SOLOS COLAPSÍVEIS Identificação, comportamento, impactos, riscos e soluções tecnológicas

Prévia do material em texto

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 
10 SOLOS COLAPSÍVEIS 
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. 
12 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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-
14 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
xando relativamente intactos grandes blocos da rocha original 
envolvidos por solode 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-
16 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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 classificarsolos 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-
18 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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. 
20 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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
zD
WS
i ρρ
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)( HrHr
M
DP 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 classede 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). 
22 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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)
Pe
rc
en
ta
ge
m
 q
ue
 P
as
sa
 (%
)
 
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. 
6010
2
30
DD
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 
24 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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. 
26 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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
IPA
002,0% <= 
IP é o índice de Plasticidade e o termo %<0.002mm representa 
a percentagem de partícula com diâmetroinferior 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 
28 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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
CL4
0 0
7 ML ou OL
2016 30
ML
40 50
Linha U:
Vertical para:
LL = 16 até IP = 7
IP = 0,9 (LL = -8)
807060 90 100
110
110
In
di
ce
 d
e 
Pl
as
tic
id
ad
e 
(I
P)
%
30
20
40
ou
OL
CL
50
60
CH
MH ou OH
OH
ou LINHA A
LINHA U
 
30 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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. 
 
 
 
32 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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-5A-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 
34 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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 (%)
M
as
sa
 E
sp
ec
ífi
ca
 A
pa
re
nt
e 
Se
ca
 (k
g/
m
3)
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
D
ife
re
nç
as
 d
e 
A
ltu
ra
s 
(a
n) 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. 
36 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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'
ÍN
D
IC
E
 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. 
38 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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. 
 
 
40 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
Figura 15 – Representação das fases do solo em função do índice de 
vazios. 
 
S
Wr
S
W eS
M
M
w ρ
ρ..== ; 
e
e
V
V
n
T
V
+== 1 ; e
eS WrS
+
+=
1
.. ρρρ 
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
eS WrS
Sat +
+=
1
.. ρρρ Massa específica saturada (Sr = 100%) 
e
S
d += 1
ρρ Massa específica seca (Sr = 0) 
da expressão anterior pode-se demonstrar que: )1( wd += ρρ 
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
Ve
S
V
−== 1
; ( ) S
wr
S
W
n
nS
M
M
w ρ
ρ
−== 1
.. ; ( ) WrS
T
T nSn
V
M ρρρ ..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. 
42 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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. 
 
44 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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 empuxoem repouso (k0). O valor de k0 
pode ser obtido por meio da teoria da elasticidade ou através 
de correlações: 
μ
μ
−= 10k onde μ = coeficiente de Poisson (Teoria da elasticidade) 
'10 φsenk −= (Fórmula de Jaki) 
onde 'φ é o ângulo de atrito interno efetivo do solo 
'
0 )).('1(
φφ senRSAsenk −= (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 RSAk = 
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 
46 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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
'
'
11
3
φ
φ
σφ
φ
σ
σ
sen
senc
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’). 
48 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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 cilíndricocom 
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 
50 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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. 
52 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
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-
54 SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
adensamento (RSA) fornece uma idéia das condições de aden-
samento do solo: 
'
'
σ
σ adRSA = 
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