplinas de Mecânica 
dos Solos e de Fundações e Obras de Terra.
Sobre os autores
Sumário
Capítulo 1 Compressibilidade e teoria de adensamento dos solos .. 9
1.1 Compressibilidade ........................................................................................... 10
1.1.1 Parâmetros de compressibilidade ......................................................... 11
1.1.2 Ensaios de compressibilidade ............................................................... 13
1.2 Adensamento ................................................................................................... 18
1.2.1 Teoria de terzaghi ................................................................................... 18
1.3 Recalques ........................................................................................................ 22
1.3.1 Recalque inicial (teoria da elasticidade) ................................................ 23
1.3.2 Recalque primário (adensamento primário) .......................................... 26
1.3.3 Recalque secundário (adensamento secundário) ................................. 28
Capítulo 2 Resistência ao cisalhamento dos solos .........................31
2.1 Resistência ao cisalhamento dos solos........................................................... 32
2.1.1 Resistência por atrito ............................................................................. 33
2.1.2 Resistência por coesão .......................................................................... 36
2.2 Círculo de mohr ............................................................................................... 39
2.3 Métodos de avaliação ...................................................................................... 41
2.3.1 Cisalhamento direto ............................................................................... 41
2.3.2 Compressão simples .............................................................................. 44
2.3.3 Compressão triaxial ............................................................................... 45
Capítulo 3 Aterros sobre solos moles ..............................................51
3.1 Aterro sobre solos moles ................................................................................. 52
3.1.1 Origem dos solos moles......................................................................... 53
3.1.2 Investigação geotécnica......................................................................... 56
3.2 Estabilidade de aterros .................................................................................... 65
3.3 Soluções para construção de aterros sobre solos moles ............................... 68
3.3.1 Substituição da camada de solo mole ................................................... 68
3.3.2 Aterros leves ........................................................................................... 69
3.3.3 Bermas de equilíbrio .............................................................................. 70
3.3.4 Construção por etapas ........................................................................... 71
3.3.5 Pré-carregamento .................................................................................. 72
3.3.6 Drenos verticais ...................................................................................... 72
3.3.7 Aterro estaqueado .................................................................................. 74
3.3.8 Outros procedimentos ............................................................................ 75
3.4 Dimensionamento de aterros sobre solos moles ............................................ 75
3.5 Recalques em solos moles .............................................................................. 77
Capítulo 4 Empuxo de terra .............................................................79
4.1 Empuxo ............................................................................................................ 80
4.1.1 Empuxo em repouso .............................................................................. 82
4.1.2 Empuxo passivo e empuxo ativo ........................................................... 85
4.1.3 Teoria de rankine .................................................................................... 85
4.1.4 Teoria de coulomb .................................................................................. 89
4.1.5 Método das cunhas ................................................................................ 91
Capítulo 5 Estabilidade de taludes ..................................................93
5.1 Taludes ............................................................................................................. 94
5.1.1 Movimento de massas ........................................................................... 95
5.2 Análise de estabilidade de taludes .................................................................. 101
5.2.1 Fator de Segurança ............................................................................... 101
5.2.2 Método do Talude Infinito ....................................................................... 105
5.2.3 Método de Culmann ............................................................................... 105
5.2.4 Método das Cunhas ............................................................................... 106
5.2.5 Método das Fatias .................................................................................. 107
Capítulo 6 Estruturas de contenção e reforço .................................113
6.1 Estruturas de contenção .................................................................................. 114
6.1.1 Contenções provisórias .......................................................................... 116
6.1.2 Contenções definitivas ........................................................................... 118
6.2 Reforço de terreno ........................................................................................... 119
6.2.1 Terra Armada .......................................................................................... 120
6.2.2 Geossintéticos ........................................................................................ 120
6.2.3 Solo grampeado ..................................................................................... 122
6.2.4 Cortinaatirantada ................................................................................... 124
Capítulo 7 Estruturas de arrimo .......................................................127
7.1 Estrutura de arrimo .......................................................................................... 128
7.2 Tipos de muros de arrimo ................................................................................ 130
7.2.1 Muros de gravidade ............................................................................... 131
7.2.2 Muros de concreto ................................................................................. 135
7.2.3 Influência da água .................................................................................. 138
7.3 Estabilidade de muros de arrimo ..................................................................... 140
Capítulo 8 Barragens de terra e enrocamento ................................145
8.1 Aspectos gerais ................................................................................................ 146
8.1.1 Barragens de terra ................................................................................. 148
8.1.2 Barragens de enrocamento ................................................................... 149
8.1.3 Barragens de rejeitos ............................................................................. 151
8.2 Projetos de barragens...................................................................................... 153
8.2.1 Itens necessários para implantação ...................................................... 154
8.2.2 Auscultação geotécnica ......................................................................... 156
8.2.3 Elementos principais .............................................................................. 159
CONCLUSÃO ...................................................................................170
REFERÊNCIAS ................................................................................174
Caro(a) aluno(a),
Com enfoque na disciplina de Obras de Terra, este material foi 
elaborado com o intuito de proporcionar a você um conhecimento 
mais amplo e técnico do assunto.
Obras de Terra constitui um tema cada vez mais presente no co-
tidiano da Engenharia Civil, seja em obras de pequeno porte, por 
exemplo, estruturas de arrimo, seja em obras de grande escala, 
como barragens de terra.
Este material foi elaborado com base nos textos dos mais reno-
mados autores da engenharia geotécnica nacional e internacional, 
oferecendo uma visão geral das práticas de campo, laboratório e 
realização de projetos de Obras de Terra.
O material está organizado em oito capítulos. Os dois primeiros 
relatam as características dos solos quanto à compressibilidade, 
adensamento e cisalhamento, indispensáveis para compreensão 
dos temas seguintes, que são aplicações diretas dessas proprie-
dades físico-mecânicas dos solos. Já o capítulo quatro relata as 
condições de empuxo de terra, seus tipos, aplicações e procedi-
mentos de cálculo. Os capítulos três, cinco, seis, sete e oito rela-
tam os procedimentos executivos e de verificação de segurança 
de: aterros sobre solos moles, estabilidade de taludes, estruturas 
de contenção e reforço, estruturas de arrimo, e barragens de terra 
e enrocamento, respectivamente. 
Apresentação
Grasiele Aparecida de Alencar Felix
Introdução
Compressibilidade e 
teoria de adensamento 
dos solos
Capítulo
1
É necessário destacar que os efeitos da compressibilidade e 
adensamento dos solos infl uenciam diretamente na formação de 
recalques, tema esse que é de grande importância na engenharia 
geotécnica, já que, se esses efeitos forem desprezados, 
danos, desde pequenas deformações até mesmo rupturas 
(colapsos), podem acontecer na fundação (infraestrutura) e, 
consequentemente, na supraestrutura da edifi cação.
O tema exposto tem como base de estudo literaturas atuais 
e aplicadas no contexto da engenharia civil, focando, 
principalmente, em autores conceituados na engenharia 
geotécnica nacional e internacional, como Ortigão e 
Terzaghi, respectivamente.
Para tal tema, é necessário um conhecimento prévio de 
Mecânica dos Solos, sobre origem e formação dos solos, 
critérios de classifi cação e características físico-mecânicas 
dos solos, visto que a compressibilidade e o adensamento 
desses depende diretamente da sua tipologia.
É válido ressaltar que a compreensão deste capítulo será de 
extrema importância para a aplicação de outras temáticas 
a serem avaliadas nesta unidade, principalmente no que se 
refere à execução de aterros sobre solos moles.
12 UNIUBE
• Compreender os fatores que interferem no recalque da 
camada de solo abaixo da zona de carregamento.
• Explicar os processos de compressibilidade e 
adensamento dos solos.
• Identificar os processos de recalque existentes.
• Apontar procedimentos para determinação dos recalques.
• Compressibilidade
• Adensamento
• Recalques
Objetivos
Esquema
Neste capítulo, serão abordados os parâmetros e os fatores 
que influenciam a compressibilidade dos solos, as tensões 
de pré-adensamento, a compressibilidade em solos argilosos 
e arenosos, os recalques e os adensamentos (conceituação, 
cálculos e ensaios).
Compressibilidade1.1
Independentemente do tipo de obra a ser edificada, conhecer os 
parâmetros de compressibilidade e adensamento do solo devido 
aos carregamentos verticais é de extrema importância, pois é com 
base nisso que o engenheiro conseguirá projetar e/ou executar 
uma obra obedecendo aos critérios mínimos de segurança e não 
atingindo o Estado Limite de Segurança (ELS).
As cargas são transmitidas ao solo, gerando uma redistribuição 
dos estados de tensão do maciço, seja ela de origem estrutural ou, 
até mesmo, provinda de um aterro, o que causa um acréscimo de 
tensões, que acarretará deformações em maior ou menor inten-
sidade na área próxima ao carregamento, resultando, assim, em 
recalques superficiais (MARAGON, 2013).
 UNIUBE 13
1.1.1 Parâmetros de compressibilidade
Cavalcante (2006) afirma que a compressibilidade (deforma-
ções) se caracteriza como sendo a propriedade que têm os ma-
teriais de sofrerem diminuição de volume quando lhes são apli-
cadas forças externas. Uma das principais causas de recalques 
é a compressibilidade do solo.
A NBR 6122 (2010, p. 3) define recalque como “um movimento 
vertical descendente de um elemento estrutural. Quando o movi-
mento for ascendente, denomina-se levantamento”. Ela menciona, 
também, que as pressões e cargas admissíveis em fundações su-
perficiais e profundas, respectivamente, podem provocar recalques 
apenas que a construção possa suportar.
As deformações podem acontecer rapidamente (característica de 
solos arenosos e solos argilosos não saturados) ou de maneira len-
ta (observado em solos argilosos saturados), as quais são analisa-
das de duas maneiras gerais: ou seguindo a Teoria da Elasticidade 
ou pela compressibilidade edométrica (BASTOS, 2005).
PARADA OBRIGATÓRIA
A Teoria da Elasticidade e compressibilidade edométrica 
será explanada mais profundamente neste mesmo capítulo.
14 UNIUBE
Maragon (2013) define que o solo é um sistema particulado com-
posto de partículas sólidas e espaços vazios, os quais podem estar 
parcial ou totalmente preenchidos com água. Os decréscimos de 
volume dos solos podem ser atribuídos, de maneira genérica, a 
três causas principais:
• Compressão das partículas sólidas;
• Compressão dos espaços vazios do solo, com a consequente 
expulsão da água (no caso de solo saturado);
• Compressão da água (ou do fluido) existente nos vazios do solo.
O autor ressalta, também, que as deformações que ocorrem na água 
e nos grãos sólidos são desprezadas (pois são incompressíveis), cal-
culando-se, portanto, apenas as deformações volumétricas do solo a 
partir da variação do índice de vazios (MARAGON, 2013).
Gonçalves, Marinho e Futai (2014, p. 94) afirmam que:
O recalque por adensamento ocorre em argilas, 
e podeser entendido como a deformação lenta 
de solos argilosos, devido à expulsão da água 
dos vazios do solo. Esta expulsão é devida a 
um acréscimo de tensão externa (adensamento 
primário) ou ao rearranjo interno da estrutura do 
solo sob uma tensão efetiva constante (adensa-
mento secundário).
Gerscovish, Martins e Lima (2013, p. 5) destacam que “a magnitude 
destas deformações deve ser avaliada e comparada com aquelas 
admissíveis para o bom funcionamento da construção projetada, 
ao longo da sua vida útil”.
 UNIUBE 15
Saiba mais
As deformações nem sempre serão uniformes, o que pode acar-
retar em danos às estruturas assentes sobre o solo de fundação e 
inviabilizar a sua utilização. 
Muitas obras de engenharia ficaram conhecidas por conta dos recal-
ques ocorridos em suas estruturas de fundações ocasionados pela 
compressibilidade e adensamento dos solos, como exemplos têm-se 
a Torre de Piza (Itália) e os diversos edifícios na orla de Santos. 
Mais detalhes sobre esses recalques e, até mesmo, sobre proces-
sos de reforço e estabilização de fundações, disponíveis em:
<http://www2.uol.com.br/historiaviva/multimidia/torre_de_pisa.html>
<http://joaofarias03.blogspot.com.br/2010/07/os-predios-tortos-de-
santos.html>
1.1.2 Ensaios de compressibilidade
Pinto (2006, p. 178) menciona que:
O comportamento dos solos perante os carrega-
mentos depende de sua constituição e do estado 
em que o solo se encontra, e pode ser expresso 
por parâmetros que são obtidos em ensaios ou 
através de correlações estabelecidas entre estes 
parâmetros e as diversas classificações.
As propriedades de compressibilidade dos solos podem ser defini-
das a partir de ensaios de compressão, que podem ser classifica-
dos de acordo com o grau de confinamento (CAVALCANTE, 2006):
16 UNIUBE
• Não confinados.
• Confinados parcialmente.
• Confinados integralmente.
1.1.2.1 Ensaio não confinado
O ensaio de compressão não confinado é também conhecido 
como ensaio de compressão simples ou, ainda, como ensaio U 
(ORTIGÃO, 2007).
Cavalcante (2006) resume o ensaio como sendo a moldagem de 
um corpo de prova cilíndrico, onde o carregamento ocorre pela 
ação de uma carga axial, aplicada em uma única direção,permi-
tindo que o corpo de prova se deforme em outras direções sem 
qualquer restrição (Figura 01).
Figura 01- Representação do ensaio de compressão sim-
ples - Ocorrência de deformações verticais e horizontais
Fonte: adaptada de Cavalcante (2005, p. 34).
 UNIUBE 17
Da imagem é possível extrair a equação de deformação longitudinal:
(1) 
Em que:
 = Deformação longitudinal (mm).
Δh = Decréscimo da altura do corpo de prova (mm).
h = Altura inicial do corpo-de-prova (mm).
Valejos (2005) cita que, nesse ensaio, também é possível calcular 
a pressão exercida sobre o corpo de prova por meio da equação:
(2) 
Em que:
σ = Pressão (kgf/cm²).
C = Carga do anel dinamométrico (kgf).
PN = Peso do nivelador (kgf).
A = Área corrigida (cm²).
18 UNIUBE
Por meio de de tais relações, obtêm-se os valores do módulo de 
elasticidade e do coeficiente de Poisson, pois o solo não é um ma-
terial elástico, mas admite-se com frequência um comportamento 
elástico-linear (CAVALCANTE, 2006).
(3) 
(4) 
Em que:
E = Módulo de elasticidade (MPa).
 = Coeficiente de Poisson.
 = Deformação radial (mm).
1.1.2.2 Ensaio parcialmente confinado
É normalmente conhecido como ensaio de compressão triaxial. Nesse 
caso, aplicam-se, além da tensão axial, pressões laterais que impe-
dem parcialmente a liberdade de deformação (CAVALCANTE, 2006).
PARADA OBRIGATÓRIA
Esse ensaio está detalhado no capítulo 02, no tópico 3.3.
 UNIUBE 19
1.1.2.3 Ensaio totalmente confinado
Cavalcante (2006) afirma que o ensaio totalmente confinado é tam-
bém chamado de ensaio de compressão edométrica. Nesse caso, o 
corpo de prova a comprimir é colocado dentro de um recipiente inde-
formável, sendo aplicada externamente a tensão axial. O anel impede 
qualquer tendência de deformação lateral e o confinamento é total.
No estudo das deformações volumétricas de amostras de solo sem de-
formações laterais, é utilizado um aparelho desenvolvido por Terzaghi, 
denominado edômetro, conforme Figura 02 (ORTIGÃO, 2007).
Figura 02 - Edômetro
Fonte: Ortigão (2007, p. 134).
O ensaio é realizado aplicando-se uma tensão vertical na superfície 
de uma amostra de solo e medindo-se a evolução das deformações 
verticais ao longo do tempo. Esse ensaio reproduz em laboratório a 
condição de fluxo e deformação unidimensional, já que a amostra é 
impedida de se deformar horizontalmente e a drenagem é imposta 
no topo e na base (GERSCOVISH; MARTINS; LIMA, 2013).
20 UNIUBE
1.2 Adensamento
Um depósito de solo saturado e de baixa permeabilidade, quando 
submetido a uma sobrecarga, apresenta recalques que tendem a 
aumentar lentamente com o tempo. Aterros em solos aluvionares 
de baixada ou em regiões de formação marinha, como os man-
gues, e, até mesmo, edificações assentadas sobre camadas fracas 
são exemplos típicos da ocorrência desse fenômeno denominado 
adensamento ou consolidação (ORTIGÃO, 2007).
Cavalcante (2006) afirma que o processo de adensamento é lento 
e gradual, pois há uma redução do índice de vazios de um solo por 
expulsão do fluido intersticial e transferência da pressão do fluido 
para os sólidos, devido às cargas aplicadas ou ao peso próprio das 
camada sobrejacentes. O processo de compactação (manual ou 
mecânico) é uma opção para reduzir o índice de vazios por expul-
são do ar, antes do carregamento.
1.2.1 Teoria de terzaghi
Gonçalves, Marinho e Futai (2014) citam que a Teoria de Terzaghi 
foi desenvolvida em 1925 e, para ser aplicada, as seguintes hi-
póteses são levadas em consideração: o solo é homogêneo e 
totalmente saturado; as partículas sólidas e a água são pratica-
mente incompressíveis; o solo é considerado um elemento infi-
nitesimal; a compressão e o fluxo d’água são unidimensionais; o 
fluxo de água é governado pela lei de Darcy; as propriedades do 
solo não variam no processo de adensamento; o índice de va-
zios varia linearmente com o aumento da tensão efetiva durante 
o processo de adensamento.
 UNIUBE 21
Das (2007, p. 266) cita que:
No momento em que uma camada de argila com-
pressível saturada é submetida a um aumento de 
tensão, o recalque elástico ocorre imediatamente. 
Com a condutividade hidráulica da argila é signifi-
cativamente menor do que a da areia, o excesso 
de poropressão gerado pelo carregamento gradu-
almente se dissipa, durante um longo período.
AMPLIANDO O CONHECIMENTO
Para compreender melhor o Modelo Analógico de Terzaghi, acesse 
as páginas 23 à 27, item 2.2.6.1., Mecanismos da Sobrecarga a 
Vácuo, do material disponível em:
< h t t p : / / w w w 2 . d b d . p u c - r i o . b r / p e r g a m u m / t e s e s a b e r -
tas/1112027_2013_cap_2.pdf>. 
Gerscovish, Martins e Lima (2013) comentam que, quando um solo 
saturado é submetido a um carregamento, parte da carga é trans-
mitida para o arcabouço sólido e parte é resistida pela água. É pos-
sível observar essa analogia hidromecânica na Figura 03.
22 UNIUBE
Figura 03 - Analogia Hidromecânica (h =0).. (a) Modelo Real; (b) Modelo 
Físico; (c) Recalque Imediato ou Não Drenado; (d) Início Recalque de 
Adensamento; (e) Após Dissipação dos Excessos de Poropressão
Fonte: Gerscovish, Martins e Lima (2013, p. 23).
Nessa analogia, o deslocamento do pistão representa o recalque 
observado na superfície do solo devido à aplicação de uma tensão 
vertical, gerando o recalque por adensamento ou primário. É impor-
tante ressaltar que nesse modelo a deformação horizontal é nula 
(GERSCOVISH; MARTINS; LIMA, 2013).
Para simular o recalque por adensamento que o solo sofre no 
campo, é realizado um ensaio de adensamento em laboratório, 
em que, de maneira resumida, um corpo de prova é carregado 
 UNIUBE 23
sob carga constante durante um intervalo de tempo, até que a de-
formação dele mostre tendência à estabilização (GONÇALVES; 
MARINHO;FUTAI, 2014).
A partir desse ensaio, várias informações são obtidas por meio grá-
fico. Uma das relações entre a deformação (Ɛ) ocorrida em um 
elemento em uma certa profundidade (z), em um determinado tem-
po (t), e a deformação desse elemento quando todo o processo 
tiver ocorrido (Ɛf) é o grau de adensamento (U) em porcentagem 
(CAVALCANTE, 2006).
(5) 
Em que:
Ɛ = Variação da altura, expressa na equação (1).
Ɛf = Deformação final, obtida pela expressão: [(e1-e2) / (1+e1)]
Tominaga, Santoro e Amaral (2009, p. 93) citam que:
A evolução do adensamento (ou recalque) com 
o tempo irá depender do tipo de solo. Por exem-
plo, em solos arenosos saturados, devido à sua 
alta permeabilidade, o adensamento ocorrerá 
rapidamente, pois a água presente nos vazios 
do solo pode ser drenada facilmente. Em con-
trapartida, nos solos argilosos saturados, quan-
do sob aplicação de carga, a saída de água dos 
vazios do solo é lenta devido à baixa permea-
bilidade e, portanto, a magnitude dos recalques 
irá aumentar com o tempo.
24 UNIUBE
1.3 Recalques
Pinto (2006, p. 180) afirma que “os recalques provenientes de um 
carregamento na superfície do terreno podem ser estimados pela 
Teoria da Elasticidade ou pela analogia edométrica”.
Cavalcante (2006) divide os recalques em três tipos principais: 
imediatos ou iniciais (por deformação elástica); por adensamento 
(devido à saída de água do solo); por escoamento lateral (desloca-
mento das partículas do solo das zonas mais carregadas para as 
menos solicitadas).
A base para essa divisão é o tempo em que decorrem. Com base 
nessas três categorias, é possível determinar o recalque total do solo, 
conforme aponta Figura 04 (GERSCOVISH; MARTINS; LIMA, 2013).
Figura 04 - Evolução dos recalques com o tempo
Fonte: Gerscovish, Martins e Lima (2013, p. 26).
 UNIUBE 25
Cavalcante (2006) enfatiza que as causas de tais recalques podem ter 
como princípio aplicação de cargas estáticas, cargas dinâmicas, erosão 
do subsolo e, até mesmo, por conta das variações do nível d’água.
O recalque total (ρT) é dado por (GERSCOVISH; MARTINS; LIMA, 2013):
(6) 
Em que:
ρT = Recalque total.
ρc = Recalque por adensamento ou primário.
ρs = Recalque por compressão secundária.
ρi = Recalque elástico ou imediato.
1.3.1 Recalque inicial (teoria da elasticidade)
Gerscovish, Martins e Lima (2013) definem que, quando as defor-
mações e o deslocamento são pequenos, os recalques podem ser 
calculados pela Teoria da Elasticidade. 
Para aplicação da Teoria da Elasticidade em cálculos de recal-
ques, Gonçalves, Marinho e Futai (2014) afirmam que é preciso 
admitir as seguintes hipóteses: Tensão uniformemente distribuí-
da; Material isotrópico; Relação tensão-deformação linear. Área 
carregada flexível.
26 UNIUBE
Pinto (2006) afirma que os recalques provenientes de um carregamen-
to feito na superfície do terreno podem ser expressos pela equação:
(7) 
σ = Tensão média na superfície de contato da base da fundação 
com a camada de solo.
Es = Módulo de elasticidade do solo, também denominado de mó-
dulo de deformabilidade.
 = Coeficiente de Poisson.
B = Menor dimensão ou diâmetro da área carregada.
IP = Coeficiente que leva em conta a forma da superfície carregada 
e do sistema de aplicação das pressões, obtido na Tabela 01.
Tabela 01 - Fatores de influência para fundações superficiais
Fonte: adaptada de Das (2007, p. 246).
 UNIUBE 27
Da tabela, pode-se entender que a geometria da fundação vai afe-
tar diretamente esse fator de influência, em que relacionam-se L 
(maior dimensão da fundação) com B, em função do carregamento 
e da distribuição de tais cargas.
Já o coeficiente de Poisson pode ser obtido com relação direta ao 
tipo de solo em que o carregamento será aplicado (Tabela 02).
Tabela 02 - Coeficiente de Poisson
Fonte: adaptada de Das (2007, p. 247).
Assim como aplicado na obtenção do coeficiente de Poisson, o mó-
dulo de deformabilidade utiliza como parâmetro a classificação do 
solo (Tabela 03).
28 UNIUBE
Tabela 03 - Valores típicos de Módulo de deformabilidade
Fonte: adaptada de Gonçalves, Marinho e Futai (2014, p. 42-43).
1.3.2 Recalque primário (adensamento primário)
O recalque primário ocorre, geralmente, em solos não saturados; no 
caso de solos saturados, quando as condições de contorno possibili-
tam a existência de deformações verticais e horizontais, os excessos 
iniciais de poropressão não se igualam ao carregamento aplicado (Δuo 
 UNIUBE 29
≠ Δ v), fazendo que a variação da tensão efetiva resulte em recal-
ques imediatos (GERSCOVISH; MARTINS; LIMA, 2013).
Ortigão (2007, p. 189) cita que “O recalque primário é o que ocorre 
por adensamento devido à expulsão da água dos vazios do solo, 
sendo o único que pode ser tratado pela teoria do adensamento”.
Para determinar o recalque primário, é possível utilizar a expressão:
(8) 
Em que:
H0 = Espessura inicial da camada.
Maragon (2013) diz que o valor da razão de pré-adensamento pode 
influenciar na determinação de diversos parâmetros que expres-
sam o comportamento dos solos, a partir dessa ideia, é possível 
determinar o Coeficiente de Compressibilidade (av) por:
(9) , logo 
Em que:
Cc = Índice de compressão.
Δe = Variação do índice de vazios.
Δσ’v = Variação da tensão vertical.
30 UNIUBE
1.3.3 Recalque secundário (adensamento secundário)
Das (2007, p. 286) cita que “no fim do adensamento primário, algum 
recalque é observado por causa do ajuste plástico do tecido do solo. 
Esse estágio de adensamento é chamado de compressão secundária”.
Com tal afirmação, é possível determinar o valor da compressão 
secundária:
(10) 
Em que:
t1 e t2 = Tempo do adensamento.
C’α = Índice de compressão secundária efetiva (para argilas so-
breadensadas= 0,001 ou menos; argilas normalmente adensadas= 
0,005 a 0,03; solo orgânico= 0,04 ou mais).
Hp = Espessura da camada após adensamento primário.
Reflita
Existem duas definições básicas de argilas com base no 
histórico de tensões (DAS, 2007):
• Normalmente adensadas: cuja pressão efetiva presente 
é a pressão máxima a que o solo foi submetido no passado.
• Sobreadensadas: cuja pressão efetiva presente é inferior 
aquela que o solo experimentou no passado, também conhe-
cida como pressão pré-adensamento.
 UNIUBE 31
Uma das maneiras de facilitar tal teoria às práticas da engenharia ge-
otécnica é utilizar o coeficiente de adensamento (cv) ou coeficiente de 
consolidação, que deve ser expresso em m²/ano (ORTIGÃO, 2007).
(11) ou 
Em que:
Hd = Altura do corpo-de-prova.
t50 = Tempo em que ocorreu 50% do recalque.
O coeficiente de adensamento é determinado por meio de ensaios 
laboratoriais ou de campo, utilizando-se piezômetros ou marcos de 
recalque (GONÇALVES; MARINHO; FUTAI, 2014).
1.3.3.1 Fator tempo
O fator tempo (T) é definido como um adimensional do tempo (t), 
em que, com a obtenção desse fator, é possível determinar o grau 
de adensamento, já que este é definido como a relação entre o 
recalque ocorrido até o instante t e o recalque total (GONÇALVES; 
MARINHO; FUTAI, 2014).
(12) 
32 UNIUBE
Em que:
Hd = Altura de drenagem.
Para relacionar o fator tempo, utilizam-se as correlações:
• Para U < 60%, utilizar T= ( /4).U².
• Para U ≥ 60%, utilizar T= -0,933.log(1-U)-0,085.
Caputo (1988) afirma que o recalque é devido, exclusivamente, a 
uma redução de vazios, e a seção também se manterá constante 
durante a deformação, pois não é possível admitir a expansão la-
teral do elemento.
Conciderações finais
É perceptível que a compressibilidade é um assunto fundamental 
de aplicação na engenharia geotécnica, principalmente no que se 
diz respeito ao controle de recalques, sendo eles imediatos ou os 
que ocorrem ao longo do tempo; esse último ocorre com mais fre-
quência, principalmente em solos argilosos.
Compreender as características de compressibilidade e adensa-
mento será de grande auxílio na avaliação de solos moles como 
base para edificações, estabilidade de taludes, dentre outros,visto 
que tais aplicações são realizadas em solos que, sem exceção, 
deformam-se mediante ação de uma carga aplicada. Ter controle 
sobre essas propriedades garantirá estabilidade e segurança às 
edificações assentes sobre tais solos.
Grasiele Aparecida de Alencar Felix
Introdução
Resistência ao 
cisalhamento dos solos
Capítulo
2
A grande maioria dos elementos sólidos resistem bem 
aos esforços de compressão, entretanto, sua capacidade 
de suporte a tensões de tração e de cisalhamento é bem 
limitada, e os solos não fogem desse conceito.
Conhecer os esforços cisalhantes são de extrema importância 
em algumas áreas de aplicação da engenharia geotécnica, 
como estabilização de taludes, empuxos, capacidade de 
carga de fundações etc., em que tais esforços são baseados, 
principalmente, nas teorias de tensão e ruptura dos solos, 
com ênfase nos critérios estabelecidos por Mohr-Coulomb.
É imprescindível que, para o estudo de cisalhamento, 
tenha-se conhecimento das distribuições de tensões e da 
Teoria da Elasticidade.
Este capítulo será de fundamental importância para aplicação dos 
conceitos a serem estudados nos capítulos 4, 5, 6, 7 e 8, sobre 
estabilidade de taludes, estruturas de contenção, instabilidade de 
encostas e taludes naturais, empuxos de terra e muro de arrimo, 
barragens de terra e de enrocamento, respectivamente.
Neste capítulo, abordaremos alguns conceitos e critérios de 
ruptura, fatores que infl uenciam a resistência ao cisalhamento, 
bem como os ensaios e cálculos utilizados para determinação 
dessas tensões.
• Compreender os critérios de ruptura dos solos.
• Correlacionar valores obtidos em ensaios com 
características físico-mecânicas dos solos.
• Explicar as principais diferença de resistência por 
coesão e resistência por atrito.
• Relacionar métodos empíricos e semiempíricos para 
obtenção do ângulo de atrito dos solos.
• Avaliar os critérios de ruptura estabelecidos por Mohr-
Coulomb para obtenção das tensões aplicadas nos solos.
• Resistência ao Cisalhamento dos Solos
• Círculo de Mohr
• Métodos de Avaliação
Objetivos
Esquema
Resistência ao cisalhamento dos solos2.1
De maneira geral, é possível definir resistência ao cisalhamento de 
uma massa de solos como a resistência interna por área unitária 
que a massa de solo pode oferecer para resistir a rupturas e a des-
lizamentos ao longo de qualquer plano no seu interior (DAS, 2007).
A ruptura em si é caracterizada pela formação de uma superfície de 
cisalhamento contínua na massa de solo (GERSCOVISH, 2010). A 
autora firma, ainda, que a camada de solo em torno da superfície 
de cisalhamento que perde suas características durante o proces-
so de ruptura forma a zona cisalhada.
Gonçalves, Marinho e Futai (2014) mencionam que o solo, em ge-
ral, rompe por cisalhamento e que essa resistência é composta por 
duas parcelas: atrito e coesão.
 UNIUBE 35
O mecanismo físico que controla a resistência no solo é muito di-
ferente dos demais materiais, pois o solo é um material particulado 
(Figura 05). Dessa forma, a ruptura por cisalhamento ocorre quan-
do as tensões entre as partículas são tais que deslizam ou rolam 
umas sobre as outras (CAVALCANTE, 2006).
Figura 05 - Partículas de solo 
Fonte: Cavalcante (2006, p. 57).
2.1.1 Resistência por atrito
É possível compreender a resistência ao cisalhamento fazendo-se 
uma analogia, nesse caso, pensando-se apenas no atrito, em que, 
por exemplo, para um bloco se mover em um plano, sua inclinação 
( ) tem que ser diferente de zero. Esse ângulo é o próprio ângulo 
de atrito (Figura 06) e independe do peso do bloco, pois o ângulo 
não depende da componente normal N.
Figura 06 - Deslizamento de um corpo rígido 
Fonte: Ribeiro Junior (2012, p. 170).
36 UNIUBE
Sendo que:
N= Força normal transmitida pelo corpo.
T= Força necessária para provocar o deslizamento do corpo, força 
tangencial.
P= Peso próprio do bloco.
 = Ângulo de atrito.
O ângulo de atrito dos solos é similar ao conceito de atrito entre os 
corpos, porém, nos solos, as forças são transmitidas grão a grão 
(GONÇALVES; MARINHO; FUTAI, 2014).
O ângulo de atrito pode ser entendido, também, como o ângulo 
máximo que a força transmitida pelo corpo à superfície pode fazer 
com a normal ao plano de contato sem que ocorra deslizamento 
(SCHMITZ, 2005).
O critério mais utilizado para determinação da ruptura é o do Mohr-
Coulomb, em que se estabelece uma função linear escrita por:
(13) 
Em que:
 = Resistência ao cisalhamento. 
σ = Tensão normal.
 = Ângulo de atrito interno do solo. 
 UNIUBE 37
Em solos granulares, é possível determinar o ângulo de atrito por 
meio de correlação com os resultados do SPT (standard penetra-
tion test), conforme Tabela 04.
Tabela 04 - Correlação entre compacidade de solos granulares e o Nspt e o ângulo de 
atrito interno do solo
Fonte: Ribeiro Junior (2012, p. 186).
O ângulo de atrito de argilas normalmente adensadas também 
pode ser obtido de maneira indireta, correlacionando os resultados 
dos ensaios de limites de consistência, apresentado na Tabela 05.
Tabela 05 - Correlação entre o ângulo de atrito efetivo de solos argiloso e o IP
 
Fonte: Ribeiro Junior (2012, p. 189).
38 UNIUBE
2.1.2 Resistência por coesão
Perin (2011, p. 2) cita que na “mecânica dos solos a coesão pode ser 
definida, de uma forma genérica, como a resistência ao cisalhamento 
de um solo quando não há nenhuma pressão externa sobre ele”.
A resistência ao cisalhamento do solos é essencialmente devido ao 
atrito. Entretanto, a atração química entre partículas (principalmen-
te, no caso de estruturas floculadas) e a cimentação de partículas 
(cimento natural, óxidos, hidróxidos e argilas) podem provocar a 
existência de uma coesão verdadeira (RIBEIRO JUNIOR, 2012).
IMPORTANTE!
As areias puras não apresentam coesão e, nos solos sedimenta-
res, a contribuição da coesão na resistência é muito pequena.
Maragon (2005) afirma que a coesão depende da ocorrência de 
água nos vazios e suas condições de arrumação estrutural. Assim 
como na resistência por atrito, a resistência por coesão tem seu 
fundamento no critério de Mohr-Coulomb, dado por:
(14) 
Em que:
c = Coesão.
 UNIUBE 39
Supondo o mesmo esquema apresentado no item anterior, em 
que a superfície de contato entre os corpos esteja colada, a for-
ça normal é nula e a resistência ao cisalhamento é independente 
dela (Figura 07), esta parcela é definida como coesão verdadeira 
(RIBEIRO JUNIOR, 2012).
Figura 07 - Resistência ao cisalhamento devido à coesão 
Fonte: Ribeiro Junior (2012, p. 171).
Saiba mais
A coesão verdadeira, conhecida também como coesão real é diferen-
te da coesão aparente, pois a coesão aparente é uma parcela de re-
sistência de solos úmidos, não saturados, devido à pressão capilar da 
água, saturando o solo, essa coesão desaparece, de onde provém o 
nome aparente. Esse fenômeno é mais visível em areias, em que se 
tem o exemplo de esculturas de areias feitas nas praias.
Com base em todos esses critérios, é possível estabelecer que 
a resistência ao cisalhamento dos solos depende, predominante-
mente, da tensão normal ao plano de cisalhamento, conforme ob-
serva-se na Figura 08.
40 UNIUBE
Figura 08 - Representação gráfica da resistência ao cisalhamento dos solos
Fonte: Ribeiro Junior (2012, p. 171).
IMPORTANTE!
Pinto (2006, p. 248) ressalta que, na “Mecânica dos Solos, as ten-
sões normais são consideradas positivas quando são de compres-
são, e as tensões de cisalhamento são positivas quando atuan-
tes no sentido anti-horário, considerando-se, também, os ângulos 
como positivos quando no sentido anti-horário”.
Quando o solo encontra-se em um estado saturado, a tensão nor-
mal total em um ponto será:
(15) 
Em que:
σ’= Tensão efetiva.
u= Poropressão.
 UNIUBE 41
Então, adaptando a equação (14) às condições de tensões efetivas 
(DAS, 2007), tem-se:
(16) 
2.2 Círculo de mohr
Pinto (2006) afirma que os estados de tensões atuantes passando 
por um ponto podem ser representadosgraficamente em um siste-
ma de coordenadas, em que, nesse sistema, as equações (17) e 
(18) definem um círculo, o conhecido círculo de Mohr.
(17) 
(18) 
Ao se conhecer as duas tensões principais, fica simples determinar as 
tensões em qualquer plano (Figura 09), sejam elas tensões verticais 
e horizontais (em um terreno com superfície horizontal) ou tensões 
normais e de cisalhamento em dois planos quaisquer (PINTO, 2006).
Figura 09 - Determinação das tensões em um pla-
no genérico por meio do círculo de Mohr
Fonte: Pinto (2006, p. 245).
42 UNIUBE
O ângulo α é obtido pela relação direta do ângulo de atrito do solo, em:
(19) 
Para compreender melhor o conceito de envoltória de ruptura, 
suponha-se quatro estados de tensões associadas a um ponto 
(RIBEIRO JUNIOR, 2012), apresentados na Figura 10:
Figura 10 - Envoltória de ruptura: (a) tensão cisalhante nula; (b) ten-
são cisalhante é menor que a resistência ao cisalhamento do solo; 
(c) resistência ao cisalhamento do solo atingida; (d) tensões ci-
salhantes é superior à resistência ao cisalhamento do solo
Fonte: adaptada de Ribeiro Junior (2012, p. 171-173).
 UNIUBE 43
2.3 Métodos de avaliação
É possível determinar a resistência ao cisalhamento, principalmen-
te, por meio de ensaios laboratoriais, sendo:
• Cisalhamento direto.
• Compressão simples. 
• Compressão triaxial.
2.3.1 Cisalhamento direto
O ensaio de cisalhamento direto é o mais antigo procedimento para 
a determinação da resistência ao cisalhamento e se baseia direta-
mente no critério de Mohr-Coulomb (MARAGON, 2005).
Gerscovish (2010, p. 26) afirma que “o ensaio consiste na imposição de 
um plano de ruptura em uma amostra prismática, podendo representar a 
condição de campo”, tal esquema pode ser observado na Figura 11.
Figura 11 - Detalhes do equipamento de cisalhamento direto
Fonte: Ortigão (2007, p. 221).
44 UNIUBE
Para o ensaio, um corpo de prova (resultado de coleta de amostra 
indeformada), é colocado parcialmente no equipamento, ficando sua 
metade superior dentro de um anel, onde é aplicada uma carga verti-
cal N e uma força tangencial T, essa última aplicada na parte superior 
do corpo de prova, provocando seu deslocamento (PINTO, 2006).
Maragon (2005, p. 10) diz que “as forças T e N, divididas pela área 
da seção transversal do corpo de prova, indicam as tensões nor-
mais e de cisalhamento que nele estão ocorrendo”.
Gerscovish (2010) ressalta que, previamente, tem-se a necessi-
dade de determinar alguns índices físicos do solo (teor de umida-
de, peso específico, densidade dos grãos e índice de vazios), para 
que, após aplicação da força normal (posteriormente, ao processo 
de consolidação), um novo índice de vazios (e) e o grau de satura-
ção (S) sejam calculados.
A tensão normal e cisalhante no plano de ruptura após realização 
do ensaio serão determinadas por:
(20) 
(21) 
Em que:
a= É a área da seção transversal da amostra.
Das (2007) menciona que o ângulo de atrito do solo pode ser deter-
minado a partir de resultados experimentais, sendo:
(22) 
 UNIUBE 45
AMPLIANDO O CONHECIMENTO
O ensaio de cisalhamento direto possui uma deficiência importan-
te, devido à impossibilidade de controle da drenagem no corpo de 
prova, pois a caixa não tem um sistema de vedação adequado, 
com isso, as pressões efetivas são alteradas, a única solução é 
conduzir o ensaio em condições totalmente drenadas, mantendo 
nula as poropressões (ORTIGÃO, 2007).
Apesar de ser um ensaio prático e relativamente simples, o ensaio 
de cisalhamento direto não permite a determinação de parâmetros 
de deformabilidade do solo, mas é muito útil quando se deseja me-
dir simplesmente a resistência e, principalmente, quando se deseja 
conhecer a resistência residual (MARAGON, 2005).
Das (2007, p. 323) comenta que “a confiabilidade dos resultados 
pode ser questionada porque não se permite que o solo rompa ao 
longo do plano mais fraco, pois ele é forçado a romper ao longo do 
plano de separação da caixa de cisalhamento”.
Maragon (2005, p. 11) afirma que 
durante muitos anos o ensaio de cisalhamen-
to direto foi, praticamente o único para deter-
minação da resistência dos solos devido a sua 
simplicidade. A necessidade de maiores sofis-
ticações para representar as ocorrências de 
campo, tem sido, em muitos casos, substituídos 
pelos ensaios de compressão triaxial.
46 UNIUBE
2.3.2 Compressão simples
Cavalcante (2006, p. 64) explica que 
o ensaio de compressão simples visa a determi-
nação da resistência à compressão não confina-
da (ou simples) de corpos de prova constituídos 
por solos coesivos, mediante aplicação de carga 
axial com controle de deformação. Tais corpos 
de prova podem ser indeformados ou obtidos por 
compactação ou mesmo por remoldagem.
Terzaghi e Peck (1948 apud RIBEIRO JUNIOR, 2012) correlacio-
naram o número de golpes obtido no ensaio SPT com a resistência 
à compressão simples de argilas saturadas (Tabela 06).
Tabela 06 - Correlação empírica entre consistência de argilas, número de golpes obti-
dos em sondagens de percussão e resistência à compressão simples
Fonte: Terzaghi e Peck (1948 apud RIBEIRO JUNIOR, 2012, p. 182).
A resistência à compressão simples é identificada por RCS, em que 
pode ser obtida por meio dos dados de ensaio de compressão e 
analogia gráfica:
(23) 
 UNIUBE 47
(24) 
Ribeiro Junior (2012) cita, ainda, que, por meio do ensaio de com-
pressão simples em argilas, pode-se definir a sua sensibilidade, 
que ocorre pelo amolgamento (perda da estrutura).
2.3.3 Compressão triaxial
Das (2007) cita que o ensaio de compressão triaxial em mecânica dos 
solos é tão importante que pode ser considerado como ensaio padrão.
O ensaio de compressão triaxial convencional consiste na aplicação 
de um estado hidrostático de tensões e de um carregamento axial 
(dentro de uma câmara de ensaio) sobre um corpo de prova cilíndrico 
do solo envolto por uma membrana de borracha, conforme Figura 12.
Figura 12 - Esquema da câmara de ensaio triaxial
Fonte: Pinto (2016, p. 254).
48 UNIUBE
Um fator importante a ser observado no corpo de prova cilín-
drico é que, a relação altura/diâmetro deve ser na ordem de 2 
(GERSCOVISH, 2010).
Na primeira fase do ensaio, aplica-se uma tensão confinante iso-
trópica (σc) e, na fase de cisalhamento, mantém-se constante o 
valor de σc e aumenta-se o valor da tensão axial ( σd = σ1 - σ3), 
é possível observar tais fases na Figura 13. A trajetória de tensões 
é composta por um trecho horizontal e o outro inclinado de 45º à 
direita (GERSCOVISH, 2010).
Figura 13 - Ensaio triaxial: (a) compressão isotrópica; (b) cisalhamento
Fonte: Gerscovish (2010, p. 37).
PARADA OBRIGATÓRIA
É importante entender a conceituação de isotropia e aniso-
tropia, em que a primeira é a propriedade que caracteriza as 
substâncias que possuem as mesmas propriedades físicas 
independentemente da direção considerada, e a segunda, a substân-
cia possui uma certa propriedade física que variará com a direção.
 UNIUBE 49
Perin (2011) detalha as informações básicas que esse ensaio pode 
fornecer: resistência compressiva; ângulo interno de fricção; coe-
são; resistência ao cisalhamento; módulo de elasticidade; estimati-
va da deformação do solo submetido à pressão.
O módulo de elasticidade do solo, nesse caso, depende da pressão 
a que o solo está confinado (CAVALCANTE, 2006). O autor ressal-
ta, ainda, que se pode indicar os valores apresentados na Tabela 
07 como módulo de elasticidade para argilas sedimentares satura-
das, em solicitações rápidas, que não permite a drenagem dessa.
Tabela 07 - Módulo de Elasticidade para argilas sedimentares saturadas
Fonte: Cavalcante (2006, p. 36).
Assim, também é possível determinar a ordem de grandeza do 
módulo de elasticidade para solos arenosos, para pressão de 
confinamento na ordem de 100 KPa, conforme especificação de 
Cavalcante (2006), observado na Tabela 08.
50 UNIUBE
Tabela 08 - Módulo de Elasticidade para areias drenadas
Fonte:Cavalcante (2006, p. 36).
Como o controle da drenagem é feito por meio de uma válvula, o 
ensaio pode ser realizado em condições drenadas e não drenadas 
(RIBEIRO JUNIOR, 2012).
Pinto (2006) cita ainda que o ensaio de compressão triaxial pode 
ser dividido em três processos distintos, dependendo dos resulta-
dos necessários a serem obtidos, podendo ser um ensaio aden-
sado drenado (CD), um ensaio adensado não drenado (CU) e um 
ensaio não adensado não drenado (UU).
Conciderações finais
Pode-se concluir que ter conhecimento da resistência ao cisalha-
mento dos solos é de extrema importância nas obras de engenharia 
geotécnica, visto que é essa resistência que garante estabilidades 
nas estruturas de terra, sendo possível, assim, determinar o plano 
de ruptura dos elementos, evitando colapsos nelas.
É perceptível, também, que alguns solos possuam essa resistên-
cia devido ao atrito, à coesão verdadeira ou à coesão aparente 
existente entre as partículas sólidas do solo, mas que, das três, a 
que garante maior resistência ao cisalhamento é o atrito e que um 
mesmo solo em condições distintas de compactação (o que afeta 
 UNIUBE 51
diretamente o índice de vazios) possuirá ângulo de atrito diferente. 
Entende-se que, quanto maior a tensão normal ao plano, maior a 
resistência ao cisalhamento.
Para determinação das tensões (normal e cisalhante), tem-se a 
opção de realizar ensaios laboratoriais, como cisalhamento direto, 
compressão simples e compressão triaxial, sendo o último o mais 
utilizado e o mais preciso. Existe, também, a possibilidade de de-
terminar tais tensões por meio de analogias com ensaios de cam-
po, por exemplo, por meio o NSPT.
Grasiele Aparecida de Alencar Felix
Introdução
Aterros sobre solos molesCapítulo
3
É mais comum do que se imagina a presença de solos 
moles em obras de engenharia, desde a construção 
de edifi cações até grandes obras de arte e rodovias. O 
grande questionamento é: como estabilizar e evitar que o 
adensamento gere recalques de grande porte em tais obras?
Este capítulo tem como base pesquisas, artigos, dissertações 
e literaturas nacionais, as quais têm enfoque no solo brasileiro. 
Foram levadas em consideração condições reais de aterro 
sobre solos moles em algumas regiões do país.
Para melhor compreensão deste capítulo, será necessário ter 
conhecimentos prévios de compressibilidade e adensamento 
e, principalmente, sobre as condicionantes geradoras de 
recalques em obras sobre solos moles.
A compreensão desse capítulo será de grande valia no 
estudo de empuxo e estabilidade de taludes e sistemas de 
contenção, a serem estudados nos próximos capítulos.
Este capítulo tem como ênfase o estudo da origem dos 
solos moles, bem como procedimentos de investigação 
para caracterização desses e processos efi cazes para 
estabilização e controle de recalques.
• Explicar a origem dos solos moles.
• Identificar processos investigativos eficazes para classificação 
e definição das características dos solos moles.
• Organizar processos de estabilização logo após 
construção.
• Definir valores reais dos recalques ao longo do tempo.
• Aterro sobre Solos Moles
• Estabilidade dos Aterros
• Soluções para Construção de Aterros sobre Solos Moles
• Dimensionamento de Aterros sobre Solos Moles
• Recalques em Solos Moles
Objetivos
Esquema
Aterro sobre solos moles3.1
Lins (2014, p. 2) define solos moles como “solos com baixa capa-
cidade de suporte e alta compressibilidade e quando situados sob 
a base de aterros apresentam problemas de estabilidade e recal-
ques, caso não sejam feitos tratamentos adequados”.
Pode-se dizer que solos moles são, também, solos sedimentares 
com baixa resistência à penetração. Em geral, são argilas moles ou 
areias argilosas fofas de deposição recente (GONÇALVES, 2009).
Maragon (2006) vai mais fundo na descrição de tal tipo de solo, 
citando que solos com NSPT entre 2 e 4 são classificados como mo-
les e com NSPT menor do que 2 são ditos muito moles, sendo que 
ambos têm resistência ao cisalhamento extremamente baixas, sa-
turação e compressibilidade elevadas, sendo essas características 
predominantes de solos argilosos.
 UNIUBE 55
Gusmão (2008 apud LINS, 2014) cita, ainda, que, além da argi-
la, outro material possui tais características, conhecido como turfa, 
que é uma massa de restos de planta decomposta, com coloração 
predominantemente preta, praticamente sem estrutura, mole, pe-
gajosa, com teor de umidade elevado.
Regiões que possuem presença de solos moles apresentam pro-
blemas característicos nas obras edificadas sobre ele, abrangendo 
recalques, falta de estabilidade das fundações sobre a camada de 
solo e, até mesmo, afetando a estabilidade das fundações de edifi-
cações próximas a solos moles (GONÇALVES, 2009).
Massad (2010) aponta ainda outros problemas, como a estabilidade 
dos aterros sobre solo mole após a construção, os recalques que acon-
tecerão ao longo do tempo, os efeitos colaterais de estaqueamento 
(como empuxos de terra e atrito negativo), amolgamento da superfície 
do terreno e, até mesmo, riscos de ruptura durante a construção.
Carrion (2003, p. 2) afirma que “a construção de edificações sobre 
solos moles é bastante comum, devendo ser analisados dois as-
pectos fundamentais, o problema de ruptura de base e a ocorrência 
de recalques excessivos”.
3.1.1 Origem dos solos moles
Massad (2010) enfatiza que é conveniente conhecer a formação do 
solo, pois, assim, é possível conhecer melhor suas propriedades, 
por exemplo, o seu sobreadensamento.
Gonçalves (2009) afirma que, em geral, as argilas moles ou areias 
argilosas fofas possuem formação durante o período quaternário e 
56 UNIUBE
que tais deposições podem ter acontecido por meio de água doce, 
salgada ou salobra, por meio de processo fluvial ou marinho.
A deposição depende da litologia da área de erosão, do seu clima e 
da forma de transporte dos sedimentos. Esse é um fenômeno mui-
to complexo, pois diversos fatores influenciam na sedimentação, 
desde a velocidade das águas, quantidade e composição da maté-
ria em suspensão na água, salinidade e floculação das partículas e 
presença de matéria orgânica (MASSAD, 2010).
Gonçalves (2009) cita que pode ocorrer deposição de tais sedi-
mentos em várzeas, planícies de inundação, praias, canais de mar, 
dentre outros locais.
Saiba mais
O Brasil possui diversos locais com solos moles, sendo que alguns 
pontos são bem conhecidos, como o Pantanal Matogrossense, áre-
as de igapós do Amazonas, bacias do Alto Xingu, regiões do rio 
São Francisco (GONÇALVES, 2009). Alguns desses temas podem 
ser aprofundados acessando os links:
<http://www.scielo.br/pdf/aa/v42n1/a03v42n1.pdf>
<http://www.infoescola.com/biomas/igapo/>
 UNIUBE 57
3.1.1.1 Solo mole de origem fluvial
São conhecidos como aluviões e formam-se por deposição de se-
dimentos nas planícies de inundação ou nas áreas alagáveis pelas 
cheias dos rios, em que, nas partes mais baixas, ocorre a decanta-
ção do sedimento mais fino, podendo haver estratificações e essas 
camadas mais finas ficarem sujeitas a ressecamentos, podendo 
apresentar-se sobreadensadas (MASSAD, 2010).
3.1.1.2 Solo mole de origem marinha
Gonçalves (2009) cita que existem dois tipos de sedimentos para 
solos de origem marinha:
• Formação no ciclo Pleistoceno: Argiloso (argila transicionais 
- AT) ou arenoso em sua base e arenoso no topo (areias 
transgressivas).
• Formação no ciclo Holocênicos: Sedimentos marinhos, às 
vezes formados pelo retrabalhamento dos sedimentos, das 
areias e das argilas.
Massad (2010, p. 116) cita que:
Esses dois ciclos estão diretamente relacionados 
aos dois episódios de ingressão do mar em dire-
ção ao continente: a Transgressão Cananeia, que 
ocorreu há 120 mil anos (Pleistoceno), de nível 
marinho mais elevado (8 ± 2m) , e a Transgressão 
Santos, iniciada há 7 mil anos (Holoceno), de ní-
vel marinho mais baixo (4 ± 2m).
58 UNIUBE
Tais ciclos podem ser observados na Figura 14 a seguir, que repre-
sentam bemas características dos solos das planícies paulistas, 
por exemplo.
Figura 14 - Ilustração da gênese das planícies sedimentares paulistas
Fonte: Suguio e Martin (1978, apud DULEBA; PETRI; COIMBRA, 2009, p. 12).
Massad (2010) afirma que esse histórico geológico permite entender 
por que as AT são fortemente sobreadensadas. O autor cita, também, 
que tais características somente aparecerão nos perfis de sondagem.
3.1.2 Investigação geotécnica
O primeiro requisito para se abordar qualquer problema de Mecânica 
dos Solos, segundo Caputo (1988, p. 189):
Consiste num conhecimento, tão perfeito 
quanto possível, das condições do subsolo, 
isto é, no reconhecimento da disposição, na-
tureza e espessura das suas camadas, assim 
como das suas características, com respeito 
ao problema em exame.
 UNIUBE 59
Almeida e Marques (2010) ressaltam que a programação das in-
vestigações geotécnicas se iniciam com o reconhecimento inicial 
do depósito por meio de mapas geológicos e pedológicos, dentre 
outros, e que as fases seguintes consistem nas investigações pre-
liminares e complementares.
Segundo Francelino (2008), a investigação geotécnica compreen-
de algumas atividades obrigatórias, como estudos preliminares, 
projeto básico e projeto executivo.
As investigações do solo podem ser feitas por meio de sondagens, 
ensaios “in situ” e de laboratório, variando desde sondagem de 
simples reconhecimento (SPT), ensaio de palheta, dilatométrico e 
piezométrico (MT - DEPARTAMENTO NACIONAL DE ESTRADAS 
DE RODAGEM,1998).
Os ensaios de palheta e dilatométrico são utilizados apenas em 
casos excepcionais, já que esses são indicados para argilas moles 
(VELLOSO; LOPES, 2010), sendo adequados para avaliação do 
tema em estudo neste capítulo.
MT - Departamento Nacional de Estradas de Rodagem (1998) estabe-
lece a quantidade mínima de ensaios de sondagem a serem realizados 
(Tabela 09), de acordo com a classe do aterro, que se divide em três:
• Classe I: aterros junto a estruturas rígidas, por exemplo, en-
contro de pontes e viadutos e demais interseções ou, até 
mesmo, aterros próximos a estruturas sensíveis, como oleo-
dutos. A extensão de cada aterro dessa classe deve ter, pelo 
menos, 50 m para cada lado da interseção.
• Classe II: não estão próximos a estruturas sensíveis, porém 
possuem altura elevada, acima de 3 m.
• Classe III: têm alturas menores do que 3m e são afastados de 
estruturas sensíveis. 
60 UNIUBE
Tabela 09 - Quantidade mínima de ensaios geotécnicos
Fonte: MT - Departamento Nacional de Estradas de Rodagem (1998, p. 08).
Para trechos rodoviários assentes sobre camada de solo mole, as in-
vestigações devem ser programadas e executadas sob rígidos crité-
rios, sob a pena de problemas nas fases de projeto e de execução da 
obra e, fatalmente, na operação da rodovia (MARAGON, 2006).
Saiba mais
O processo de escavação de solo mole para execução de funda-
ção pode ser bem observado no vídeo disponível em:
<https://www.youtube.com/watch?v=OjpGfhTD6t8>
Ainda a respeito de sondagens, Maragon (2006, p. 50) diz que:
Para possibilitar a caracterização integral do de-
pósito mole, a amostragem deve ser contínua ao 
longo da camada e os ensaios executados com 
espaçamento entre si de 1,0 m. A quantidade de 
furos será determinada em função da natureza e 
do vulvo da obra, devendo entretanto ser execu-
tados no mínimo três furos para amostragens e 
três para ensaio de palheta.
 UNIUBE 61
Almeida e Marques (2010) apresentam, de maneira resumida, as 
vantagens e desvantagens de realizar investigação em campo e 
laboratório (Tabela 10).
Tabela 10 - Vantagens e desvantagens de ensaio de laboratório e campo aplica-
dos em argila moles
Fonte: Almeida e Marques (2010, p.51).
62 UNIUBE
3.1.2.1 Sondagem à percussão
Deve ser executada conforme especificação da ABNT NBR 6484 e 
é fundamental que a sondagem seja locada por coordenadas e que 
a cota do furo seja obtida, como tem-se no exemplo apresentado 
na Figura 15 (ALMEIDA; MARQUES, 2010).
Figura 15 - Curvas de isoespessuras de solo mole de um depósito do 
Rio de Janeiro, obtidas por meio de investigações geotécnicas
Fonte: Almeida e Marques (2010, p. 47).
De maneira resumida, utiliza-se um tripé como suporte onde a per-
furação será revestida em condições de solos instáveis (Figura 16), 
e a medição da resistência se dá a cada metro perfurado por meio 
do amostrador, anota-se o número de golpes necessários para cra-
var os últimos 45 cm do amostrador, sendo que o resultado final é 
a quantidade necessária para cravar os últimos 30 cm (VELLOSO; 
LOPES, 2010).
 UNIUBE 63
Figura 16 - Equipamento e etapas de execução de sonda-
gem: a) circulação de água; b) penetração dinâmica
Fonte: Velloso e Lopes (2010, p.38).
A sondagem à percussão mede a resistência do solo ao longo da 
profundidade perfurada, tornando conhecido, também, o tipo de 
solo atravessado, a posição do nível freático (HACHICH, 1998).
3.1.2.2 Ensaio de cone (CPT)
Conhecido como ensaio de penetração estática, consiste, basica-
mente, na cravação com velocidade contínua e lenta de uma haste 
com ponta cônica, medindo-se a resistência encontrada na ponta 
e a resistência por atrito lateral, com utilização de um equipamento 
mecânico, observado na Figura 17 (VELLOSO; LOPES, 2010).
64 UNIUBE
Figura 17 - Equipamento e etapas de execução de sondagem: 
a) princípio do funcionamento; b) vista do equipamento
Fonte: Velloso e Lopes (2010, p. 42).
De acordo com Caputo (1988, p. 204), utiliza-se esse ensaio “como um 
elemento a mais de informação para esclarecer a natureza do subsolo”.
Com esse ensaio, também é possível medir a poropressão durante 
o ensaio, utilizando um transdutor de pressão de água acoplado 
próximo à ponta do cone, tal procedimento passou a ser conhecido 
como CPTU (VELLOSO; LOPES, 2010), muito apropriado para si-
tuações de solos moles.
3.1.2.3 Ensaio de palheta
Segundo Velloso e Lopes (2010), o ensaio de palheta é também 
conhecido como “vane test”, em que é possível obter a resistência 
não drenada da argila Su, e é obtido admitindo-se que a ruptura se 
 UNIUBE 65
dá na superfície do cilindro, onde o torque necessário para causar 
a ruptura é medido (Figura 18).
Figura 18 - Ensaio de palheta (versão simplificada)
Fonte: Velloso e Lopes (2010, p. 45).
Caputo (1988) afirma que esse ensaio, determina diretamente “in situ” 
a resistência ao cisalhamento de solos coesivos e, como não há pos-
sibilidade de drenagem, o ensaio é classificado como não drenado.
3.1.2.4 Ensaio dilatométrico (DMT)
O ensaio dilatométrico, de acordo com Velloso e Lopes (2010), con-
siste na cravação no terreno de uma membrana até a profundidade 
desejada, a qual recebe ar comprimido até que esta passe pela 
condição de repouso e expanda-se 1 mm, quando são registradas 
pressões correspondentes, conforme demonstra a Figura 19.
66 UNIUBE
Figura 19 - Ensaio dilatométrico
Fonte: Velloso e Lopes (2010, p. 46).
AMPLIANDO O CONHECIMENTO
Tais ensaios de campo podem ser melhor observados nos links a 
seguir:
SPT: <https://www.youtube.com/watch?v=SRNbJx6ldv0>
CPT: <https://www.youtube.com/watch?v=0YWbIWerbvE>
Palheta: <https://www.youtube.com/watch?v=5AXm6NdoXfw>
DMT: <https://www.youtube.com/watch?v=6vzxR-rIkkQ>
 UNIUBE 67
3.1.2.5 Amostragem e ensaios laboratoriais
A norma DNER-PRO 381 (MT - DEPARTAMENTO NACIONAL DE 
ESTRADAS DE RODAGEM, 1998) cita que as amostragens de-
vem ser realizadas de acordo com ABNT NBR 9820, coletando, 
pelo menos, uma amostra a cada dois metros para camadas com 
espessura maior ou igual a 3 m, ou uma amostra a cada meio me-
tro para camadas com espessura menor do que 3m. 
Usualmente, aplicam-se os ensaios de caracterização completa, 
incluindo análise granulométrica, limites de consistência, massa 
específica dos grãos, ensaios de adensamento e outros mais que 
se fizerem necessários (ALMEIDA; MARQUES, 2010).
3.2 Estabilidade de aterros
Para análise da melhor solução, Massad (2010) recomenda anali-
sar a estabilidadedos aterros, aplicando-se métodos de equilíbrio 
limite, com a consideração da resistência ao cisalhamento em ter-
mos de tensões totais.
Lins (2014) recomenda a utilização do método das fatias, em que 
subdivide a superfície potencial de ruptura em fatias, podendo se-
guir o método de Fellenius, Bishop, Janbu ou, até mesmo, progra-
mas computacionais.
A DNER-PRO 381 (MT - DEPARTAMENTO NACIONAL DE 
ESTRADAS DE RODAGEM, 1998) divide tais metodologias de 
acordo com a superfície de ruptura (Tabela 11).
68 UNIUBE
Tabela 11 - Métodos de equilíbrio limite de fatias recomendados para análise de 
estabilidade
Fonte: MT - Departamento Nacional de Estradas de Rodagem (1998, p. 9)
Na teoria de Fellenius, admite-se, também, uma superfície circu-
lar de ruptura e igualdade dos momentos atuante e resistente, em 
que, para situações de carregamento uniformemente distribuídos 
e flexíveis, tem-se a equação 25 e, para um carregamento flexível 
qualquer, tem-se a equação 26 (MASSAD, 2010).
(25) 
(26) 
Em que:
qr = Carga que leva o terreno à ruptura.
C = Coesão do solo.
Qr = Resultante das pressões que levam o terreno à ruptura.
b = Linha de ação da ruptura.
 UNIUBE 69
Para compreender melhor os sistemas de ruptura, pode-se observar a 
Figura 20, em que se tem os dois processos ocorrendo, sendo o primeiro 
ruptura circular e o segundo ruptura poligonal (MT - DEPARTAMENTO 
NACIONAL DE ESTRADAS DE RODAGEM, 1998).
Figura 20 - Superfícies de ruptura
Fonte: MT - Departamento Nacional de Estradas de Rodagem (1998, p.10).
De acordo com as classes de aterros, existem limites de segurança 
que devem ser atingidos (MT - DEPARTAMENTO NACIONAL DE 
ESTRADAS DE RODAGEM, 1998), em que aterros de classe I, 
devem possuir FS mínimo de 1.4, já os de classe II, um FS de 1.3, 
por fim, os aterros de classe III, com FS mínimo de 1.2.
70 UNIUBE
3.3 Soluções para construção de aterros sobre solos moles
De acordo com Lins (2014), existem algumas alternativas princi-
pais para projeto de aterros sobre solos moles, sendo:
• Evitar o solo mole por meio de relocação do aterro ou do uso 
de estruturas elevadas (viadutos).
• Remover o solo mole e substituí-lo por material adequado.
• Tratar o solo melhorando suas propriedades.
• Projetar o aterro de acordo com o solo fraco.
Almeida e Marques (2010, p. 28) afirmam que:
A escolha do método construtivo mais adequado 
está associada a diversas questões: caracterís-
ticas geotécnicas dos depósitos; utilização da 
área, incluindo a vizinhança; prazos construtivos 
e custos envolvidos.
3.3.1 Substituição da camada de solo mole
A substituição consiste na retirada total ou parcial desses solos por 
meio de dragas ou escavadeiras, o que diminui ou elimina os recal-
ques e aumenta o fator de segurança (ALMEIDA; MARQUES, 2010).
Massad (2010) ressalta que a remoção total é possível para espes-
suras pequenas, entre 4 e 5 m e com o valor máximo 7m.
No caso de pavimentos rodoviários, DNER-PRO 381 (MT - 
DEPARTAMENTO NACIONAL DE ESTRADAS DE RODAGEM, 
 UNIUBE 71
1998) sugere que a remoção deve ser considerada para depósitos 
pouco extensos, com comprimento inferior a 200 m, e ressalta, ain-
da, que, nesse caso, não é permitida a remoção parcial , por ser 
muito cara e pouco eficaz.
3.3.2 Aterros leves
Lins (2014) afirma que a utilização de aterros leves reduz a mag-
nitude de recalques. Como material comum nesse processo, tem-
se o EPS (poliestireno expandido), que é um material plástico que 
consiste de pequenas partículas de forma esférica, contendo, na 
sua estrutura, aproximadamente, 98% de ar.
“O uso de aterros de materiais de construção leves, deverá ser 
considerado uma alternativa viável em aterros de classe I. Essa 
solução é tecnicamente viável se o aterro for alto e próximo a uma 
região produtora de material leve” afirma DNER-PRO 381 (MT - 
DEPARTAMENTO NACIONAL DE ESTRADAS DE RODAGEM, 
1998), tal processo pode ser observado na Figura 21.
Figura 21 - Aterro leve com EPS
Fonte: MT - Departamento Nacional de Estradas de Rodagem (1998, p.13).
72 UNIUBE
3.3.3 Bermas de equilíbrio
Almeida e Marques (2010) citam que as bermas de equilíbrio tam-
bém são uma boa solução para aumentar o fator de segurança e 
que, quando houver restrições ao comprimento das bermas, são 
instalados reforços, em geral geossintéticos na base do aterro.
As bermas de equilíbrio, de acordo com DNER-PRO 381 (MT - 
DEPARTAMENTO NACIONAL DE ESTRADAS DE RODAGEM, 
1998, p.14),
São empregadas para estabilizar a inclinação média 
de um talude de um aterro, levando a um aumento 
do fator de segurança contra a ruptura. O projeto de 
bermas é feito por tentativas, variando-se a geome-
tria do problema até obter o FS desejado.
Pode-se compreender melhor esse sistema observando a Figura 22.
Figura 22 - Berma de equilíbrio
Fonte: MT - Departamento Nacional de Estradas de Rodagem (1998, p.14).
 UNIUBE 73
3.3.4 Construção por etapas
De acordo com Massad (2010), a construção por etapas consiste 
em se construir um aterro por partes, em situações em que a altura 
final do aterro (H) é maior que a altura crítica.
A construção do aterro acontece em função da subdivisão da 
altura de aterro em duas ou três etapas, em que a primeira é 
construída além da altura crítica, para que se estabilize e haja 
dissipação da poropressão e o solo mole ganhe resistência; a 
segunda acontece após um tempo, quando houver a estabili-
zação dos primeiro níveis, é possível observar tal sistema na 
Figura 23 (MT - DEPARTAMENTO NACIONAL DE ESTRADAS 
DE RODAGEM, 1998).
Figura 23 - Construção de um aterro por etapas
Fonte: MT - Departamento Nacional de Estradas de Rodagem (1998, p.14).
Lins (2014) destaca que esse sistema permite um ganho consi-
derável de resistência ao longo do tempo, o que é uma grande 
vantagem, mas que, ao mesmo tempo, por conta dessa longa 
permanência, torna-se uma desvantagem, que, na maioria das 
vezes, é inaceitável para um projeto rodoviário sobre solos mo-
les de baixa permeabilidade.
74 UNIUBE
3.3.5 Pré-carregamento
Nesse processo, o solo mole é submetido a um carregamento maior 
que aquele que atuará durante a vida útil da obra. Esse carregamento 
é, geralmente, realizado com vácuo, de acordo com a Figura 24.
Figura 24 - Variantes da técnica de sobrecarga temporária, com 
uso de vácuo: a) sob membrana de borracha; b) em poços.
Fonte: Massad (2010, p.136).
Basicamente, é a aplicação de uma sobrecarga temporária, entre 
25% e 30% do peso do aterro, para acelerar os recalques, em que 
o tempo de permanência é determinado por ensaios de adensa-
mento, estudado no capítulo I (MT - DEPARTAMENTO NACIONAL 
DE ESTRADAS DE RODAGEM, 1998).
3.3.6 Drenos verticais
Massad (2010, p. 137) cita que:
Quando o solo mole é muito espesso, ou o seu 
coeficiente de adensamento é muito baixo, a pré-
compressão (sobrecarga temporária) torna-se 
ineficiente. Nesses casos pode-se lançar mão de 
drenos verticais, que encurtam as distâncias de 
drenagem e aceleram o adensamento.
 UNIUBE 75
De acordo com Almeida e Marques (2010, p. 34), “os primeiro dre-
nos verticais utilizados eram de areia, os quais foram substituídos 
pelos drenos verticais pré-fabricados, também denominados geo-
drenos e drenos fibroquímicos”, conforme demonstra Figura 25.
Figura 25 - Aterro sobre drenos verticais
Fonte: Almeida e Marques (2010, p.35).
Os geodrenos são elementos drenantes constituídos de material sinté-
tico, que são cravados verticalmente no terreno, dispostos em malha, 
de forma a permitir a drenagem e acelerar os recalques, por conta da 
sua composição (miolo drenante e revestimento), ele permite a pas-
sagem de água e retém o ingresso de solo (MT - DEPARTAMENTO 
NACIONAL DE ESTRADAS DE RODAGEM, 1998).
Conforme Lins (2014), o miolo drenante tem como objetivo condu-
zir a água até a superfície do terreno e drená-la por meio de um 
colchão drenante, em que tal colchão está representado na Figura 
25 com o nome “camada drenante”.
76 UNIUBE
3.3.7 Aterro estaqueado
É um processoque consiste em transferir a carga de um aterro 
para as partes mais profundas do subsolo, espaçadas entre si de 
1 a 2 m, aproximadamente, e que, geralmente, possuem um custo 
mais elevado, comparado aos outros sistemas (MASSAD, 2010).
Lins (2014) explica que as cargas podem ser distribuídas total ou 
parcialmente nessas estacas e, como vantagens principais, desta-
ca-se a redução ou a eliminação dos recalques, além de melhorar 
a estabilidade do aterro e, é claro, a diminuição do tempo de exe-
cução, pois pode ser realizado em uma única etapa.
No geral, essas estacas são pré-moldadas de concreto arma-
do ou madeira tratada, em que, no topo delas, instala-se um ca-
pitel (pequena laje) de concreto armado (MT - DEPARTAMENTO 
NACIONAL DE ESTRADAS DE RODAGEM, 1998). O sistema de 
estaqueamento pode ser observado na Figura 26.
Figura 26 - Aterro estruturado com estacas, capitéis e geogrelha
Fonte: Lins (2014, p.26).
 UNIUBE 77
De acordo com Almeida e Marques (2010), esse tipo de aterro usa o 
efeito de arqueamento de Terzaghi, fazendo que haja um aumento 
da altura do aterro. Atualmente, utiliza-se geogrelha sobre os capitéis 
para aumentar o espaçamento das estacas, observado na Figura 26. 
3.3.8 Outros procedimentos
Além dos procedimento supracitados, outros se mostram bem 
eficazes, como as colunas de brita, que, de acordo com Massad 
(2010), são perfurações espaçadas entre 1 a 2,5 m e com 70 a 90 
cm de diâmetro, posteriormente, são preenchidas com britas, den-
sificadas por vibração.
Outro processo bem comum é a construção de aterro com lança-
mento em ponta, em que se trabalha com o deslocamento do solo 
mole por meio do peso próprio do aterro, que consiste no avanço 
de uma ponta de aterro em cota mais elevada que a do aterro pro-
jetado, que vai empurrando e expulsando a camada de solo mole 
(ALMEIDA; MARQUES, 2010).
3.4 Dimensionamento de aterros sobre solos moles
Lins (2014) ressalta que é necessário determinar a altura crítica 
(equação 27) e a altura admissível (equação 28), pois a ruptura do 
aterro é um problema de capacidade de carga, nesse caso, consi-
dera-se ângulo de atrito nulo e com resistência não drenada.
(27) 
78 UNIUBE
(28) 
Em que:
hcrítica = Altura crítica do aterro.
Nc = Fator de capacidade de carga (aproximadamente 5,5).
Su = Resistência não drenada do solo (obtida por meio de ensaios 
de campo ou de laboratório).
aterro = Peso específico natural do aterro.
hadmissível = Altura crítica do aterro.
FS= Fator de segurança.
Quando se utiliza o sistema de bermas de equilíbrio, define-se a 
posição do círculo crítico para que as bermas cubram a parte su-
jeita a levantamento de ruptura, para garantir estabilidade, a par-
tir daí, é possível definir sua altura (equação 29) e largura, sendo 
essa última verificada por meio de ábaco (MASSAD, 2010).
(29) 
Em que:
h1 = Altura do aterro.
h2 = Altura admissível do aterro.
C = Coesão do solo.
 UNIUBE 79
3.5 Recalques em solos moles
Toda obra importante sobre solos moles deve ser instrumentada, princi-
palmente para acompanhamento dos recalques e para verificar o tempo 
de permanência de uma sobrecarga temporária (MT - DEPARTAMENTO 
NACIONAL DE ESTRADAS DE RODAGEM, 1998).
Massad (2010) explica que, com o adensamento (ao longo do tem-
po), a camada de argila mole se torna cada vez mais rija, conse-
quentemente, aumenta o FS e, ao mesmo tempo, acontecem os 
recalques. O autor comenta, ainda, que, para estimativa de tais 
recalques, recorre-se aos resultados dos ensaios de adensamento.
PARADA OBRIGATÓRIA
Para determinação de tais recalques, consultar Capítulo I, 
tópico 3.
Conciderações finais
É nítida a importância e a seriedade de tal assunto, pois qualquer 
negligência ao lhe dar com aterros sobre solos moles pode gerar 
grandes problemas a curto e a longo prazo.
Com tantas opções de estabilização de taludes, é necessário verifi-
car o que se adapta melhor a cada situação, é importante ressaltar, 
também, que, no Brasil, algumas técnicas são mais comuns e viá-
veis, por exemplo, drenos verticais, aterros com reforço ou berma 
de equilíbrio, construído por etapa ou aterros de ponta.
80 UNIUBE
É importante ressaltar, também, que o controle realizado anterior 
à execução, processos investigativos, e o posterior, controle de re-
calques, sejam feitos com a instrumentação adequada a cada caso 
e sempre seguindo as especificações normativas aplicáveis.
Grasiele Aparecida de Alencar Felix
Introdução
Empuxo de terraCapítulo
4
Todo elemento que possui inclinação (talude) vai sofrer, 
de alguma maneira, esforços provenientes de empuxo, 
seja ele ativo, seja ele passivo, os quais dependerão de 
características bem específi cas como posição do nível d’água 
e características do solo, por exemplo.
É importante ter entendimento desse tipo de esforço, visto 
que praticamente todas as obras de terra serão atingidas 
direta ou indiretamente por ele. Para sua compreensão, é 
necessário abordar as Teorias de Rankine e Coulomb e ter 
uma vasta noção sobre distribuição de tensões nos solos.
Estel capítulo será de extrema valia no estudo dos temas de 
Estabilidade de Taludes, Estruturas de Contenção, Estruturas 
de Arrimo e Barragens de Terra e Enrocamento, expostos 
nos capítulos 5, 6, 7 e 8, respectivamente.
A ênfase deste capítulo é compreender quais são os 
fatores que influenciam o empuxo ativo, passivo e em 
repouso, e determinar por meio de conceitos empíricos 
seus reais valores.
• Explicar o que é empuxo de terra.
• Identificar os possíveis tipo de empuxo de terra.
• Compreender quais métodos são mais eficazes para 
obtenção do valor do empuxo.
• Identificar possíveis patologias decorrentes de empuxo 
de terra.
• Empuxo
• Empuxo em repouso, ativo e passivo
• Metodologias de obtenção do empuxo
Objetivos
Esquema
Empuxo4.1
De acordo com Gerscovich (2014), empuxo de terra é toda ação 
horizontal produzida por um maciço de solo sobre as estruturas 
com ele em contato.
Albuquerque (2003) também comenta que o empuxo é a resultan-
te das pressões laterais, de terra ou de água, o qual é calculado 
geralmente por uma faixa de largura unitária da estrutura. Essas 
pressões laterais podem ocorrer na perspectiva de três magnitu-
des, pressão em repouso, ativa ou passiva (DAS, 2007).
Mello e Teixeira (1963, p. 51) comentam que “pela experimentação 
em modelos, Terzaghi observou que as intensidades das pressões la-
terais sobre um anteparo variavam em função das translações dadas 
ao mesmo”. Essa variação pode ser observada na Figura 27.
 UNIUBE 83
Figura 27 - Empuxos ativo (EA) e passivo (EP)
Fonte: Albuquerque (2003, p. 27)
Diante dessa ideia, tem-se, de maneira geral, que o valor mínimo 
do empuxo é denominado empuxo ativo, o valor máximo, de em-
puxo passivo e a resultante da pressão lateral, quando o anteparo 
não sofreu nenhum movimento, é denominada empuxo em repou-
so (MELLO; TEIXEIRA, 1963).
Albuquerque (2003) comenta que a magnitude do empuxo depende:
• Do desnível vencido pela estrutura de arrimo.
• Do tipo e das características do solo.
• Da deformação sofrida pela estrutura.
• Da posição do nível d’água (NA).
• Da inclinação do terrapleno etc. 
84 UNIUBE
4.1.1 Empuxo em repouso
Quando a massa de solo não se move nem para a direita nem para 
a esquerda de sua posição inicial, entende-se que a massa do solo 
estará em um estado de equilíbrio estático, então, nesse caso, a 
chamada pressão efetiva vertical é denominada de pressão de ter-
ra em repouso (DAS, 2007).
(30) 
Em que:
K0 = coeficiente de empuxo em repouso;
σ’h = pressão efetiva horizontal;
σ’0 = pressão efetiva vertical.
Gerscovish (2014) cita ainda que, no cálculo do empuxo, deve ser 
acrescida a parcela de poropressão (u), conforme equação 31.
(31) 
Aplicando:
(32) 
 UNIUBE 85
Em que:
σ’ho = tensão efetiva horizontal inicial;
σ’vo = tensão efetiva vertical inicial;
ko = coeficiente de empuxo no repouso;
γ = peso específico do solo;
z = profundidade do ponto considerado.