comportamento de solos

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Dissertação de Mestrado 
 
 
 
 
 
 
COMPORTAMENTO GEOTÉCNICO DE 
ATERROS AEROPORTUÁRIOS SOBRE 
FUNDAÇÕES COMPRESSÍVEIS - ESTUDOS E 
ANÁLISES DO ATERRO DO AEROPORTO 
DE ITAJUBÁ/MG 
 
 
 
 
 
 
 
 
 AUTOR:RAFAEL MENDONÇA CARVALHAIS 
 
 
 
ORIENTADOR: Prof. Dr. Saulo Gutemberg Silva Ribeiro 
(UFOP) 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
PROGRAMA DE PÓS-GRADUAÇÃO EM GEOTECNIA DA UFOP 
 
 
 
OURO PRETO – FEVEREIRO DE 2017 
1 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Catalogação: sisbin@sisbin.ufop.br 
 
 
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COMPORTAMENTO GEOTÉCNICO DE 
ATERROS AEROPORTUÁRIOS SOBRE 
FUNDAÇÕES COMPRESSÍVEIS - ESTUDOS E 
ANÁLISES DO ATERRO DO AEROPORTO 
DE ITAJUBÁ/MG 
 
 
 
 
Dissertação apresentada ao Programa de Pós-
Graduação em Geotecnia do Núcleo de Geotecnia da 
Escola de Minas da Universidade Federal de Ouro 
Preto, como parte integrante dos requisitos para 
obtenção do título de Mestre em Geotecnia. 
 
 
 
 
 
Esta dissertação foi apresentada em sessão pública e aprovada em 21 
de fevereiro de 2017, pela Banca Examinadora composta pelos 
membros: 
 
 
 
 
 
 
 
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“... Quando recebemos um ensinamento devemos receber como um valioso presente e 
não como uma dura tarefa. Eis aqui a diferença que transcende”. 
 Albert Einstein (1879 – 1955). 
 
 
 
 
 
 
 
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DEDICATÓRIA 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
A meu Pai José Bernardino Carvalhais Filho, homem em que me espelho e acima de 
tudo tenho orgulho de chamar de pai. Que Deus continue sempre iluminando seu espírito e 
enchendo-o de luz. Peço a Deus que me dê força e saúde para ser um grande engenheiro e, 
sobretudo um grande homem como ele. 
A minha mãe, pelo carinho e confiança a mim depositada, e principalmente por 
sempre estar presente em minha vida, nos momentos de alegria e de tristeza, me 
encorajando a continuar a trilhar minha caminhada sempre com a cabeça erguida. 
A minha professora, que considero como uma mãe, Ana Lucia de Campos Cordeiro 
Penna, que além de ter contribuído por grande parte dos meus conhecimentos em geotecnia, 
sempre esteve ao meu lado me incentivando e me apoiando, sendo a mesma responsável 
pela realização deste sonho. 
Finalmente a Deus por ter me dado à oportunidade de chegar até aqui e vencer mais 
este obstáculo. 
5 
 
AGRADECIMENTOS 
A Deus. 
Ao meu pai por ter sido o maior mestre que tive na vida, pessoa na qual me espelho e 
sempre me espelharei. Agradeço a ele não apenas pelos conhecimentos técnicos que tive 
a oportunidade de adquirir, mas principalmente pelos ensinamentos que levarei para a 
vida. 
A minha mãe pelo incentivo, companheirismo e confiança que sempre depositou em 
mim. 
Aos meus primos e eternos amigos Robson e Claudia, por sempre me incentivar e apoiar 
em todos os momentos e decisões importantes de minha vida. 
A minha professora Ana Lúcia de Campos Cordeiro Penna, pela motivação, incentivo e 
amizade durante todo o meu curso de engenharia e também durante todo o 
desenvolvimento deste trabalho. 
Ao professor Dr. Romero César Gomes, pelo grande incentivo, aprendizado e amizade 
ao longo deste período de mestrado. 
Ao professor e orientador Dr. Saulo Gutemberg Silva Ribeiro, pelo apoio, aprendizado e 
amizade ao longo da elaboração desta dissertação. 
Aos professores e funcionários do Núcleo de Geotecnia da Universidade Federal de 
Ouro Preto-UFOP, pela presença, apoio e inúmeras horas de estudo que contribuíram 
para a aquisição de todo este conhecimento em geotecnia. 
Ao Professor e amigo Dr. Enivaldo Minette pelos inúmeros conhecimentos adquiridos 
em geotecnia. 
Ao DEOP/MG e a Engesolo Engenharia, pela viabilização do acompanhamento da obra 
de execução do Aeroporto de Itajubá/MG. 
Aos Diretores da Engesolo Engenharia, especialmente ao João José Figueiredo de 
Oliveira, por sempre confiar em meu potencial e me incentivar a desenvolver e 
aprimorar meus conhecimentos na geotecnia. 
A todos os meus amigos e colegas da Engesolo Engenharia, pelo apoio, paciência, 
incentivo e principalmente confiança a mim dedicadas, especialmente aos Engenheiros 
Marco Antônio Figueiredo e Maria Tereza Lemos de Queiroz e a meu grande amigo 
Raphael Duarte Viola. 
Aos meus irmãos de consideração, Bruno Tavares Silva, Gabriel Rhein Signorelli, 
Alisson Ribeiro Loura, Raphael Albuquerque Senna, André Buono, Fernando Azevedo 
de Paula e Cristiano Lopes Hohne. 
6 
 
COMPORTAMENTO GEOTÉCNICO DE ATERROS 
AEROPORTUÁRIOS SOBRE FUNDAÇÕES COMPRESSÍVEIS - 
ESTUDOS E ANÁLISES DO ATERRO DO AEROPORTO DE 
ITAJUBÁ/MG 
 
RESUMO 
 
Os projetos de aterros sobre fundações compressíveis (solos moles) incorporam diferentes 
concepções para a superação dos problemas geotécnicos provenientes da baixa resistência 
ao cisalhamento e sua elevada compressibilidade. Neste contexto, o emprego de drenos 
verticais para a aceleração do processo de adensamento da camada compressível e de 
geossintéticos como elementos de reforço na base do aterro constitui uma metodologia de 
excelente desempenho e de uso constante da engenharia geotécnica moderna. 
Os processos de estabilização do solo de fundação, sobretudo, no que se refere à aceleração 
dos recalques bem como o reforço com geossintéticos, promovem respectivamente a 
redução no prazo de execução da obra, bem como o estabelecimento de um material 
compósito (solo reforçado), mais resistente e menos deformável que o solo nas condições 
naturais. 
Diante disto, este trabalho visa discutir os estudos e análises implementadas para a 
execução de projetos de aterros aeroportuários em fundações compressíveis, tendo-se como 
ênfase o aterro do aeroporto de Itajubá/MG, situado no sul do estado de Minas Gerais. 
O projeto engloba a estabilização do solo de fundação através do emprego de drenos 
verticais de brita, reforço dos aterros pela inclusão de geogrelha e execução de 
colchão/lastro drenante de brita. Neste sentido, esta dissertação apresenta as metodologias 
de projeto, o programa de investigação geotécnica que envolve ensaios de laboratório e de 
campo do solo compressível da fundação e do material do aterro, bem como os resultados 
obtidos através do monitoramento realizado. 
Palavras Chave: fundações compressíveis, (solos moles), elevada compressibilidade, 
adensamento, aceleração dos recalques, aterros aeroportuários, estabilização. 
 
 
 
 
 
7 
 
GEOTHECNICAL BEHAVIOR OF AIRPORT RUNWAY 
ENBANKMENT ON COMPRESSIBLE SOILS - INVESTIGATION 
AND ANALYSIS OF THE RUNWAY ENBANKMENT OF THE 
ITAJUBA AIRPORT. 
 
ABSTRACT 
The design methodologies for embankments on soft groundcover a wide range of solutions 
to overcome geotechnical-related problems caused by low shear strength and high 
compression index of soft soils. In this context, vertical drains and geosynthetics are used 
on a regular basis with the purpose of quicken the consolidation process and reinforcement 
of embankment bases respectively, yielding very satisfying results. 
The consolidation of ground soil, particularly when achieved through acceleration of soil 
settlement and the use of geogrid as a reinforcement element, is effective to bring down the 
construction time,and to consolidate this composite-material (reinforced soil) that is more 
resistant and less deformable than the soil in its original state. 
This MSc thesis aims to discuss some studies related to the construction of embankments 
for airport runways on soft ground. The case study of this paper is about the construction 
project of an airport located in the city of Itajubá, Minas Gerais, Brazil. 
In the aforementioned project, the ground soil consolidation is met thanks to the use of 
vertical drains, geogrid, and a drain layer made of crushed stone. Likewise, this MSc thesis 
describes the design methodologies, the geotechnical investigation plan for lab and field 
testing of the soft ground soil and embankment soil, and finally the outputs of the 
monitoring process. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
8 
 
ÍNDICE 
Capítulo 1 - Introdução ........................................................................................... 16 
1.1 Justificativa .............................................................................................................. 16 
1.2 Objetivos do Trabalho ............................................................................................ 17 
1.3 Estruturação do Trabalho ...................................................................................... 17 
Capítulo 2 - Aterros Aeroportuários, Metodologias Construtivas e 
Monitoramento de Obras Sobre Solos Moles ....................................................... 19 
2.1 Aterros Sobre Solos Moles .................................................................................... 19 
2.2 Metodologias Construtivas Sobre Solos Moles ................................................. 21 
2.2.1 Remoção Total ou Parcial do Solo Mole ............................................................. 22 
2.2.2 Aplicação de Sobrecargas e Execução do Aterro em Etapas ......................... 23 
2.2.3 Aterros com Bermas de Equilíbrio ....................................................................... 25 
2.2.4 Aterros Reforçados com Geossintéticos ............................................................ 25 
2.2.5 Aterros Estruturados por Colunas Granulares .................................................. 26 
2.2.6 Emprego de Drenos Fibroquímicos ..................................................................... 30 
2.2.7 Comparativo das Técnicas Construtivas Sobre Solos Moles ......................... 33 
2.3 Monitoramento de Obras Sobre Solos Moles .................................................... 35 
2.3.1 Medidas de Deslocamentos Verticais .................................................................. 36 
2.3.1.1 Placas de Recalque ................................................................................................. 37 
2.3.1.2 Extensômetros Magnéticos ................................................................................... 39 
2.3.1.3 Perfilômetros ............................................................................................................ 40 
2.3.2 Medidas de Deslocamentos Horizontais ............................................................. 40 
2.3.3 Medidas de Poropressão ....................................................................................... 42 
2.3.4 Interpretação dos Resultados de Monitoramento ............................................. 43 
2.3.4.1 Método de Asaoka (1978) ....................................................................................... 43 
Capítulo 3 - Critérios de Projeto de Aterros Sobre Solos Moles - 
Compressibilidade e Estabilidade ......................................................................... 46 
3.1 Adensamento em Argilas Moles ........................................................................... 46 
3.2 História de Tensões ................................................................................................ 47 
3.3 Previsão de Recalques e Deslocamentos Horizontais ..................................... 47 
3.3.1 Recalque Imediato ................................................................................................... 48 
3.3.2 Recalque por Adensamento Primário .................................................................. 50 
3.3.3 Tempo de Estabilização dos Recalques Primários ........................................... 50 
9 
 
3.3.3.1 Drenagem Unidimensional ............................................................................... 50 
3.3.3.2 Drenagem Radial.......................................................................................... 52 
3.3.3.3 Drenagem Combinada ...................................................................................... 55 
3.3.4 Considerações Relativas a Recalques Sobre Colunas Granulares ........ 55 
3.3.5 Recalque de Aterros Construído em Etapas .............................................. 56 
3.3.6 Recalque por Compressão Secundária ....................................................... 57 
3.3.7 Estimativa de Deslocamentos Horizontais ................................................. 59 
3.4 Estabilidade de Aterros Sobre Solos Moles ................................................... 60 
3.4.1 Resistência ao Cisalhamento não Drenada da Argila Mole - Su .............. 60 
3.4.2 Resistência do Aterro ..................................................................................... 62 
3.5 Estabilidade Quanto à Ruptura da Fundação ................................................ 63 
3.6 Análises de Estabilidade Global de Aterros não Reforçados ..................... 64 
3.7 Estabilidade de Aterros Construídos em Etapas ........................................... 64 
3.8 Estabilidade de Aterros Reforçados ................................................................ 65 
3.8.1 Considerações Relativas ao Projeto de Aterros Reforçados Sobre 
Solos Moles ..................................................................................................................... 67 
3.8.2 Métodos de Análises de Estabilidade .......................................................... 69 
3.9 Estabilidade de Aterros Sobre Colunas Granulares ..................................... 69 
3.9.1 Métodos Convencionais ................................................................................. 69 
3.9.2 Método de Priebe, 1995. ................................................................................. 73 
Capítulo 4 - Estudo de Caso - Obra de Implantação do Aeroporto de 
Itajubá/MG 75 
4.1 Localização da Obra ............................................................................................... 75 
4.2 Características Gerais da Obra ............................................................................. 76 
4.3 Geologia e Estratigrafia Regional ......................................................................... 78 
4.4 Investigações Geotécnicas ................................................................................... 78 
4.4.1 Estudos da Camada de Solo Compressível ............................................... 79 
4.4.1.1 Sondagens a Percussão ............................................................................. 79 
4.4.1.2 Ensaios Dilatométricos ............................................................................... 80 
4.4.1.3 Ensaios Triaxiais .......................................................................................... 86 
4.4.1.4 Ensaios de Adensamento Edométrico .................................................... 89 
Capítulo 5 - Obra de Implantação do Aeroporto de Itajubá/MG - Análises 
de Compressibilidade e Estabilidade .................................................................... 94 
10 
 
5.1 Parâmetros de Projeto ............................................................................................94 
5.2 Estimativa de Recalques e sua Evolução com o Tempo.................................. 95 
5.3 Análises de Estabilidade ........................................................................................ 99 
5.3.1 Situações Analisadas ...........................................................................................100 
5.3.2 Perfil Geotécnico ...................................................................................................101 
5.3.3 Parâmetros Geotécnicos .....................................................................................102 
5.3.4 Fator de Segurança Mínimo ................................................................................105 
5.3.5 Resultados Análises de Estabilidade ................................................................105 
5.4 Considerações - Análises de Compressibilidade e Estabilidade..................111 
Capítulo 6 - Execução dos Reforços e Estabilização do Solo de fundação 
do Aterro do Aeroporto de Itajubá/MG ................................................................ 112 
6.1 Metodologia Construtiva do Reforço de Fundação do Aterro .......................112 
6.2 Quantitativos dos Serviços de Reforço de Fundação do Aterro ...................121 
6.3 Instrumentação das Obras ..................................................................................122 
6.3.1 Periodicidade das Leituras ..................................................................................122 
6.3.2 Comentários Gerais Sobre a Instrumentação ..................................................122 
6.3.2.1 Inclinômetros .........................................................................................................122 
6.3.2.2 Placas de Recalque ...............................................................................................126 
6.3.2.3 Piezômetros Casagrande .....................................................................................127 
Capítulo 7 - Conclusões e Sugestões ................................................................. 133 
7.1 Considerações Finais ...........................................................................................133 
7.2 Conclusões ............................................................................................................133 
7.2.1 Investigações Geotécnicas .................................................................................133 
7.2.2 Análises de Estabilidade ......................................................................................134 
7.2.3 Análises de Compressibilidade ..........................................................................135 
7.2.4 Síntese Geral ..........................................................................................................135 
7.3 Sugestões para Pesquisas Futuras ...................................................................136 
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ....................................................................... 137 
ANEXO I – SONDAGENS À PERCUSSÃO ............................................................ 141 
ANEXO II – ENSAIOS DILATOMÉTRICOS ............................................................ 144 
 
 
 
 
11 
 
LISTA DE FIGURAS 
 
 
Figura 2.1 – Modelos de ruptura de aterros sobre solos moles (Almeida, 1996). ...................... 20 
Figura 2.2 - Fluxograma das soluções típicas na construção de aterros sobre solos moles 
(Coutinho, 2005). ......................................................................................................................... 22 
Figura 2.3 - Acidente envolvendo escavação em solo mole (Vale, 2012). .................................. 23 
Figura 2.4 - Efeito do pré-carregamento na evolução dos recalques com o tempo (Almeida e 
Marques, 2010). .......................................................................................................................... 24 
Figura 2.5 - Aterro compactado em múltiplas camadas (Almeida e Marques, 2010). ................ 24 
Figura 2.6 - Equilíbrio dos esforços atuante pelo emprego de berma de equilíbrio (Almeida e 
Marques, 2010). .......................................................................................................................... 25 
Figura 2.7 - Reforço da base de aterro sobre solo mole (Silva e Palmeira, 1998). ...................... 26 
Figura 2.8 - Equipamento de cravação das colunas granulares de brita (Keller). ....................... 28 
Figura 2.9 – Sequência executiva das colunas granulares de brita (Keller). ................................ 30 
Figura 2.10 - Evolução dos recalques com o tempo, com e sem a utilização de drenos (Almeida 
e Marques, 2010). ....................................................................................................................... 31 
Figura 2.11- Fluxo da água intersticial após a utilização dos drenos (Engegraut). ...................... 31 
Figura 2.12 - Execução dos geodrenos (Macaferri). .................................................................... 32 
Figura 2.13 - Estudo comparativo de custos de técnicas de estabilização (DNER, 1998) ........... 33 
Figura 2.14 - Instrumentação de aterros sobre solos moles (Almeida e Marques, 2010). ......... 36 
Figura 2.15 - Placas de recalque (Almeida e Marques, 2010). .................................................... 38 
Figura 2.16 - Preparação do terreno para instalação das placas de recalques (Almeida e 
Marques, 2010). .......................................................................................................................... 38 
Figura 2.17 - Esquema típico de um extensômetro magnético (Almeida e Marques, 2010). ..... 39 
Figura 2.18 - Esquema típico de um perfilômetro (Geokon incorporated, 2011). ...................... 40 
Figura 2.19 - Detalhe esquemático de um inclinômetro: (A) e (B) tubo inclinométrico e sonda 
inclinométrica, (C) sonda inclinométrica e (D) detalhe das leituras (Almeida e Marques, 2010).
 ..................................................................................................................................................... 41 
Figura 2.20 - Tipos de piezômetros (Vallejo et al., 2004). ........................................................... 42 
Figura 2.21 - Método de Asaoka - Interpretação de recalques (Almeida e Marques, 2010). ..... 45 
Figura 3.1 - Tipos de recalques (Almeida e Marques, 2010). ...................................................... 48 
Figura 3.2 - Distorção. ................................................................................................................ 48 
Figura 3.3 - Ábaco de Osterberg. ................................................................................................. 49 
Figura 3.4 - Gráfico da porcentagem de adensamento (Uv) com o fator tempo (Tv). ................. 51 
Figura 3.5 - Altura ou distância de drenagem. (a) duas faces drenantes; (b) uma face drenante.
 ..................................................................................................................................................... 52 
Figura 3.6 – Drenagem Radial pela incorporação de drenos verticais (Fundesp, 2002). ............ 52 
Figura 3.7 - Malha quadrada e triangular, respectivamente (Almeida e Marques, 2010). ......... 53 
Figura 3.8 - Área de influência do dreno (Almeida e Marques, 2010). ....................................... 54 
Figura 3.9 - Diâmetro equivalente de um dreno vertical geossintético (Almeida e Marques, 
2010). .......................................................................................................................................... 54 
Figura 3.10 - Ábaco de Priebe para obtenção do fator de redução dos recalques (Almeida e 
Marques, 2010). ..........................................................................................................................56 
Figura 3.11 - Aterro construído em etapas (Almeida e Marques, 2010). .................................... 57 
 
12 
 
Figura 3.12 - Construção da linha de fim do secundário. ............................................................ 58 
Figura 3.13 - Ruptura através do aterro e fundação (Perboni, 2003). ........................................ 60 
Figura 3.14 - Fator de Correção Bjerrum (Torstensson, 1977). ................................................... 61 
Figura 3.15 - Profundidade de fissura de tração de um aterro coesivo (Almeida e Marques, 
2010). .......................................................................................................................................... 62 
Figura 3.16 - Exemplos de reforços em aterros sobre solos moles (Almeida e Marques, 2010). 66 
Figura 3.17 - Fator de segurança de aterros não-reforçados e reforçados: (a) reforço .............. 67 
Figura 3.18 - Classes de ruptura de aterros sobre solos moles (Jewell et al., 1982). .................. 67 
Figura 3.19 - Efeito do adensamento do solo mole de fundação. ............................................... 69 
Figura 3.20 - Diâmetros de influência das distribuições em malha das colunas de brita 
(LIMA,2012). ................................................................................................................................ 70 
Figura 3.21 - Esquema de célula unitária e distribuição de tensões nas colunas granulares 
(Almeida e Marques, 2010). ........................................................................................................ 71 
Figura 3.22 - Fatores de carga suportados pelas colunas granulares (Priebe,1995). .................. 74 
Figura 4.1 - Mapa de localização das obras (Engesolo, 2016). .................................................... 75 
Figura 4.2 - Planta Geral - Aeroporto de Itajubá/MG (Engesolo, 2016). .................................... 77 
Figura 4.3 - Execução de sondagem à percussão (Engesolo, 2016). ........................................... 80 
Figura 4.4 - a) Unidades de medida/controle e b) vistas frontal e transversal da lâmina 
(Engesolo, 2016). ......................................................................................................................... 81 
Figura 4.5 - Conjunto mecanizado para execução do ensaio dilatométrico - DMT (Engesolo, 
2016). .......................................................................................................................................... 82 
Figura 4.6 - Detalhe do sistema hidráulico de cravação da lâmina, a qual é conectada à unidade 
de aquisição de dados pela tubulação que passa no interior das hastes de cravação (Engesolo, 
2016). .......................................................................................................................................... 82 
Figura 4.7 – Análise dos resultados dos ensaios dilatométricos – Comportamento da Razão de 
Sobreadensamento do solo - OCR. .............................................................................................. 84 
Figura 4.8 - Análise dos resultados dos ensaios dilatométricos - Coesão não drenada - Cu, com 
as condições in situ constante e variável. ................................................................................... 84 
Figura 4.9 - Análise dos resultados dos ensaios dilatométricos - Coesão não drenada - Cu, com 
as condições in situ e após carregamento (adensado) constante e variável. ............................. 85 
Figura 4.10 - Análise dos resultados dos ensaios dilatométricos e triaxiais - Coesão não 
drenada - Cu, com as condições in situ e após carregamento (adensado) constante e variável. 85 
Figura 4.11 - Corpos de prova após a ruptura (Engesolo, 2016). ................................................ 87 
Figura 4.12 - Envoltórias de resistência para tensões efetivas e totais (Engesolo, 2016). .......... 88 
Figura 4.13 - Prensa de adensamento edométrico e amostras de solo mole coletadas - tubos 
Shelby (Engesolo, 2016). ............................................................................................................. 89 
Figura 4.14 - Curva de compressão do solo - Est. 7+10 (Engesolo, 2016). .................................. 90 
Figura 4.15 - Curva de compressão do solo - Est. 37+10 (Engesolo, 2016). ................................ 91 
Figura 4.16 - Curva de compressão do solo - Est. 67+10 (Engesolo, 2016). ................................ 92 
Figura 5.1 - Perfil geotécnico do solo. ......................................................................................... 96 
Figura 5.2 - Perfil geotécnico do solo - Execução de aterro em camada única - h=4,0m. ......... 101 
Figura 5.3 - Perfil geotécnico do solo - Execução de aterro em etapas - h=2,0m. .................... 102 
Figura 5.4 - Resultado análise de estabilidade - Execução do aterro em camada única - h=4m, 
sem intervenção de reforço de fundação, (a) Su constante com a profundidade – 12kPa (b) Su 
crescente com a profundidade – 6 a 12kPa. ............................................................................. 105 
13 
 
Figura 5.5 - Resultado análise de estabilidade - Execução do aterro em etapas (1 etapa de 
carregamento - h=2m), sem intervenção de reforço de fundação, (a) Su constante com a 
profundidade – 12kPa (b) Su crescente com a profundidade – 6 a 12kPa. ............................... 106 
Figura 5.6 - Resultado análise de estabilidade - Execução do aterro em etapas (2 etapa de 
carregamento - h=2m), sem intervenção de reforço de fundação,(a) Su constante com a 
profundidade – 20kPa (b) Su crescente com a profundidade – 10 a 25kPa. ............................. 107 
Figura 5.7 - Resultado análise de estabilidade - Execução do aterro em etapas (2 etapa de 
carregamento - h=2m), sem intervenção de reforço de fundação,(a) Su constante com a 
profundidade – 20kPa (b) Su crescente com a profundidade – 10 a 25kPa – Fase de operação 
(sobrecarga 16t). ....................................................................................................................... 108 
Figura 5.8 - Resultado análise de estabilidade - Execução do aterro em camada única - h=4m, 
com intervenção de reforço da fundação por meio da inclusão de colunas granulares de brita, 
final de construção (sem sobrecarga) e fase de operação (sobrecarga de 16t). ...................... 109 
Figura 6.1 - Vista da área do aterro do aeroporto de Itajubá/MG (Engesolo, 2016). ............... 112 
Figura 6.2 - Vista da área onde será executado o reforço do subsolo para a implantação do 
aterro (Engesolo, 2016). ............................................................................................................ 112 
Figura 6.3 – Lançamento do aterro de conquista (Engesolo, 2016). ......................................... 113 
Figura 6.4 – Execução do caminho de serviço (Engesolo, 2016). .............................................. 113 
Figura 6.5 – Locação das estacas granulares de brita (Engesolo, 2016). ................................... 114 
Figura 6.6 – Equipamentos para cravação dos reforços granulares (Engesolo, 2016). ............. 115 
Figura 6.7 – Execução/acabamento das colunas granulares de brita (Engesolo, 2016)............ 115 
Figura 6.8 – Boletim individual com os dados da coluna granular de brita (Aterpa, 2016). ..... 116 
Figura 6.9 – Lançamento do colchão/lastro drenante de brita de gnaisse (Engesolo, 2016). .. 117 
Figura 6.10 – Conclusão do colchão/lastro drenante (Engesolo, 2016). ................................... 117 
Figura 6.11 – Lançamento da geogrelha sobre o colchão/lastro drenante (Engesolo, 2016). .. 118 
Figura 6.12 – Conclusão da colocação da geogrelha sobre o colchão drenante (Engesolo, 2016).
 ...................................................................................................................................................118 
Figura 6.13 – Lançamento da primeira camada de aterro sobre a geogrelha (Engesolo, 2016).
 ................................................................................................................................................... 119 
Figura 6.14 – Compactação da primeira camada de aterro (Engesolo, 2016). ......................... 120 
Figura 6.15 – Registro da cheia de 2009 vista local na rotatória do acesso à Helibrás ............. 120 
Figura 6.16 – Execução de enrocamento para a proteção da saia de aterro (Engesolo, 2016). 121 
Figura 6.17 – Inclinômetro 01 – Estaca 52+10 (Aterpa, 2016). ................................................. 123 
Figura 6.18 – Inclinômetro 02 – Estaca 67+10 (Aterpa, 2016). ................................................. 123 
Figura 6.19 – Inclinômetro 04 – Estaca 22+10 (Aterpa, 2016). ................................................. 124 
Figura 6.20 – Inclinômetro 05 – Estaca 37+10 (Aterpa, 2016). ................................................. 124 
Figura 6.21 – Inclinômetro 03 – Estaca 7+10 (Aterpa, 2016). ................................................... 125 
Figura 6.22 – Inclinômetro 06 – Estaca 67+10 (Aterpa, 2016). ................................................. 125 
Figura 6.23 – Monitoramento por placas de recalque (Aterpa, 2016). ..................................... 126 
Figura 6.24 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-02 (Aterpa, 2016). ................... 127 
Figura 6.25 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-09 (Aterpa, 2016). ................... 127 
Figura 6.26 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-11 (Aterpa, 2016). ................... 128 
Figura 6.27 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-01 (Aterpa, 2016). ................... 128 
Figura 6.28 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-03 (Aterpa, 2016). ................... 129 
Figura 6.29 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-04 (Aterpa, 2016). ................... 129 
14 
 
Figura 6.30 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-05 (Aterpa, 2016). ................... 130 
Figura 6.31 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-08 (Aterpa, 2016). ................... 130 
Figura 6.32 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-06 (Aterpa, 2016). ................... 131 
Figura 6.33 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-07 (Aterpa, 2016). ................... 131 
Figura 6.34 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-07 (Aterpa, 2016). ................... 132 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
15 
 
LISTA DE TABELAS 
 
Tabela 2-1 - Resumo das metodologias construtivas e suas características (Almeida e Marques, 
2010). .......................................................................................................................................... 34 
Tabela 3-1 - Áreas e raios de influência para diferentes tipos de malha. (BALAAM &POULOS, 
1983). .......................................................................................................................................... 70 
Tabela 3-2 - Valores típicos de Ec e ϕc para colunas de brita (Cooper & Rose, et al., 1999). ...... 72 
Tabela 4-1: Classificação dos solos em função da resistência (NBR-6484). ................................ 79 
Tabela 4-2: Identificação e profundidades dos ensaios (Engesolo, 2016). ................................. 80 
Tabela 4-3:Parâmetros obtidos nos ensaios dilatométricos (Engesolo, 2016). .......................... 83 
Tabela 4-4:Parâmetros obtidos nos ensaios de adensamento edométrico - Estaca 7+10 .......... 90 
Tabela 4-5:Parâmetros obtidos nos ensaios de adensamento edométrico - Estaca 37+10 
(Engesolo,2016). .......................................................................................................................... 91 
Tabela 4-6:Parâmetros obtidos nos ensaios de adensamento edométrico - Estaca 67+10 
(Engesolo,2016). .......................................................................................................................... 92 
Tabela 5-1:Parâmetros geotécnicos dos materiais de aterro, solo compressível, coluna de brita 
e solo residual de fundação......................................................................................................... 95 
Tabela 5-2:Parâmetros geotécnicos do solo compressível para as fases inicial e final de 
construção e da coluna de brita. ............................................................................................... 103 
Tabela 5-3: Parâmetros geotécnicos empregados nas análises de estabilidade. ..................... 104 
Tabela 5-4: Resumo dos fatores de segurança para as situações analisadas. .......................... 110 
Tabela 6-1: Detalhamento das profundidades da camada de solo argiloso mole e/ou 
compressível, detectada em cada localização (Engesolo, 2016). .............................................. 114 
Tabela 6-2:Especificações técnicas da geogrelha (Engesolo, 2016). ........................................ 118 
Tabela 6-3: Quantitativos dos serviços de reforço de fundação de aterro (Engesolo, 2016). .. 121 
 
 
16 
 
Capítulo 1 - Introdução 
1.1 Justificativa 
 
O projeto de aterros sobre argilas moles é um dos mais importantes e interessantes tópicos da 
engenharia geotécnica. Nele o projetista pode aplicar as teorias desenvolvidas na ciência 
Mecânica dos Solos, ajustando às numerosas observações de comportamento de aterros reais, 
seja pelas medidas de deformações, seja pela observação de rupturas, provocadas ou não, 
estudadas e relatadas em depoimentos publicados. É um tipo de projeto em que os benefícios de 
uma investigação aprimorada, com ensaios de laboratório, em complementação a programas de 
ensaios no campo, justificam plenamente os investimentos feitos (Almeida e Marques, 2010). 
Depósitos de argilas moles, sedimentos relativamente recentes, nas costas oceânicas e nas 
várzeas ribeirinhas, ocorrem em todo o mundo e, especialmente, no Brasil, com sua imensa 
costa litorânea. As baixadas litorâneas, historicamente ocupadas pelos assentamentos 
populacionais e, no presente, locais de implantação do sistema portuário necessário para a 
exportação de nossa produção, apresentam imensos depósitos de sedimentos marinhos a serem 
enfrentados. No interior do país, as vias rodoviárias e ferroviárias não têm como evitar a 
transposição das várzeas de sedimentos moles dos rios e córregos a serem transpostos, 
oferecendo amplo campo de aplicação da engenharia de projeto e construção sobre depósitos de 
argilas moles (Almeida e Marques, 2010). 
Atualmente, é cada vez mais importante estudar o comportamento de obras sobre solos 
saturados/compressíveis "solos moles", pois as áreas de solos competentes, do ponto de vista 
geotécnico, estão escassas para construção de novos empreendimentos. 
No Brasil, esse tema é de grande interesse, pois, ao longo de toda costa do país e nas várzeas dos 
rios, existem abundantes depósitos de argila mole, que impõem severos desafios à engenharia 
geotécnica, como a ruptura de aterros ou seu recalque excessivo. 
Este contexto é particularmente grave em projetos de aterros aeroportuários sobre solos moles, 
bastante frequentes e que são afetados, em larga escala, pelas condicionantes de prazos e 
cronogramas destes empreendimentos. 
 
17 
 
Assim, torna-se imprescindível a realização de estudos geotécnicos específicos para obras desta 
natureza, particularmente em termos de processos de estabilização e reforço dos aterros e do 
solo mole de fundação. A aplicação de aterros reforçados com elementos poliméricos e de 
drenos verticaisde brita está, cada vez mais, assumindo as características de maior viabilidade e 
confiabilidade, condicionando os projetos a uma maior integralização dos parâmetros adotados 
com as propriedades reais dos solos moles existentes. Neste caso, procedimentos mais 
detalhados de investigação geotécnica dos solos locais, em termos de ensaios de campo e de 
laboratório, propiciam elementos mais consistentes para uma análise mais abrangente e mais 
criteriosa das condições de estabilidade e compressibilidade dos aterros aeroportuários sobre 
fundações compressíveis. 
1.2 Objetivos do Trabalho 
A presente dissertação tem como objetivo principal avaliar o comportamento de aterros 
aeroportuários sobre solos moles, em termos de estabilidade e de compressibilidade, 
considerando a aplicação de elementos de reforço da fundação compressível e de dispositivos de 
aceleração de recalques. 
Para o caso específico da obra de implantação do aeroporto de Itajubá/MG, identificou-se uma 
fundação compressível muito espessa, com baixa capacidade de suporte e elevada 
compressibilidade. Como solução de tratamento, foram incorporados ao solo de fundação 
drenos verticais de brita, e na base do aterro, foi executado colchão drenante e geogrelha flexível 
como elementos de reforço. 
A presente dissertação consiste, na avaliação global destas soluções, no contexto dos trabalhos 
de investigações geotécnicas, critérios de projeto e metodologias construtivas, bem como a 
análise das condições reais de execução da obra. 
1.3 Estruturação do Trabalho 
Este trabalho foi dividido em sete capítulos, com as seguintes abordagens: 
Capítulo 1: Contextualização geral do tema, caracterizando-se a importância da pesquisa 
realizada, objetivos propostos e estruturação do trabalho. 
18 
 
Capítulo 2: Neste capítulo, serão abordadas as metodologias mais usuais de projetos de aterros 
aeroportuários sobre solos compressíveis, destacando-se a conceituação geral de aterros 
aeroportuários sobre solos moles, técnicas de estabilização e reforço do aterro (execução de 
aterros em etapas, bermas de equilíbrio e aterros reforçados com geossintéticos) e técnicas de 
estabilização e reforço do solo compressível de fundação (remoção total ou parcial do solo 
mole, drenos verticais e aterros sobre colunas granulares de brita), bem como o monitoramento 
de obras sobre solos moles. 
Capítulo 3: Abordagem dos principais critérios de projeto de aterros sobre solos moles, 
envolvendo principalmente as análises de compressibilidade e estabilidade, abrangendo a 
previsão de recalques e deslocamentos horizontais, o dimensionamento de drenos verticais, 
modos de ruptura de aterros sobre solos moles, altura crítica do aterro, análise de estabilidade 
global de aterros reforçados e não reforçados sobre solos moles, e as análises de estabilidade de 
aterros sobre colunas granulares. 
Capítulo 4: Apresentação das características gerais da obra, incluindo a localização geográfica, 
geologia e estratigrafia local, histórico da obra, investigações geotécnicas (campo e laboratório) 
realizadas para a caracterização do solo compressível de fundação, bem como para a 
caracterização dos materiais a serem empregados na construção do aterro. 
Capítulo 5: Neste capítulo, serão abordadas as considerações preliminares à elaboração do 
projeto de implantação do aterro do aeroporto de Itajubá/MG (parâmetros de projeto, análises de 
estabilidade do aterro e fundação, análises de compressibilidade da fundação e resultados 
obtidos nos estudos de estabilidade). 
Capítulo 6: Projeto e execução das estruturas de reforço de fundação do aterro com estacas 
granulares de brita, reforço da base do aterro com geossintéticos, colchão/lastro drenante de 
brita. Será ainda apresentado o monitoramento da pista de pouso e decolagem durante a 
execução e operação do aterro (monitoramento de deslocamentos verticais, deslocamentos 
horizontais e medidas de poropressão). 
Capítulo 7: Conclusões finais obtidas no trabalho, reavaliação global das condicionantes de 
estabilidade e de compressibilidade da fundação do aterro do aeroporto de Itajubá/MG, bem 
como propostas para pesquisas adicionais que visem complementar e dar continuidade aos 
estudos relacionados à construção de aterros de aeroportos sobre solos moles. 
19 
 
Capítulo 2 - Aterros Aeroportuários, Metodologias 
Construtivas e Monitoramento de Obras Sobre 
Solos Moles 
 
 
A implantação de obras aeroportuárias requer a elaboração de um projeto adequado de 
terraplenagem, que delimitará ao longo da pista os trechos que serão implantados em corte e 
aqueles que serão executados em aterros. Aterros constituem todos aqueles segmentos da via 
cuja implementação requer o depósito de materiais (que deverão ser criteriosamente 
selecionados), podendo estes serem oriundos dos próprios cortes e/ou áreas de empréstimo. As 
operações relacionadas à execução do aterro compreendem a descarga, o espalhamento, a 
correção da umidade (umedecimento ou aeração) e a compactação dos materiais escavados, para 
confecção do corpo e da camada final de terraplenagem. 
As obras de terraplenagem para a execução dos aterros necessários à implantação de toda a 
superestrutura dos aeroportos no Brasil devem seguir as especificações técnicas vigentes, 
sobretudo na Agência Nacional de Aviação Civil - ANAC, no que se refere aos materiais 
empregados na construção do aterro, bem como na fiscalização e aceitação dos serviços. 
2.1 Aterros Sobre Solos Moles 
A execução de aterros sobre solos moles, que se caracterizam por apresentarem baixa resistência 
ao cisalhamento e elevada compressibilidade, exigem análises específicas e a adoção de 
procedimentos não convencionais para a superação dos problemas detectados. 
Um fator de grande relevância nos estudos do comportamento de obras sobre solos moles 
corresponde às análises de suas condições de estabilidade interna (aterro), estabilidade externa 
(fundação) e estabilidade global (aterro+fundação), cujos modelos de ruptura são ilustrados na 
Figura 2.1 – Modelos de ruptura de aterros sobre solos moles (Almeida, 1996). 
 
20 
 
 
Figura 2.1 – Modelos de ruptura de aterros sobre solos moles (Almeida, 1996). 
 
Assim, técnicas diversas têm sido desenvolvidas ou aperfeiçoadas, nestas últimas décadas, com 
a finalidade de excluir ou minimizar os problemas originados pela elevada compressibilidade e 
baixa resistência dos solos moles. Entre estas técnicas, citam-se os processos de estabilização 
hidráulica, estabilização física e reforço dos solos (Perboni, 2003). 
Os mecanismos de estabilização hidráulica do solo de fundação baseiam-se na alteração das 
condições de fluxo da água intersticial presente na massa do solo, enquanto que na estabilização 
física, o emprego de elementos laterais ou mesmo alterações de geometria no aterro, criam 
esforços de compensação aos esforços induzidos sobre o solo compressível. 
Quanto às técnicas de reforço, tem-se a melhoria significativa das propriedades geotécnicas da 
fundação devido à inserção de materiais, sobretudo os geossintéticos, que formam um material 
compósito muito mais competente do ponto de vista geotécnico. Na engenharia geotécnica é 
muito comum o uso combinado de mais de uma técnica para se obter resultados satisfatórios e 
atender aos prazos cada vez mais restritos para a entrega das obras. 
 
21 
 
2.2 Metodologias Construtivas Sobre Solos Moles 
A técnica construtiva mais adequada está associada a diversas questões, que abrangem 
basicamente as características do depósito, a utilização da área, envolvendo também a vizinhança 
local, os prazos construtivos e os custos envolvidos na implantação do empreendimento. 
Restrições de prazopodem inviabilizar as técnicas convencionais de execução de aterros sobre 
solos moles, favorecendo as técnicas mais avançadas do ponto de vista construtivo, e ainda, as 
antigas técnicas de remoção do solo mole de fundação se tornam cada vez mais restritas, em 
virtude das espessas camadas de solo mole e da inexistência de áreas disponíveis para o descarte 
desses materiais. Outro ponto importante, é que muitas vezes há também a restrição de espaço, 
que pode inviabilizar o uso de bermas de equilíbrio. 
Em virtude das diversas condicionantes para uma escolha consciente da técnica a ser adotada em 
cada caso, apresenta-se a seguir algumas das diversas metodologias construtivas sobre solos 
moles, bem como um fluxograma com as principais técnicas utilizadas no Brasil - Figura 2.2, e ao 
final deste item um quadro sucinto com as diversas técnicas construtivas – Tabela 2.1. 
 
 
22 
 
 
Figura 2.2 - Fluxograma das soluções típicas na construção de aterros sobre solos moles (Coutinho, 
2005). 
 
2.2.1 Remoção Total ou Parcial do Solo Mole 
 
A substituição de solos moles consiste na retirada total ou parcial desses solos por meio de dragas 
ou escavadeiras e na imediata execução de um reaterro em substituição ao solo mole. Esse 
método construtivo é utilizado em geral nos depósitos com espessuras de solos compressíveis de 
até 4 metros e tem como vantagem a diminuição ou eliminação dos recalques e o aumento do 
fator de segurança contra ruptura (Almeida e Marques, 2010). 
Inicialmente é executado um aterro de conquista sobre o solo mole, apenas para permitir a entrada 
de equipamentos, e logo após a draga inicia a escavação do solo mole, seguido do preenchimento 
da cava com material proveniente de áreas de empréstimo. A substituição pode ainda ser efetuada, 
realizando-se o lançamento de pedra jogada, de tal forma que o enrocamento expulsa a água 
presente no solo mole, tornando-o mais resistente e menos deformável. 
23 
 
Em função da baixa capacidade de suporte dessas camadas superficiais, a remoção deve ser 
previamente planejada, pois o desconfinamento da massa de solo durante a escavação é uma 
condicionante de risco que poderá conduzir a acidentes, conforme ilustrado na Figura 2.3. 
 
Figura 2.3 - Acidente envolvendo escavação em solo mole (Vale, 2012). 
 
2.2.2 Aplicação de Sobrecargas e Execução do Aterro em Etapas 
 
A aplicação de sobrecargas, na forma de aterros não compactados, tem a finalidade de expulsar a 
água intersticial a partir de um carregamento, iniciando-se um mecanismo de adensamento, 
caracterizado por um processo gradual de transferência de excesso de poropressões em tensões 
efetivas. Com a saída da água, o índice de vazios é reduzido e o rearranjo das partículas confere 
maior resistência à camada, crescente com o decorrer do tempo até alcançar um nível de 
equilíbrio. A atuação da sobrecarga propicia uma substancial redução previa dos recalques 
previstos - Figura 2.4, de forma que a estrutura final possa absorver, sem maiores problemas, os 
recalques remanescentes (Almeida e Marques, 2010). 
24 
 
 
Figura 2.4 - Efeito do pré-carregamento na evolução dos recalques com o tempo (Almeida e Marques, 
2010). 
 
A construção dos aterros compactados, bem como a utilização de sobrecarga, fica condicionada à 
capacidade de suporte dos solos de fundação e esse requisito implica comumente a necessidade de 
construção do aterro em várias etapas. Essa técnica consiste em promover gradativamente o 
aumento da capacidade de suporte do solo mole, pelo acréscimo das tensões efetivas, a partir da 
aplicação de cargas inferiores ao carregamento final, em estágios sucessivos - Figura 2.5. Os 
procedimentos envolvem análises detalhadas das condições de estabilidade e de 
compressibilidade do aterro (Perboni, 2003). 
 
 
Figura 2.5 - Aterro compactado em múltiplas camadas (Almeida e Marques, 2010). 
 
Trata-se de uma técnica bastante simples, mas que demanda longos períodos para a completa 
estabilização dos recalques, o que em muitos casos não é adequado. Na prática é comum a 
utilização dessa técnica em conjunto com outros processos capazes de acelerar globalmente o 
processo de adensamento da camada. 
 
25 
 
2.2.3 Aterros com Bermas de Equilíbrio 
 
O emprego de bermas de equilíbrio é uma solução de estabilização física, não alterando as 
propriedades geotécnicas do solo mole da fundação - Figura 2.6. O princípio desta técnica está 
associado ao equilíbrio dos esforços atuantes pela execução de plataformas laterais de contrapeso, 
construídas junto ao aterro principal, que são responsáveis por criar um momento contrário ao de 
ruptura provocado pela carga do aterro, aumentando o confinamento e consequentemente a 
capacidade de carga da fundação. 
É possível também evitar o deslocamento dos materiais instáveis, durante a execução do aterro, 
visto que as bermas de equilíbrio servem de contrapeso aos empuxos resultantes da carga do 
aterro principal (Almeida e Marques, 2010). 
 
Figura 2.6 - Equilíbrio dos esforços atuante pelo emprego de berma de equilíbrio (Almeida e Marques, 
2010). 
 
Os principais condicionantes do emprego de bermas de equilíbrio referem-se à quantidade de 
material de aterro necessário e a amplas áreas laterais para sua implantação. 
2.2.4 Aterros Reforçados com Geossintéticos 
Este método consiste na inclusão de materiais poliméricos de elevada resistência e rigidez na base 
do aterro - Figura 2.7, aumentando-se o fator de segurança do sistema em termos de estabilidade 
global, durante o processo executivo e nas fases subsequentes de adensamento do solo de 
fundação (Silva e Palmeira, 1998). 
26 
 
 
Figura 2.7 - Reforço da base de aterro sobre solo mole (Silva e Palmeira, 1998). 
 
Essas inclusões podem ser na forma de geotêxteis ou geogrelhas, que são elementos 
bidimensionais, diferenciados pelos mecanismos de interação solo-reforço. No caso dos 
geotêxteis, a interação resulta basicamente do atrito gerado na interface entre o solo e a superfície 
de reforço, enquanto que nas geogrelhas os mecanismos responsáveis pela condição estabilizadora 
do aterro são resultantes do atrito e da resistência passiva ou ancoragem (Perboni, 2003). 
Com base em estudos feitos sobre aterros reforçados (Almeida, 1996; Silva e Palmeira, 1998), 
constata-se que este método proporciona melhor distribuição das tensões aplicadas pelo aterro 
sobre o solo de fundação, minimização dos recalques diferenciais, redução dos deslocamentos 
horizontais, redução do tempo de execução, aumento do fator de segurança do conjunto e o 
aumento da vida útil da obra. 
2.2.5 Aterros Estruturados por Colunas Granulares 
 
A técnica de melhoramento de solo com colunas de brita foi desenvolvida no final da década de 
1950 na Europa. Essa técnica consiste na formação de colunas de brita por meio de 
vibrosubstituição com material granular (brita) de camadas com baixa capacidade de suporte do 
subsolo. 
 
27 
 
Essa solução garante a drenagem das camadas moles e saturadas, quando solicitadas pelos aterros, 
acelerando os seus recalques. A inclusão das colunas granulares reforçam as camadas 
compressíveis reduzindo os valores dos referidos recalques, sendo importante também, o ganho 
de estabilidade dos aterros sobre os solos moles bem como a redução das solicitações horizontais 
sobre as estruturas implantadas na área de tratamento, que se originam devido aos recalques. 
Essas inclusões de brita apresentam módulo de deformabilidade elevado se comparado ao solo 
compressível circunvizinho e, ainda, grande capacidade de drenagem. Estes elementos reduzem o 
período de consolidação pela concentração e redistribuição dascargas aplicadas, aumentando a 
capacidade de suporte do solo de fundação e minimizando os recalques. 
Como regra, as colunas de brita são executadas com um vibrador trémie, que tem na sua 
extremidade superior um crivo e uma tremonha para alimentação da brita. Esses equipamentos, 
desenvolvidos especialmente para execução de colunas de brita, são dotados de tubos vibradores 
de baixa frequência, que podem ser montados sobre esteiras, chamados vibrocats - Figura 2.8. Os 
vibrocats podem ser empregados na execução de colunas de brita até 20m de profundidade. Em 
situações em que a profundidade de instalação das colunas de brita for acima de 20m, os 
vibradores são acoplados a guindastes - Sistema S-Alpha - e podem executar colunas em 
profundidades superiores a 30m. O sistema S-Alpha também é utilizado em obras offshore, onde 
pode ser montado em gruas sobre embarcações. 
Em relação às características do vibrador, é relevante referir que este é constituído por um motor 
elétrico montado dentro de um cilindro, que faz girar uma massa excêntrica em torno de um eixo 
vertical, provocando as vibrações radiais. O comprimento dos vibradores varia entre 3m e 5m, 
sendo conectados a tubos prolongadores para se atingir profundidades maiores. Os equipamentos 
vibratórios, além de garantirem a verticalidade das colunas de brita por meio do peso do vibrador, 
também são fundamentais para compactação e expansão lateral da brita contra o solo envolvente. 
28 
 
 
Figura 2.8 - Equipamento de cravação das colunas granulares de brita (Keller). 
 
Em situações em que houver camadas superficiais de solo muito compactas, faz-se necessária à 
execução de pré-furo para auxiliar a penetração do equipamento vibratório. 
Quando o conjunto solo-coluna é carregado, ocorre concentração de tensões nas colunas pelo 
efeito de maior rigidez das colunas, comparativamente ao solo mole circundante. 
Numa coluna, o material que constitui a brita não apresenta coesão interna, então, quando ela é 
carregada verticalmente, apresenta uma tendência de se expandir radialmente. Assim, o solo atua 
por um mecanismo de reação passiva contrária à brita pela tensão de confinamento. 
A distribuição uniforme das colunas pela área de solo a tratar é essencial para alcançar um bom 
resultado quanto ao melhoramento do solo. 
Outro aspecto positivo da técnica de melhoria de solos com uso de colunas de brita é a facilidade 
construtiva, garantindo produtividade e redução de custos às obras construídas sobre solos moles. 
 
 
 
29 
 
 O método construtivo é realizado em cinco etapas - Figura 2.9: 
1-Preparação 
O equipamento é instalado no ponto de penetração e estabilizado com macacos hidráulicos. A 
alimentação da brita é assegurada por uma caçamba elevatória. 
2-Enchimento 
A brita contida na caçamba é despejada na tremonha do vibrador, que é em seguida fechada. A 
utilização de ar comprimido permite o fluxo contínuo da brita até o orifício de saída. 
3-Penetração 
Por meio da insuflação de ar comprimido e da ativação sobre o vibrador, este desce até a 
profundidade do solo competente, comprimindo-o lateralmente. 
4-Compactação 
Quando a profundidade estabelecida é atingida, sobe-se ligeiramente o vibrador e a brita é 
colocada no espaço livre. Em seguida, volta-se a descer o vibrador para expandir lateralmente a 
brita contra o solo, compactando-os. 
5-Acabamento 
A coluna de brita é assim executada por passos sucessivos, até a superfície. 
Para a execução de colunas de brita usa-se agregado pétreo com granulometria na faixa de 
12,5mm a 35mm (brita nº 1 a 2 de gnaisse), o mesmo deve ser inerte e limpo, ou seja, sem a 
presença de finos. 
 
 
30 
 
 
Figura 2.9 – Sequência executiva das colunas granulares de brita (Keller). 
2.2.6 Emprego de Drenos Fibroquímicos 
 
A utilização de drenos verticais promove a aceleração dos recalques ao diminuir o caminho de 
drenagem dentro da massa de solo compressível para cerca da metade da distância horizontal 
entre os drenos. 
Os drenos verticais de areia foram pioneiramente utilizados em fins de 1920, no estado da 
Califórnia, USA. Nos anos 1970 começou-se empregar os drenos pré-fabricados (drenos 
fibroquímicos ou geodrenos), que consistem em um núcleo de PVC ou PEAD com filtro de 
geotêxtil ao redor. 
Essa solução melhora a drenagem das camadas moles, acelerando o processo de adensamento 
devido à execução dos aterros - Figura 2.10. Vale ressaltar que a utilização dos drenos 
fibroquímicos não reduz a magnitude dos referidos recalques previstos, e não contribuem como 
elementos de reforço para aumento da estabilidade dos aterros sobre os solos moles. 
31 
 
 
Figura 2.10 - Evolução dos recalques com o tempo, com e sem a utilização de drenos (Almeida e 
Marques, 2010). 
 
Com instalação de drenos verticais, a direção do fluxo de água da massa de solo passa de 
predominantemente vertical para horizontal (radial) - Figura 2.11. A água coletada pelos 
elementos verticais é encaminhada para a superfície do terreno natural, para o colchão drenante, 
que deve ter espessura e declividade suficientes para o seu lançamento por gravidade ou por 
bombeamento. 
 
Figura 2.11- Fluxo da água intersticial após a utilização dos drenos (Engegraut). 
 
O método consiste na cravação de membranas plásticas, com cerca de 10cm de largura por 5mm 
de espessura, envolvidas por geomembranas. A cravação é feita por meio de lanças verticais, que 
podem atingir cerca de 30 metros de profundidade - Figura 2.12. 
 
32 
 
Segue-se com a aplicação de aterro provisório de sobrecarga para que os drenos absorvam e 
filtrem as águas desses solos, gerando um “rebaixamento” dos mesmos, tornando-os mais densos 
e minimizando os recalques ao longo do tempo. 
A implantação dos geodrenos inicia-se com a demarcação dos locais onde os drenos serão 
cravados. Terminado este procedimento, inicia-se a cravação dos drenos, que é feita por 
equipamento de cravação com torre adequada à profundidade que o dreno deverá alcançar. No 
centro da torre, está instalada a lança que levará o dreno à profundidade exigida no projeto. 
O geodreno é introduzido no interior da lança de cravação até a sua extremidade inferior, onde é 
preso a uma ponteira metálica especial. Em seguida, a lança é acionada para baixo, levando o 
geodreno à profundidade projetada. Como o solo tem baixa resistência, não há necessidade de 
fluido perfurante auxiliar. 
Feita a cravação, o geodreno é cortado manualmente, sempre alguns centímetros acima do solo. 
Após a cravação dos drenos, é colocada uma manta drenante (areia ou tecido geossintético) sobre 
a área a ser adensada e sobre essa manta é executado um aterro 
provisório.
 
Figura 2.12 - Execução dos geodrenos (Macaferri). 
 
33 
 
2.2.7 Comparativo das Técnicas Construtivas Sobre Solos Moles 
 
Neste item será apresentado um quadro resumo das diversas técnicas construtivas existentes para 
a construção de obras sobre solos moles, salientando-se alguns parâmetros necessários, bem como 
algumas desvantagens e graus de confiabilidade de cada técnica. 
A técnica a ser adotada requer estudos específicos de cada caso. Os principais pontos são 
norteados basicamente em função do custo - Figura 2.13, prazos para estabilização dos recalques 
e parâmetros geotécnicos da camada compressível a ser tratada, bem como o porte da obra a ser 
implantada. 
 
Figura 2.13 - Estudo comparativo de custos de técnicas de estabilização (DNER, 1998) 
 
A Tabela 2-1 apresentada a seguir, sintetiza as principais características das metodologias 
construtivas de aterros sobre solos moles, apresentando algumas particularidades de cada uma.34 
 
Tabela 2-1 - Resumo das metodologias construtivas e suas características (Almeida e Marques, 2010). 
RESUMO DAS METODOLOGIAS CONSTRUTIVAS E SUAS CARACTERÍSTICAS 
TÉCNICAS CARACTERÍSTICA 
DADOS 
NECESSÁRIOS 
DESVANTA
- 
GENS 
CONFIABILI-
DADE 
COMENTÁRIOS 
Remoção total 
ou parcial da 
camada mole 
Eficaz, rápido, grandes 
impactos ambientais, 
sendo necessário 
sondagens para 
aferição da quantidade 
de solo removido 
Espessura da 
camada a ser 
removida 
Local para 
disposição do 
solo 
removido 
Boa em casos 
de total 
substituição 
Alto custo, 
sobretudo para 
camadas espessas 
(em geral maiores 
que 4m) 
Aterro 
convencional 
Estabilização dos 
recalques é lenta 
Espessura da 
camada 
compressível e 
parâmetros 
geotécnicos da 
fundação 
Limitações 
quanto a 
altura do 
aterro e 
prazos 
elevados de 
execução 
Baixa 
Baixo custo porém 
com restrições de 
altura de aterro 
Construção em 
etapas 
Utilizada, na maioria 
dos casos, com drenos 
verticais, sendo 
necessário o 
monitoramento do 
ganho de resistência da 
fundação 
Espessura da 
camada 
compressível e 
parâmetros 
geotécnicos da 
fundação 
Longo prazo, 
se não 
associado a 
drenos 
verticais 
Boa, se 
executado 
devido 
monitoramento 
Baixo se não 
associado a drenos 
verticais 
Drenos 
verticais com 
sobrecarga 
Utilizado para acelerar 
os recalques, com 
grande experiência 
acumulada. Usa-se a 
sobrecarga temporária 
para diminuir os 
recalques primários e 
secundários 
remanescentes 
Espessura da 
camada, 
compressibilidade e 
permeabilidade 
vertical e horizontal 
Custo Boa Relativamente caro 
Bermas de 
equilíbrio 
Frequentemente 
adotada, porém requer 
espaço lateral 
Espessura da 
camada 
compressível e 
parâmetros 
geotécnicos da 
fundação 
Limitação 
física 
Boa 
Grandes volumes de 
terraplenagem 
Colunas 
granulares 
(estacas 
granulares) 
Aceleração dos 
recalques devido a 
natureza drenante as 
colunas, em geral, são 
instaladas geogrelhas 
acima das estacas 
Resistência do solo 
e módulos de 
deformabilidade 
Equipamento
s pesados e 
testes 
preliminares 
de campo 
Boa após 
análises e testes 
em campo 
Alto custo 
 
 
 
 
 
 
35 
 
2.3 Monitoramento de Obras Sobre Solos Moles 
 
A instrumentação de aterros sobre solos moles tem como objetivo verificar os critérios adotados 
no projeto, de maneira a avaliar se os parâmetros utilizados estão adequados ao desempenho da 
obra. Adicionalmente, o monitoramento contínuo possibilita o acompanhamento da segurança da 
obra, durante ou mesmo após a construção, permitindo a realização de medidas corretivas, caso 
necessárias. Por último, as informações referentes ao comportamento do aterro e fundação 
permitem o aprimoramento dos métodos de projeto e das técnicas de construção (Dunnicliff, 
1993). 
 
Segundo Almeida e Marques (2010), os objetivos da instrumentação geotécnica e o 
monitoramento das obras são verificar as premissas de projeto, auxiliar o planejamento da obra, 
principalmente no que concerne à sua segurança nas fases de carregamentos e descarregamentos, 
bem como garantir a integridade de obras vizinhas. 
 
Estes autores ainda propõem alguns critérios importantes a serem seguidos a fim de se garantir 
que os objetivos traçados para a instrumentação sejam atingidos: 
 
• deve-se conhecer a grandeza das medidas fornecidas pelos instrumentos, bem como a 
faixa de variação esperada; 
• as análises devem ser realizadas logo após as leituras, a fim de que haja tempo adequado 
para decisões com relação à obra; 
• a especificação técnica da instrumentação deve informar como os instrumentos serão 
instalados, sua locação e profundidade, a periodicidade das leituras e de que forma as 
medidas serão realizadas. Deve também informar o prazo para a apresentação das 
análises, os valores de alerta e as decisões associadas a esses valores; 
• os instrumentos devem ser locados por coordenadas e altimetria. A instrumentação deve 
ser na medida do possível, instalada próxima a locais onde foram executadas sondagens e 
ensaios. 
 
 
 
 
36 
 
Dienstmann (2011) divide em três os grupos de medidas de campo mais comumente empregadas 
em obras de aterros sobre solos moles, sendo eles: 
 
• deslocamentos verticais medidos tanto na interface do aterro com o solo mole de 
fundação como em profundidade, dentro da camada compressível, resultando em dados 
de recalques totais e parciais, respectivamente; 
• deslocamentos horizontais medidos na camada mole de fundação, próximo ao pé do 
aterro (offsets), onde a formação de superfícies potenciais pode ter origem; 
• poropressões medidas no solo mole, em diferentes profundidades e pontos, de modo a 
avaliar o andamento das obras em seus processos de carregamento e adensamento. 
 
A Figura 2.14 apresentada a seguir ilustra os principais tipos de instrumentos utilizados no 
monitoramento de aterros sobre solos moles. 
 
Figura 2.14 - Instrumentação de aterros sobre solos moles (Almeida e Marques, 2010). 
 
2.3.1 Medidas de Deslocamentos Verticais 
 
Para se medir deslocamentos verticais, atualmente se dispõem de alguns equipamentos mais 
sofisticados, entretanto, instrumentos mais simples e baratos ainda continuam sendo amplamente 
utilizados. A seguir são descritos os principais equipamentos empregados em medidas de 
deslocamentos verticais. 
 
37 
 
2.3.1.1 Placas de Recalque 
 
Segundo Almeida e Marques (2010), as placas de recalque, compostas por uma placa metálica 
quadrada solidarizada a uma haste, são os instrumentos mais simples utilizados em projetos de 
instrumentação. Dienstmann (2011) comenta que as placas podem também ser de concreto 
armado ou mesmo de compensado naval. 
 
As hastes são instaladas internamente a tubos, normalmente de PVC, que tem como objetivo 
diminuir o atrito entre a haste e o solo. O monitoramento das placas é feito por topografia, sendo 
fundamental que estejam próximas de uma referência indeslocável, chamada de benchmark, para 
se referenciar as medidas. A ampla utilização desse tipo de instrumentação deve-se a sua 
simplicidade de execução e fácil instalação. 
 
As placas de recalque devem ser instaladas antes do lançamento do aterro, para que não haja 
perda dos dados da instrumentação, devendo as mesmas ter proteção mecânica para que não seja 
danificado os equipamentos durante a construção do aterro. 
 
Ortigão (1980) afirma que as placas de recalques são instrumentos bastante confiáveis, desde que 
tomados alguns cuidados básicos: 
 
• a placa deve ser pesada o suficiente para que, com a construção das primeiras camadas de 
aterro sua estrutura não venha a se desnivelar, prejudicando as medidas que 
posteriormente serão feitas; 
• antes da instalação das placas, deve-se remover cerca de 20cm do solo natural, condizente 
a camada vegetal, a fim de assentar a placa diretamente sobre o solo mole de fundação do 
aterro. 
 
As Figura 2.15 e Figura 2.16 apresentadas a seguir, mostram respectivamente as placas de 
recalques típicas em projetos de instrumentação de aterros sobre solos moles, e o preparo do 
terreno para instalação dos instrumentos. 
38 
 
 
Figura 2.15 - Placas de recalque (Almeida e Marques, 2010). 
 
 
 
Figura 2.16 - Preparação do terreno para instalação das placas de recalques (Almeida e Marques, 2010). 
 
 
A periodicidade das leituras depende doscronogramas executivos do aterro e da velocidade de 
lançamento do material. Em geral, durante a execução do aterro, as leituras são realizadas duas 
vezes por semana, diminuindo para cerca de uma vez por semana após o término da execução do 
aterro. 
 
39 
 
2.3.1.2 Extensômetros Magnéticos 
 
Segundo Almeida e Marques (2010), os extênsometros são utilizados para medir deslocamentos 
ao longo de uma vertical em diferentes pontos e diferentes camadas. Ao contrário das placas de 
recalque, os extensômetros são capazes de medir recalques específicos de cada camada. 
 
Estes instrumentos, mais utilizados em obras de grande porte, são compostos por um tubo guia e 
anéis magnéticos que são ancorados ao terreno em profundidades pré-estabelecidas. Segundo 
Dienstmann (2011), ao se introduzir uma sonda no tubo, a cada passagem da mesma pelos anéis 
magnéticos um som é emitido permitindo-se saber a sua profundidade e consequentemente seu 
deslocamento específico. 
 
Almeida e Marques (2010) afirmam que as leituras são referenciadas ao fundo do tubo, que 
durante a sua instalação deve alcançar uma camada dita indeslocável. Os autores descrevem 
também que os extensômetros de cordas vibrantes ainda são muito pouco utilizados no país, mas 
que apresentam um bom desempenho. 
A Figura 2.17 apresentada a seguir mostra o esquema do extensômetro com seus principais 
componentes. 
 
 
Figura 2.17 - Esquema típico de um extensômetro magnético (Almeida e Marques, 2010). 
 
40 
 
2.3.1.3 Perfilômetros 
 
Segundo Almeida e Marques (2010), os perfilômetros são instrumentos que permitem medir os 
recalques ao longo de toda a base do aterro, resultando em medidas mais precisas e contínuas 
quando comparado às placas de recalque. 
 
Um tubo é instalado na interface do aterro com o solo de fundação por onde é puxada uma sonda 
capaz de medir os deslocamentos do tubo. A grande vantagem do perfilômetro com relação às 
placas de recalque são as medidas contínuas ao longo de toda a base do aterro e o fato de que o 
instrumento fica enterrado, não atrapalhando assim a movimentação do maquinário e construção 
do restante do aterro. 
 
Uma possível dificuldade na utilização dos perfilômetros é que se os recalques tiverem grandes 
magnitudes, pode ser difícil passar a sonda pelo tubo, e nesse caso, o perfilômetro ficaria 
inoperante. A Figura 2.18 apresentada a seguir mostra a esquematização de um perfilômetro. 
 
 
Figura 2.18 - Esquema típico de um perfilômetro (Geokon incorporated, 2011). 
 
2.3.2 Medidas de Deslocamentos Horizontais 
Existem diversos tipos de instrumentos utilizados para a medição dos deslocamentos horizontais, 
muitos deles são muito semelhantes aos utilizados para a aferição dos deslocamentos verticais, 
apenas posicionados na direção oposta (Ortigão, 1980). 
 
41 
 
Almeida e Marques (2010) descrevem o inclinômetro, como o principal instrumento e o mais 
comum, na aferição de deslocamentos horizontais por meio da medida do desvio do tubo guia 
com relação à vertical, conforme mostrado na Figura 2.19 a seguir. 
 
 
Figura 2.19 - Detalhe esquemático de um inclinômetro: (A) e (B) tubo inclinométrico e sonda 
inclinométrica, (C) sonda inclinométrica e (D) detalhe das leituras (Almeida e Marques, 2010). 
 
A sequência de leituras no tempo permite determinar a progressão dos movimentos do talude e 
localizar a profundidade de uma eventual superfície de ruptura. A utilização de inclinômetros é 
uma prática bastante conhecida em obras geotécnicas. Os procedimentos de instalação são 
apresentados em detalhes na literatura (Dunnicliff e Green, 1988; Ortigão e Sayão, 2004). 
 
 
42 
 
2.3.3 Medidas de Poropressão 
 
As medidas de poropressão são realizadas por piezômetros dos mais diversos tipos. O piezômetro 
mais utilizado em obras sobre solos moles é o de Casagrande (de ponta aberta), ver Figura 2.20. 
 
 
Figura 2.20 - Tipos de piezômetros (Vallejo et al., 2004). 
 
Os piezômetros têm como finalidade a medição de poropressões e podem ser instalados em várias 
profundidades. A utilização de piezômetros na instrumentação de obras sobre solos moles é de 
extrema importância, pois a redução das poropressões no solo é o indicador que a carga aplicada 
está sendo absorvida pelos grãos do solo sob a forma de tensões efetivas. 
 
Quando toda a pressão neutra for dissipada, implica que para aquele estágio de carregamento, o 
solo está em seu menor volume de vazios, e, portanto o mesmo já está preparado para suportar um 
novo carregamento. 
 
O piezômetro de tubo aberto ou piezômetro Casagrande é o mais simples e o mais utilizado. Este 
piezômetro consiste em um tubo vertical, com extremidade perfurada, que permite o fluxo de 
água entre o solo e o tubo até a equalização de tensões na água. Dentre as principais vantagens do 
piezômetro de tubo aberto, pode-se citar a confiabilidade, a durabilidade e a possibilidade de 
verificação do funcionamento através de ensaio de recuperação do nível d‟água. 
43 
 
Suas limitações são: interferência no canteiro de obras e o elevado tempo de resposta em solos de 
baixa permeabilidade. 
 
Nos piezômetros elétricos as pressões de água são monitoradas por um transdutor elétrico. A 
principal vantagem desse equipamento em relação ao piezômetro de tubo aberto está associada 
aos mais baixos tempos de resposta, devido ao pequeno volume de água que o maciço precisa 
fornecer para o deslocamento do diafragma do transdutor (Cruz, 1996). 
 
2.3.4 Interpretação dos Resultados de Monitoramento 
A partir das análises da evolução dos recalques com o tempo, s(t), e da variação das poropressões, 
u(t), é possível obter parâmetros de campo, tais como coeficiente de adensamento e recalques a 
tempo infinito, bem como valores de alerta para os quais o aterro deve ser removido, no caso de 
sobrecarga, de alteamentos e no caso de aterros executados em etapas. Dentre os vários métodos 
constantes na bibliografia técnica, o método de Asaoka, apresentado a seguir, permite o cálculo 
dos coeficientes de adensamento vertical e horizontal através da interpretação das medidas de 
recalques obtidos no monitoramento da obra. 
2.3.4.1 Método de Asaoka (1978) 
 
O método desenvolvido por Asaoka (1978) baseia-se nas análises dos dados de recalque coletados 
em campo objetivando determinar o recalque final e os coeficientes de adensamento vertical e 
horizontal. 
 
Para o caso de drenagem vertical o método de Asaoka (1978) adota a equação do adensamento de 
Mikasa (1963), definida pela Equação 2.1: 
z
C
t
v
v
v
2
2









  (2-1) 
 
Sendo: 
 
v deformação volumétrica vertical 
Cv coeficiente de adensamento vertical 
t tempo 
44 
 
Assim sendo, o valor do coeficiente de adensamento vertical proposto por Asaoka é dado pela 
Equação 2.2: 
 
t
HC dv

 12
ln
12
5  (2-2) 
 
Sendo: 
Hd distância de drenagem 
1 coeficiente angular 
t tempo 
 
Para o caso de drenagem radial pura segundo Magnan e Deroy (1980), através da equação de 
Barron (1948), utilizando a condição de deformações verticais iguais, propuseram que o 
coeficiente de adensamento horizontal seria dado pela Equação 2.3: 
 
t
d
NF
C eh

 12
ln
8
)(  (2-3) 
 
Sendo: 
F(N) função relativa ao diâmetro de influência de um dreno e ao seu diâmetro efetivo 
de diâmetro efetivo de um dreno 
1 coeficiente angular 
t tempo 
 
Para o caso de drenagem combinada vertical e radial, Magnan e Deroy (1980) propuseram 
inicialmente uma equação para o cálculo do coeficiente de adensamentohorizontal dada pela 
Equação 2.4: 
 















2
2
1
2
4
ln
8
)(
d
ve
h
H
C
t
NFd
C
 (2-4) 
 
Observa-se então que a expressão (2.4) resulta em um sistema indeterminado, com duas 
incógnitas, Cv e Ch, e apenas uma equação. Assim sendo, torna-se necessária uma informação 
adicional, qual seja a relação entre os coeficientes de adensamento vertical e horizontal. 
45 
 
Atribuindo-se um valor para Cv e inserindo-se a relação r (Ch / Cv), a equação (2.4) pode ser 
escrita conforme a Equação 2.5: 
2
2
2
1
4)(
8
ln
de
h
HrNFd
tC








 (2-5) 
 
 
Para a determinação do coeficiente angular 1, basta traçar a curva recalques medidos em função 
do intervalo de tempo t constantes, conforme esquematizado na Figura 2.21 a seguir: 
 
 
 
Figura 2.21 - Método de Asaoka - Interpretação de recalques (Almeida e Marques, 2010). 
 
 
Algumas considerações importantes a respeito do método de Asaoka são: 
 
• para o caso de carregamento por etapas, adota-se um coeficiente angular 
para cada etapa de carregamento constante; 
• o método só pode ser aplicado após transcorridos 60% de adensamento; 
• indispensável o conhecimento da estimativa do recalque final. 
 
Os erros correntes pela utilização do método fora da faixa de validação acarretam, no caso de 
adensamento predominantemente vertical, recalques menores e coeficiente de adensamento 
vertical maior que o real. Para o caso de adensamento radial e combinado, vertical e horizontal, 
respeitando a faixa de validação, o método apresenta correta estimativa para os recalques, porém 
o coeficiente de adensamento depende da geometria da zona de amolgamento em torno do dreno. 
46 
 
Capítulo 3 - Critérios de Projeto de Aterros Sobre 
Solos Moles - Compressibilidade e Estabilidade 
 
 
Os critérios de projeto de aterros sobre solos moles estão condicionados ao comportamento da 
obra quanto à sua compressibilidade e à sua estabilidade, enquanto que os parâmetros adotados 
nas análises são caracterizados pelos ensaios de campo e de laboratório. 
Quanto aos estudos relativos às condições de compressibilidade das camadas de solo sob o aterro, 
estes envolvem a determinação dos valores dos recalques imediatos, primários e secundários e a 
previsão da evolução dos mesmos com o tempo. As teorias mais comumente empregadas para o 
adensamento primário são as desenvolvidas por Terzaghi (drenagem vertical), a teoria de Barron 
(drenagem radial) ou ainda, através da teoria de Carrillo que considera drenagens vertical e radial 
ocorrendo simultaneamente. Além disto, os estudos de compressibilidade envolvem a verificação 
dos deslocamentos horizontais e sua interferência na estabilidade dos componentes de 
infraestrutura e meso-estrutura das construções adjacentes. 
3.1 Adensamento em Argilas Moles 
Segundo Martins (2011), o adensamento primário é o processo de compressão (relação entre a 
variação de volume de um elemento de solo e a variação do estado de tensões efetivas) ao longo 
do tempo, para um solo saturado, ocasionado pela expulsão de uma quantidade de água igual à 
redução do volume de vazios. Como resultado deste processo, tem-se a transferência gradual do 
excesso de poropressão, gerado pelo carregamento, para a tensão efetiva, fenômeno pelo qual os 
recalques ocorrem com expulsão da água do interior dos vazios do solo. No caso das argilas 
saturadas, devida à baixa permeabilidade e o baixo valor do coeficiente de adensamento, esse 
processo de deformação se desenvolve lentamente. 
Quando um acréscimo de tensão é aplicado rapidamente no solo, inicialmente, a água nos vazios 
suporta toda essa tensão. A poropressão aumenta de um valor igual ao acréscimo de tensão 
aplicada, denominada de excesso de poropressão. Assim a tensão efetiva não se altera, já que não 
há deformação no solo (não há variação de volume). Estando a água em carga hidráulica superior 
à que estabeleceria equilíbrio com o meio externo, passa a ocorrer percolação desta água, em 
direção às áreas mais permeáveis e/ou com menor carga total. A saída da água indica que está 
havendo redução do índice de vazios e, consequentemente, está variando o volume do solo e 
 
47 
 
havendo um aumento da tensão efetiva. Com isso, a tensão aplicada está sendo suportada pelo 
esqueleto sólido. O processo continua até que toda a pressão aplicada tenha sido transferida para o 
esqueleto sólido e o excesso de poropressão tenha sido dissipado. Através desse fenômeno, foi 
desenvolvida a Teoria de Adensamento Unidimensional de Terzaghi. 
3.2 História de Tensões 
Em algumas situações de análise do comportamento dos solos em Engenharia Geotécnica, faz-se 
necessário determinar as condições de adensamento em que se encontra o solo, ou seja, a história 
de tensões do solo. 
A razão de pré-adensamento (RSA ou OCR) de um solo é a relação entre a máxima tensão 
vertical efetiva já experimentada pelo solo e a tensão vertical efetiva atual de campo. Têm-se 
assim três casos possíveis cujo reconhecimento é de grande interesse prático, conforme 
apresentado a seguir. 
 Se a pressão de pré-adensamento (Pa) for igual à pressão do terreno (Pc), o solo é 
normalmente adensado. 
 Se a pressão de pré-adensamento (Pa) for maior que a pressão do terreno (Pc), o solo é pré 
adensado, ou seja, ele já suportou no passado um carregamento superior ao carregamento 
atual. 
 Se a pressão de pré-adensamento (Pa) for menor que a pressão do terreno (Pc), o solo está 
em fase de adensamento, ou seja, o carregamento suportado atualmente é maior que o 
carregamento suportado no passado. 
3.3 Previsão de Recalques e Deslocamentos Horizontais 
Os recalques são usualmente divididos em recalques imediatos (hi), recalques por adensamento 
primário (h) e recalques por compressão secundária (hsec), conforme esquematizado na Figura 
3.1. 
Segundo Almeida e Marques (2010), os recalques são a soma dos recalques imediatos e dos 
recalques por recompressão primária (da condição in situ até o instante de entrada no trecho 
virgem de compressão); os recalques de longo prazo são a soma dos recalques por adensamento 
primário virgem e dos recalques por compressão secundária. 
48 
 
 
Figura 3.1 - Tipos de recalques (Almeida e Marques, 2010). 
 
3.3.1 Recalque Imediato 
O recalque imediato (∆hi) ocorre simultaneamente com a aplicação da carga e sem variação de 
volume de argila (Figura 3.2), com isso também é chamado de recalque não drenado, elástico ou 
distorcional. 
Segundo Almeida e Marques (2010), o recalque imediato (∆hi) é de pequena magnitude, quando 
comparado ao recalque por adensamento primário, particularmente no caso de aterros com 
grandes dimensões (comprimento e largura), comparadas à espessura da camada de argila mole. 
Segundo Ortigão (2007), esse recalque é devido não só à compressão do ar intersticial presente no 
solo, quando o material não é completamente saturado, mas também à influência de 
deslocamentos horizontais in situ nas vizinhanças do ponto considerado, quando a largura do 
carregamento não é grande em relação à espessura da camada. 
 
Figura 3.2 - Distorção. 
 
 
49 
 
Esse recalque é calculado pela teoria da elasticidade, por meio das Equações 3.1 e 3.2: 
Recalque imediato: 
 
 
E
vB
hi
21

 (3-1) 
 atatv hI  
 (3-2) 
 
Em que: 
v : 0,5 (coeficiente de Poisson para a condição não drenada); 
E : Eu (módulo de elasticidade para a condição não drenada); 
∆v : acréscimo de tensão devido a carga de aterro; 
I: fatorde influência obtido no ábaco de Osterberg (Figura 3.3); 
ϒat : peso específico do aterro; 
hat: espessura do aterro; 
B: largura do aterro. 
 
O ábaco de cálculo de tensões verticais de Osterberg (1957) considera o aterro com uma 
distribuição trapezoidal igual a seu peso em cada ponto da superfície carregada, ou seja, despreza 
a rigidez do aterro, hipótese aceitável em casos práticos, como exemplificado na Figura 3.3. O 
cálculo do fator de Influência de Osterberg depende da geometria do aterro, e da profundidade 
onde será calculada a tensão atuante. 
 
Figura 3.3 - Ábaco de Osterberg. 
50 
 
3.3.2 Recalque por Adensamento Primário 
 
O recalque por adensamento primário é calculado separando-se a camada de fundação em 
subcamadas correspondentes aos dados disponíveis de ensaios de adensamento (Pinto, 2006). 
Para o cálculo do recalque por adensamento primário de uma camada de argila de espessura harg, 
os parâmetros a serem utilizados são obtidos a partir da curva de compressão e calculado pela 
Equação 3.3: 











 





















vm
v
v
cvms
e
C
e
C
hh
'
'
log
1'
'
log
1
0
000
arg 


 (3-3) 
Sendo: 
 
 atatv hI  
 (3-4) 
Cs: índice de recompressão; 
Cc: índice de compressão; 
eo: índice de vazios para a tensão vertical efetiva inicial in situ; 
∆v: acréscimo de tensão no meio da subcamada; 
′vo: tensão vertical efetiva in situ no meio da subcamada; 
′vm: tensão de sobreadensamento no meio da subcamada. 
 
3.3.3 Tempo de Estabilização dos Recalques Primários 
O cálculo da variação de recalques com o tempo pode ser feito para as condições de drenagem 
unidimensional, quando não há presença de dispositivos drenantes e drenagem radial, caso sejam 
instalados drenos verticais, conforme exposto a seguir. 
3.3.3.1 Drenagem Unidimensional 
 
Para o caso onde a drenagem é puramente vertical, o cálculo de recalque em um determinado 
tempo t (∆h(t)) é feito segundo a Teoria de Terzaghi, onde o valor do recalque total por 
adensamento primário (∆h) é multiplicado pela porcentagem média de adensamento vertical (Uv) 
obtida a partir de Tv de acordo com as Equações 3.5 e 3.6: 
51 
 
Recalque em um tempo t: 
 
  hUth v 
 (3-5) 
 
2
d
v
v
h
tC
T


 (3-6) 
 
Sendo: 
 
Tv: fator tempo; 
Uv: Grau de adensamento, função de Tv, conforme esquematizado na Figura 3.4; 
t: tempo para ocorrência dos recalques; 
hd: distância de drenagem; 
Cv: coeficiente de adensamento vertical; 
 
 
Figura 3.4 - Gráfico da porcentagem de adensamento (Uv) com o fator tempo (Tv). 
 
No caso onde a drenagem ocorre em apenas uma face da camada de argila (ex: camada 
impermeável subjacente à camada compressível), a distância de drenagem é igual à espessura da 
camada de argila (Figura 3.5 b). Caso a camada apresente drenagem em ambas as faces (ex: 
camada compressível no meio de duas camadas de areia), a distância de drenagem é igual à 
metade da espessura da camada de argila (Figura 3.5 a). 
52 
 
 
Figura 3.5 - Altura ou distância de drenagem. (a) duas faces drenantes; (b) uma face drenante. 
 
3.3.3.2 Drenagem Radial 
 
A utilização de drenos verticais promove aceleração dos recalques (Figura 3.6), pois diminui o 
caminho de drenagem dentro da massa de solo compressível para cerca da metade da distância 
horizontal entre drenos (Almeida e Marques, 2010). 
 
Figura 3.6 – Drenagem Radial pela incorporação de drenos verticais (Fundesp, 2002). 
 
 
Com a instalação de drenos verticais, a direção do fluxo da água no interior da massa de solo 
passa de predominantemente vertical para predominantemente horizontal. 
 
 
53 
 
Segundo Barron (1948) apud Almeida e Marques (2010), para um cilindro de solo com dreno 
cilíndrico vertical (Figura 3.8), o grau de adensamento médio da camada é dado pela Equação 3.7: 





 


)(
8
nF
Th
h eU
 (3-7) 
 
Sendo: 
 
Th Fator tempo para a drenagem horizontal: 
2
e
h
h
d
tC
T


 (3-8) 
F(n) Função relacionada à densidade de drenos: 
 
    75,0ln  nnF
 
 (3-9) 
n Densidade dos drenos: 
w
e
d
d
n 
 (3-10) 
 de Diâmetro de influência de um dreno (Figura 3.7 e Figura 3.8); 
 d w Diâmetro do dreno ou diâmetro equivalente de um geodreno. 
 
 
O diâmetro de influência de um dreno é função do seu espaçamento e do arranjo do sistema de 
drenos, que pode ser quadrada ou triangular (Figura 3.7 e Figura 3.8). 
 
Figura 3.7 - Malha quadrada e triangular, respectivamente (Almeida e Marques, 2010). 
54 
 
Sde  13,1
 
 
Figura 3.8 - Área de influência do dreno (Almeida e Marques, 2010). 
 
Conforme esquematizado na Figura 3.8, o diâmetro de influência (de) dos drenos verticais é dado 
pelas Equações 3.11 e 3.12: 
Malha quadrada: (3-11) 
 
Malha triangular: 
Sde  05,1
 (3-12) 
 
Sendo S é o espaçamento entre os drenos. 
 
Como os geodrenos têm formato retangular com dimensões a e b (Figura 3.9), da ordem de 10 x 
0,5cm respectivamente, o cálculo do diâmetro equivalente (dw) é dado pela Equação 3.13: 
 

ba
dw


2
 (3-13) 
 
Figura 3.9 - Diâmetro equivalente de um dreno vertical geossintético (Almeida e Marques, 2010). 
 
55 
 
3.3.3.3 Drenagem Combinada 
 
O uso de dreno vertical em camadas de espessuras relativamente pequenas (menores que 10m) irá 
promover um adensamento devido à combinação da drenagem radial e vertical. 
Segundo Carrilo (1942), apud Almeida e Marques (2010), a porcentagem média de adensamento 
devido à drenagem combinada (U) é dada pela Equação 3.14: 
     hv UUU  111
 (3-14) 
Finalmente a expressão proposta por Barron, permite o cálculo do tempo para ocorrência dos 
recalques, sendo dada pela Equação 3.15: 






















Ud
D
C
D
t
h 1
1
ln
4
3
ln
8
2
 (3-15) 
Em que: 
t é tempo de consolidação em anos; 
D é o diâmetro de influência de um dreno, que depende da geometria da malha e do espaçamento 
entre drenos, em metros; 
d é o diâmetro equivalente dos drenos, em metros; 
Ch coeficiente de adensamento horizontal em m
2
/ano; 
U é o grau de adensamento médio. 
 
3.3.4 Considerações Relativas a Recalques Sobre Colunas Granulares 
 
As colunas granulares de brita funcionam de forma análoga aos drenos verticais sintéticos, 
acelerando os recalques por induzir o surgimento da drenagem combinada na massa do solo mole 
(drenagem vertical e horizontal). 
 
Uma consideração importante em relação à magnitude dos recalques de aterros sobre solos moles 
tratados com colunas granulares, é que além do funcionamento como dreno vertical, as colunas 
granulares reforçam a camada compressível, tendo-se uma redução na magnitude dos recalques, 
se comparado aos drenos sintéticos. 
56 
 
 
O fator de redução dos recalques  pode ser calculado conforme a metodologia proposta por 
Priebe (1995) e apresentado na Figura 3.10. Neste ábaco, o fator de redução dos recalques ou fator 
de melhoria, é obtido em função da relação entre a área de solo, pela área total das colunas 
granulares, sendo φ é o ângulo de atrito interno do material das colunas granulares. 
 
Figura 3.10- Ábaco de Priebe para obtenção do fator de redução dos recalques (Almeida e Marques, 
2010). 
 
Outra condicionante importante na utilização das colunas granulares de brita, é que mesmo 
havendo a mistura do solo mole argiloso dentro da coluna durante o seu processo executivo, os 
recalques de aterros sobre colunas granulares estabilizam-se mais rapidamente que em obras com 
drenos verticais sintéticos (Yan e Ye, 2002). 
 
3.3.5 Recalque de Aterros Construído em Etapas 
 
Quando o aterro não for estável para a execução em uma etapa única, métodos construtivos 
alternativos devem ser utilizados, um dos quais é a construção do aterro em etapas (Almeida, 
1984; Ladd, 1991), de forma que o solo mole de fundação adquira resistência com o tempo do 
lançamento da camada seguinte. 
57 
 
A construção do aterro em etapas é esquematizada na Figura 3.11, para o caso de construção em 
duas etapas, a primeira para t=0 e a segunda para t=t1. 
 
 
 
Figura 3.11 - Aterro construído em etapas (Almeida e Marques, 2010). 
 
O cálculo de recalques de aterros construído em etapas segue o procedimento usual, porém, não 
se espera a estabilização de 90% dos recalques de uma etapa para a execução da camada seguinte, 
pois isso requereria tempo excessivo. 
 
Os cálculos de recalques de aterros construídos em etapas sucessivas requerem a atualização da 
geometria do aterro e da argila mole, seguindo-se para cada etapa seguinte a sequência de cálculo 
apresentada, sendo essencial o monitoramento contínuo durante todas as fases de execução. 
3.3.6 Recalque por Compressão Secundária 
 
Compressão secundária são deformações que ocorrem principalmente ao fim do adensamento 
primário - Figura 3.12 e que não podem ser atribuídas à dissipação dos excessos de poropressão 
(pequenos), ainda remanescentes no corpo de prova (Martins, 2011). 
 
Os recalques por compressão secundária podem ser estimados conforme proposto por Martins 
(2011), embora, não haja consenso na literatura quanto a sua variação com o tempo, podendo os 
mesmos serem minimizados com a utilização de sobrecarga temporária. 
58 
 
Segundo Almeida e Marques (2010), obras industriais e rodovias, pode-se aceitar uma parcela 
pequena de recalques pós-construtivos, sendo esses recalques remanescentes da ordem de 5% do 
recalque por adensamento primário, ou por compressão secundária. Entretanto, obras 
domiciliares, comerciais, aterros de ferrovias e aeroportos em geral não se aceitam recalques 
remanescentes. 
 
Baseado em experiências de laboratório, Martins (2011) propõe que o recalque máximo por 
adensamento secundário é aquele correspondente à variação de deformação vertical da condição 
de fim do primário (OCR=1) para a reta OCR entre 1,5 e 2,0 para uma dada tensão efetiva vertical 
('vf) atuante na camada de argila mole. 
 
 
Figura 3.12 - Construção da linha de fim do secundário. 
 
Sendo assim, a expressão utilizada para o cálculo dos recalques secundários é dada pela 
Equação 3.16: 
 
 







 








 

vf
vf
s
vf
vf
ss ChChh
'
'5,1
log15,0
'
'5,1
log argarg 


 (3-16) 
 
Sendo 
 
hs Recalque por compressão secundária; 
harg Espessura da camada de solo mole; 
59 
 
Cs Índice de recompressão; 
'vf Tensão efetiva atuante na camada de fundação; 
 
Segundo Martins, admitindo-se um valor de Cs igual a 0,4, valor típico em argilas muito moles, 
tem-se hs = 0,06. harg, sendo assim, para uma camada de 10m de argila mole, ter-se-ia um recalque 
por compressão secundária da ordem de 0,60m. 
3.3.7 Estimativa de Deslocamentos Horizontais 
 
O ensaio de adensamento simula o comportamento de um solo argiloso, o qual, quando carregado, 
apresenta deslocamentos horizontais nulos, como acontece com o depósito argiloso subjacente ao 
centro de um aterro. Entretanto, nos bordos do aterro, onde não há confinamento lateral, os 
deslocamentos horizontais (h) podem ser importantes. No campo, o monitoramento desses 
deslocamentos também auxilia na avaliação da estabilidade do aterro, como será discutido no 
Capítulo 4. 
 
Na análise dos deslocamentos horizontais, devem-se considerar duas fases importantes no 
comportamento da fundação no projeto de aterro sobre solos moles. A fase que prevaleça a 
resposta não drenada, que seria durante a construção devido à rápida velocidade de carregamento 
e à baixa permeabilidade das argilas, e também a fase drenada, após o final da construção, onde 
ocorre o adensamento com variações relacionadas à poropressões, tensões efetivas, deslocamentos 
e aumentos de resistência. 
 
Os deslocamentos horizontais máximos (hmax) podem ser estimados a partir de correlações 
empíricas com os recalques máximos (Δhmax) medidos na linha de centro do aterro, por meio do 
método proposto por Tavernas, Mieussens e Borges (1979), segundo a relação expressa na 
Equação 3.17 apresentada a seguir: 
max
max
h
DR h



 (3-17) 
 
Os valores de DR são assumidos em função das condições de drenagem do solo de fundação, 
sendo que para aterros parcialmente drenados (durante a fase inicial de carregamento - condição 
sobreadensada), DR assume um valor de 0,18. Para aterros não drenados (condição normalmente 
60 
 
adensada), DR assume um valor de 0,9 e finalmente para aterros em fase de adensamento, os 
autores concluíram com base em 12 aterros experimentais, que DR assume um valor de 0,16. 
 
3.4 Estabilidade de Aterros Sobre Solos Moles 
 
A análise de estabilidade do aterro compactado é desenvolvida com base nos princípios clássicos 
da mecânica dos solos, a partir dos conceitos de altura crítica, inclinação dos taludes e da adoção 
das superfícies potenciais de ruptura, mediante a determinação do coeficiente de segurança da 
estrutura - Figura 3.13. Nestes estudos, são incluídas também análises de estabilidade global do 
sistema incorporando mecanismos de ruptura ao longo do solo de fundação. 
 
Figura 3.13 - Ruptura através do aterro e fundação (Perboni, 2003). 
 
 
As análises de estabilidade correntes de aterros sobre argilas moles admitem o comportamento 
não drenado da argila e são realizadas com base em tensões totais, pela sua simplicidade. As 
análises em termos de tensões efetivas são mais complexas (Bjerrum, 1972; Parry, 1972), pois 
requerem a estimativa das poropressões geradas na camada de argila mole. 
 
3.4.1 Resistência ao Cisalhamento não Drenada da Argila Mole - Su 
 
A análise em termos de tensões totais é também denominada análise Ф =0 (envoltória de 
resistência horizontal) e o valor da resistência não drenada (Su) da camada de argila é um dado 
fundamental para o cálculo da estabilidade. 
61 
 
Em geral, o ensaio mais utilizado para a determinação de Su é o ensaio de palheta de campo, ao 
qual deve ser aplicada uma correção para a obtenção da resistência a ser utilizada em projeto, 
conforme a Equação 3.18 apresentada a seguir: 
palhetaprojeto SuSu  
 (3-18) 
 
A correção  de Bjerrum (1973) é a mais usada e decorre da diferença de velocidade de 
deformação cisalhante do ensaio de palheta em comparação com a velocidade de deformação 
cisalhante devido à construção do aterro, além de efeitos de anisotropia da argila. Os valores de  
proposto por Bjerrum (1973) foram obtidos da retroanálise de aterros rompidos e são 
correlacionados com o índice de plasticidade da argila (IP), conforme esquematizado na Figura 
3.14. 
 
 Figura 3.14 - Fator de Correção Bjerrum (Torstensson, 1977). 
 
A resistência não drenada da camada de argilamole - Su, também pode ser obtida por correlações 
empíricas em ensaios de campo, sendo que no piezocone, emprega-se correlações com Nkt, e nos 
ensaios dilatométricos, correlações com a OCR. Ensaios de laboratório, em especial os ensaios de 
compressão triaxial, principalmente os ensaios UU e CU, são também empregados na obtenção 
dos parâmetros de resistência do solo compressível de fundação. 
 
62 
 
No caso dos ensaios de laboratório, o amolgamento das amostras pode levar à obtenção de valores 
da resistência não drenada conservativos, induzindo a uma subestimativa da altura máxima do 
aterro, além de influenciar significativamente na estimativa dos recalques de acordo com Martins 
e Lacerda (1994). 
3.4.2 Resistência do Aterro 
 
Os parâmetros de resistência do aterro devem ser determinados por meio de ensaios de 
laboratório. Em geral, o ensaio de cisalhamento direto é o mais comumente empregado. Ensaios 
em solos na umidade natural e em solos imersos em água (próximo da saturação) devem ser 
usados para avaliar a variação dos parâmetros de resistência nessas condições. 
No caso de aterros com poucos finos, é usual a consideração de aterro saturado com 
comportamento drenado (C=0 e ϕ≠0). Entretanto, no caso de coesão elevada e ângulo de atrito 
baixo, cria-se uma tração no solo que não é resistida pelo aterro. Nesse caso, deve-se considerar o 
aterro fissurado em seu trecho superior (Palmeira; Almeida, 1979), conforme ilustrado na Figura 
3.15. 
 
Figura 3.15 - Profundidade de fissura de tração de um aterro coesivo (Almeida e Marques, 2010). 
 
 
A introdução da fissura de tração tem também o benefício de eliminar instabilidades numéricas 
em análises de estabilidade, decorrentes de tensões negativas de tração (Duncan; Wright, 2005). A 
profundidade até onde se desenvolve a fissura é aquela na qual a tensão horizontal é nula, sendo 
calculada pela Equação 3.19. Esta equação sugere que o material não possui resistência a tração 
acima da zona fissurada, atuando apenas como sobrecarga. 
63 
 
atat
d
fiss
Ka
C
z




2
 (3-19) 
Sendo: 
Cd - coesão mobilizada no aterro; 
Kaat - coeficiente de empuxo ativo do aterro - 







2
452 dat tgka
 (3-20) 
ϕd - ângulo de atrito mobilizado no aterro; 
γat - peso específico do aterro. 
O aterro acima da fissura de tração deve ser tratado como um solo em que C=0 e ϕ=0, ou seja, 
nesse caso o aterro pode ser considerado apenas como sobrecarga. 
3.5 Estabilidade Quanto à Ruptura da Fundação 
 
Nesse modo de ruptura, o problema é devido à capacidade de carga, com isso, o aterro participa 
apenas como carregamento, ou seja, não é considerado a sua resistência. 
Para a análise de estabilidade, usam-se ábacos para o cálculo da altura crítica (hcr) de aterros sobre 
solos moles, sendo esta a primeira etapa de análise. A equação utilizada deriva da equação 
clássica de capacidade de carga de uma fundação direta em solo sob solicitação não drenada (ϕ = 
0) com resistência não drenada Su, sendo calculada pela Equação 3.21 proposta por Davis e 
Booker (1973), apresentada a seguir. 
at
u
cr
S
h



5,5
 (3-21) 
A altura admissível (hadm) adotada em projeto para um aterro construído em uma etapa é dado 
pela Equação 3.22 apresentada a seguir. 
FS
h
h cradm 
 (3-22) 
 
Sendo FS o fator de segurança definido a partir de critérios de projeto, considerando a 
importância da obra. Segundo Almeida e Marques (2010), usam-se em geral, valores de FS 
superiores a 1,5, sendo aceitos valores menores (FS >1,3) no caso de cálculo de estabilidade para 
uma condição temporária, com monitoramento de inclinômetros e sem que haja vizinhos 
próximos. 
64 
 
 
Caso o valor da altura admissível seja inferior à altura necessária do aterro projetado, deve ser 
utilizado método construtivo alternativo, como por exemplo, aterro executado em etapas ou 
mesmo aterros reforçados. 
3.6 Análises de Estabilidade Global de Aterros não Reforçados 
 
As análises de estabilidade global englobam mecanismos de ruptura combinada envolvendo o 
aterro e a fundação (Figura 3.13), avaliados através dos métodos de equilíbrio limite. De uma 
forma geral, admite-se o solo como material rígido, perfeitamente plástico, entre outras hipóteses 
como, por exemplo, o mesmo fator de segurança em qualquer ponto da superfície de ruptura. 
 
Para análise de estabilidade global do aterro têm sido muito utilizado programas computacionais 
de estabilidade de taludes disponíveis tanto para superfícies de ruptura circular como não circular. 
 
Os métodos de equilíbrio limite mais empregados nas análises de estabilidade são os métodos das 
fatias (Fellenius, Bishop simplificado, Spencer, Morgenstern & Price). O método de Bishop 
simplificado é um dos mais usados na prática geotécnica para superfícies de ruptura circular. 
 
Atualmente, os métodos rigorosos de Spencer e Morgenstern & Price, tem sido mais aplicados 
pelas empresas de projeto. Vale ressaltar que a superfície circular não é necessariamente a forma 
que ocorre em campo, sendo importante avaliar as superfícies mistas (planar com circular). No 
caso do uso de superfícies mistas, tem sido muito utilizadas na prática geotécnica o método de 
equilíbrio de forças horizontais, proposto por Janbu. 
3.7 Estabilidade de Aterros Construídos em Etapas 
 
Para análise de estabilidade de aterros executado em etapas é muito importante à avaliação do 
ganho de resistência do solo de fundação de uma etapa para outra, devido ao adensamento 
ocorrido na etapa anterior. 
 
Existem vários procedimentos para a estimativa do ganho da resistência não drenada (Su) nesses 
 casos. Propõe-se o método de Leroueil et al.(1985) baseado na estimativa da variação das tensões 
efetivas do aterro (

'v) de acordo com a Equação 3.23 apresentada a seguir: 
65 
 
v'25,0  uS
 (3-23) 
 
Recomenda-se verificar esse ganho de resistência por meio de ensaios de campo, sendo o mais 
comumente utilizado o ensaio de palheta, que deverão ser executados antes da colocação de cada 
etapa construtiva seguinte. 
 
A análise de estabilidade deve ser verificada para cada etapa do alteamento do aterro. Para tal, é 
necessário o acompanhamento do desempenho da obra, por meio de instrumentação geotécnica e 
ensaios de campo para os ajustes do projeto. 
 
3.8 Estabilidade de Aterros Reforçados 
 
Os solos, em geral, desde que adequadamente compactados, apresentam boa resistência à 
compressão e ao cisalhamento. No entanto, a resistência à tração é baixa. A técnica de solo 
reforçado tem por objetivo incorporar, ao solo, materiais que absorvam as cargas de tração, 
melhorando as características mecânicas do material composto. Muros reforçados, taludes 
reforçados, aterros reforçados sobre solos moles, são algumas das aplicações correntes. 
 
Em aterros reforçados sobre solos moles, o reforço pode ser colocado em toda a extensão da 
interface aterro-fundação, em camadas compreendendo toda altura ou somente posicionado 
próximo à base do aterro. Nos aterros muito extensos, o reforço pode ser instalado parcialmente, 
limitando-se a trechos próximos às bordas do mesmo. O reforço, também, pode ser empregado 
combinado a bermas de equilíbrio ou associado a estacas. A Figura 3.16 esquematiza alguns 
exemplos. 
 
66 
 
 
Figura 3.16 - Exemplos de reforços em aterros sobre solos moles (Almeida e Marques, 2010). 
 
Existem diversos tipos de reforços, os quais variam segundo a forma e a matéria prima com que 
são fabricados. Por exemplo: tiras, mantasou grelhas, que podem ser metálicas ou sintéticas, 
comumente denominadas geossintéticos (geotêxteis, geocélulas e geogrelhas). 
 
Segundo Palmeira (1999), as principais contribuições da presença do reforço em aterros sobre 
solos moles são: 
• a distribuição das tensões ao solo mole de fundação é mais favorável; 
• permite a execução de aterros com maiores alturas e/ou mais íngremes; 
• aumento nos fatores de segurança. 
 
Em relação ao fator de segurança, observa-se, na Figura 3.17(a), que o reforço melhora a 
estabilidade do aterro reforçado durante o período construtivo e no processo de adensamento do 
solo mole de fundação até que o ganho de resistência deste torne desnecessária a presença do 
reforço. No caso do reforço colocado ao longo de todo o talude do aterro, visando à execução de 
taludes mais íngremes, o reforço é necessário por toda a vida da obra, como se verifica na Figura 
3.17(b). 
67 
 
 
Figura 3.17 - Fator de segurança de aterros não-reforçados e reforçados: (a) reforço 
colocado na interface aterro-fundação; (b) reforço incorporado ao talude do aterro. 
 
3.8.1 Considerações Relativas ao Projeto de Aterros Reforçados Sobre Solos Moles 
 
A análise de estabilidade, adotada em projetos de aterros reforçados sobre solos moles, consiste 
em verificar os possíveis mecanismos de ruptura desse tipo de obra. Usualmente, são examinados 
três modos de ruptura, conforme esquematizados nas Figura 3.18(a), 3.18(b) e 3.18 (c) (Jewell, et 
al, 1982). 
 
Figura 3.18 - Classes de ruptura de aterros sobre solos moles (Jewell et al., 1982). 
 
a) Instabilidade da fundação – recalques ou deformações excessivas; extrusão da fundação sob o 
aterro intacto, devido à baixa capacidade de carga da fundação - Figura 3.18 (a); 
b) Instabilidade interna – deslocamento lateral do aterro sobre o reforço - Figura 3.18 (b); 
c) Instabilidade global – ruptura do aterro e da fundação com superfície de ruptura envolvendo o 
conjunto - Figura 3.18 (c). 
68 
 
No primeiro tipo de instabilidade, o mecanismo de colapso dominante é o da fundação. A 
resistência do reforço é suficiente para evitar o colapso do aterro, mas o peso do aterro promove a 
plastificação da fundação. 
 
Os dois últimos mecanismos envolvem, necessariamente, ou a ruptura dos reforços ou o 
arrancamento dos mesmos da zona de embutimento no aterro. Entretanto, no caso da instabilidade 
interna, pode haver o deslizamento do aterro sobre o reforço, sem arrancamento ou ruptura do 
mesmo. 
 
Ao se verificar o comportamento da obra, devem-se considerar as características dos materiais 
envolvidos. A diferença entre as deformações dos materiais presentes é um fator importante em 
aterros compactados sobre solos moles, sendo recomendável o uso de reforço com elevada rigidez 
à tração, pela imposição de baixas deformações no aterro. Nos reforços geossintéticos, deve-se 
verificar a importância da fluência, em relação ao tempo que o reforço será necessário para 
manter a estabilidade da obra. O possível ganho de resistência, através do processo de 
adensamento do solo mole de fundação, e a resistência à tração do reforço devem ser analisados 
conjuntamente. 
 
Ainda, a respeito dos reforços, é importante a consideração da anisotropia, comum em alguns 
geossintéticos, referente às propriedades mecânicas – tais como resistência e rigidez à tração – 
para que este não seja orientado de forma incorreta em relação às tensões atuantes (Fahel, 
Palmeira e Ortigão, 2001). 
 
A Figura 3.19 mostra o efeito do adensamento do solo mole na resistência da fundação e na força 
de tração do reforço necessária para manter a estabilidade do aterro. Em alguns casos, conforme 
exposto anteriormente, o ganho de resistência do solo mole de fundação, pelo processo de 
adensamento, pode suprir a necessidade da presença do reforço para manter a estabilidade do 
aterro depois de determinado tempo de construção (Palmeira, 1999). 
 
69 
 
 
Figura 3.19 - Efeito do adensamento do solo mole de fundação. 
 
3.8.2 Métodos de Análises de Estabilidade 
 
Os métodos convencionalmente adotados para as análises de estabilidade de aterros reforçados 
com geossintéticos sobre solos moles são baseados nos princípios de equilíbrio limite ou em 
soluções da teoria da plasticidade. Nestes métodos, a contribuição do reforço, propiciando o 
aumento do coeficiente de segurança do sistema contra a instabilização global, é expressa em 
termos da força de tração mobilizada nos reforços (Palmeira et al., 1998; Silva e Palmeira, 1998; 
Fahel et al., 1999). 
 
Nos métodos de equilíbrio limite, os procedimentos correntes consistem na adaptação dos 
métodos convencionais a taludes reforçados, mediante a incorporação da força de tração no 
geossintético. A orientação desta força pode ser qualquer, sendo usuais as hipóteses de uma força 
horizontal ou tangencial à superfície de deslizamento (Silva et al., 1999). 
 
Outras formulações analisam a contribuição dos reforços de forma mais simplificada, em termos 
apenas de um momento resistente adicional aumentando as forças estabilizadoras do sistema 
aterro – solo mole de fundação, entre os quais os métodos de Jewell (1987) e Low et al. (1990). 
3.9 Estabilidade de Aterros Sobre Colunas Granulares 
3.9.1 Métodos Convencionais 
 
As técnicas de modelagem de colunas de brita são baseadas em um sistema homogêneo 
equivalente do conjunto solo/colunas de brita. O objetivo dessa modelagem é determinar os 
parâmetros do sistema pelo modelo Mohr-Coulomb. 
70 
 
Como pode ser visto na Figura 3.20, a distribuição das colunas granulares é feita em malhas, as 
quais podem ser quadradas, hexagonais e mais comumente empregadas em projetos, às malhas 
triangulares. Ainda na Figura 3.20 e na Tabela 3.1, são apresentados os diâmetros equivalentes 
(de) e as áreas de influência para cada uma dessas malhas, onde l é o espaçamento entre as 
colunas. 
 
 
Figura 3.20 - Diâmetros de influência das distribuições em malha das colunas de brita (LIMA,2012). 
 
 
 
Tabela 3-1 - Áreas e raios de influência para diferentes tipos de malha. (BALAAM &POULOS, 1983). 
 
 
Segundo Choobbasti et al. (2011), a obtenção dos parâmetros é feita a partir de uma razão de 
substituição de áreas (ac), definida como sendo a razão entre a área transversal da coluna de brita 
(Ac) e a área de influência da coluna (A), conforme a Equação 3.24 a seguir: 
sc
c
c
AA
A
a


 (3-24) 
 
Em que As é a área do solo mole ao redor da coluna em uma célula unitária. 
 
De acordo com Choobbasti et al. (2011), o método da célula unitária fornece um resultado 
razoável. O solo tratado com colunas de brita é considerado como um material compósito, isto é, 
o solo tratado é considerado um sistema homogêneo equivalente - Figura 3.21. 
71 
 
 
Figura 3.21 - Esquema de célula unitária e distribuição de tensões nas colunas granulares (Almeida e 
Marques, 2010). 
 
A primeira tentativa de resolver o problema com solo reforçado por técnicas de homogeneização 
foi feita por Mitchell & Huber (1985) apud Choobbasti et al. (2011). Priebe (1976) apud 
Choobbasti et al. (2011) propôs um método para estimar recalques em fundações apoiadas em 
malhas de colunas de brita baseado no modelo da célula unitária. Nesse conceito, a coluna de 
brita e o solo que a circunda são considerados como um material único, isto é, como uma coluna 
unitária. A análise dessa coluna unitária depende do espaçamento entre as mesmas. Como todas 
as colunas são carregadas simultaneamente, considera-se que as deformações laterais do solo no 
limite das colunas unitárias são iguais à zero. 
 
A Tabela 3.2apresentada a seguir, mostra valores típicos do módulo de elasticidade da coluna de 
brita (Ec), bem como o ângulo de atrito interno da coluna (∅c), propostos por diversos autores, 
para conhecer o comportamento do conjunto coluna de brita e solo que a circunda. Segundo 
Almeida e Marques (2010), valores conservativos para o ângulo de atrito interno do material da 
coluna de brita é da ordem de 40º e para o módulo de elasticidade da coluna de brita Ec é da 
ordem de 80MPa. 
72 
 
Tabela 3-2 - Valores típicos de Ec e ϕc para colunas de brita (Cooper & Rose, et al., 1999). 
 
Cooper & Rose, et al. (1999), consideram o ângulo de atrito interno do sistema equivalente como 
descrito na Equação 3.25: 
  sccceq aa   1
 (3-25) 
 
Em que ϕeq é o ângulo de atrito do sistema compósito (solo-coluna), ϕc é o ângulo de atrito do 
material granular utilizado para preenchimento da coluna de brita e ϕs é o ângulo de atrito do solo 
mole. 
Choobbasti et al. (2011), propõe que as propriedades do solo reforçado sejam calculadas 
conforme mostrado nas Equações 3.26 e 3.27: 
 
  sccceq aa   1
 (3-26) 
  sccceq CaaCC  1
 (3-27) 
 
Em que γeq e Ceq são o peso específico e a coesão do solo equivalente, γc e Cc são o peso 
específico e a coesão da coluna de brita e, γs e Cs são o peso específico e a coesão do solo que 
circunda a coluna de brita. 
73 
 
Usando-se, conforme descrito acima, o conceito de material compósito (solo-coluna) e os 
parâmetros de resistência do solo ponderados (ϕeq, γeq e Ceq), podem-se empregar programas 
computacionais para análises de estabilidade de aterros reforçados sobre colunas granulares, o que 
é muito empregado em projetos básicos e executivos de aterros sobre solos moles. Outro método 
de modelagem de colunas de brita difundido é a metodologia proposta por Priebe, que será 
discutida adiante. 
3.9.2 Método de Priebe, 1995. 
 
A metodologia proposta por Priebe (1995), que é baseada na construção de colunas granulares 
instaladas pelo método de vibrosubstituição, não leva em consideração a densificação do solo ao 
redor das colunas. Esta nova proposta é baseada na proposição de Priebe (1976) apud Priebe 
(1995), que vem sofrendo alterações ao longo do tempo. 
 
Priebe (1995) considera um comportamento elástico dos materiais e utiliza a teoria de empuxos 
de Rankine. Priebe (1995) utiliza o conceito de célula unitária e faz algumas considerações: a 
coluna de brita está apoiada em camada rígida; o material da coluna é incompressível; os pesos 
específicos da coluna e da argila não são considerados. 
 
Portanto, a partir das considerações feitas, conclui-se que a coluna não pode romper por falta de 
capacidade de carga e, qualquer recalque na área carregada é resultado da deformação radial da 
coluna, que é constante em todo o comprimento da mesma, já que os pesos dos materiais foram 
desprezados. 
 
O autor assume que o material da coluna possa romper por cisalhamento, enquanto que o solo ao 
redor se comporta de forma elástica e que o solo compressível é deslocado durante a instalação da 
coluna até o ponto em que a razão entre as tensões verticais e horizontais corresponde ao estado 
líquido, com valor de coeficiente de empuxo K=1. Cabe ressaltar que utilizar a teoria de Rankine 
ao mesmo tempo em que supõe comportamento elástico do solo é uma incoerência (Priebe, 1995). 
 
Priebe (1995) apresenta os valores de ϕeq e Ceq como função da razão de substituição de área (ac) e 
do fator de melhoramento (𝑛), deste modo, a proporção da carga aplicada nas colunas (m) pode 
ser calculada conforme a Equação 3.28: 
74 
 














n
A
A
n
m
c1 (3-28) 
Como o método não considera a redução do volume do solo compressível devido ao 
"embarrigamento" das colunas de brita, principalmente em casos com valores baixos da razão de 
substituição de áreas (ac), o autor recomenda a seguinte simplificação: 
n
n
m
1' 
 (3-29) 
Os valores de 𝑚 e 𝑚′ podem ser obtidos na Figura 3.22, onde as linhas pontilhadas se referem a 𝑚 e as 
linhas cheias a 𝑚′. 
 
Figura 3.22 - Fatores de carga suportados pelas colunas granulares (Priebe,1995). 
 
O valor do ângulo de atrito do sistema equivalente homogêneo (ϕeq) pode ser calculado pela 
Equação 3.30: 
  sceq tgmtgmtg   '1'
 (3-30) 
 
O autor recomenda também, que o valor da coesão equivalente (Ceq) também seja proporcional ao 
carregamento. Priebe (1995) afirma que a instalação das colunas possivelmente altera a estrutura 
do solo, isto é, danifica a estrutura do mesmo, sendo difícil estudar o exato comportamento desse 
solo depois que as colunas foram instaladas. Por questões de segurança, o autor sugere considerar 
a coesão como sendo proporcional às cargas aplicadas, apesar da suposição não ser baseada em 
aspectos mecânicos do solo, pois gera um valor baixo de coesão equivalente. 
 
  seq CmC  '1
 (3-31) 
 
75 
 
Capítulo 4 - Estudo de Caso - Obra de Implantação 
do Aeroporto de Itajubá/MG 
 
4.1 Localização da Obra 
O Município de Itajubá, está localizado a 442km de Belo Horizonte, e foi selecionado para 
compor o Sistema Estadual de Aeródromos devido ao potencial sócio-econômico do município 
no contexto estadual. 
 
A ligação do Município à capital do Estado se faz pela Rodovia Federal BR-381 (384km) e BR-
459 (61km). O acesso ao Aeródromo de Itajubá está situado na área urbana de Itajubá na Avenida 
Presidente Tancredo Neves/Poços de Caldas, prolongamento da BR-459, a 5,0km do centro de 
Itajubá, confome ilustrado no mapa de localização na Figura 4.1. 
 
 
 
Figura 4.1 - Mapa de localização das obras (Engesolo, 2016). 
 
 
 
76 
 
4.2 Características Gerais da Obra 
A finalidade deste projeto é a implantação das instalações aeroportuárias com a construção de 
uma nova pista de pouso, pátio principal de aeronaves e pista de táxi do Aeródromo de Itajubá. 
Será implantado revestimento em concreto betuminoso usinado a quente (CBUQ) na pista de 
pouso e táxi de ligação, pavimento rígido (concreto armado), no pátio de estacionamento de 
aeronaves e para a pista de táxi paralelo o revestimento será em grama. 
 
Desta forma, pretende-se construir o Aeródromo de forma a dar suporte ao crescimento das 
atividades na região sul do estado de Minas Gerais, possibilitando a operação de aeronaves com 
capacidade para 49 passageiros, do tipo ATR 42/300. Tal aeronave possui carga máxima segundo 
a ANAC de 16t, e trem de pouso com distância entre eixos de 4,1m. 
 
O Aeródromo de Itajubá, contará com a implantação de uma pista de pouso e decolagem de 
1.400m x 30 m - Figura 4.2, categoria 2C, para aeronaves de projeto ATR-42/300, operação VFR 
(diurno/noturno); faixa de pista preparada de 1.520m x 80m; táxi de ligação “A” de 60,00m x 
18,00m; táxi de ligação “B” de 762,49m x 23,00m; pátio de estacionamento de aeronaves de 
150,00m x 80,00m, construção da seção de combate a incêndio “SECINC” categoria 1 a 4, 
terminal de passageiros e execução de cerca padrão ICAO (alambrado) no entorno de toda a área 
patrimonial. Será necessária a retirada e/ou sinalização dos obstáculos à navegação aérea para 
atender as normas estipuladas na Portaria nº 256 / GC5, de maio de 2011. 
 
O Aeródromo de Itajubá está incluído no último Plano Aeroviário do Estado de Minas Gerais 
executado pelo IAC-VOLUME II, atual Superintendência de Estudos, Projetos e Capacitação da 
Aviação Civil da ANAC, tendo sido classificado como AeródromoLocal. A sua implantação, 
possibilitará vôos de ligações diretas para as cidades de Belo Horizonte, Vitória, Rio de Janeiro e 
São Paulo. 
 
 
77 
 
 
Figura 4.2 - Planta Geral - Aeroporto de Itajubá/MG (Engesolo, 2016). 
78 
 
4.3 Geologia e Estratigrafia Regional 
Na área de implantação do aeroporto, predominam rochas gnáissicas e graníticas, com 
intercalações de anfibolitos (Complexo Varginha), com elevado grau de metamorfismo e elevada 
concentração de elementos máficos. Do ponto de vista estrutural, são comuns as descontinuidades 
geradas por alívios de tensões regionais e por efeitos de erosão. 
 
Os produtos do intemperismo resultaram em solos tipicamente de textura silto-argilosa ou areno-
siltosa, com espessuras variáveis entre 8,0m e 20,0m. Estes solos são classificados conforme o 
sistema HRB em A-7-5 e A-7-6. Pedologicamente são representados por horizontes A e B e um 
nível de transição C, sobreposto aos saprolitos de gnaisse, ambos facilmente erodíveis. Os 
condicionantes geológicos locais mostram que estes solos constituem alternativas bastante 
interessantes para a obtenção de materiais e zonas de empréstimo para a execução de aterros e 
camadas do revestimento. 
 
A região é caracterizada ainda pelas bacias hidrográficas dos rios Sapucaí e Sapucaí- Mirim, 
incorporando também inúmeros tributários e pequenos canais. Estes rios avançam em meandros 
por amplas bacias aluvionares colmatadas por sedimentos finos recentes (quaternários). Em vários 
locais, estes depósitos englobam camadas de solos moles, com elevada concentração de matéria 
orgânica e com espessuras variáveis entre 2,0m e 10,0m, potencialmente críticos em termos de 
fundação (DER/MG, 1999a). 
4.4 Investigações Geotécnicas 
Os estudos geotécnicos foram desenvolvidos objetivando o fornecimento de elementos para 
elaboração dos Projetos de Fundação de Aterro, Terraplenagem, Drenagem e de Pavimentação. 
 
Os serviços foram desenvolvidos a partir de um reconhecimento geológico-geotécnico de campo 
do trecho, bem como de potenciais fontes de materiais argilosos para emprego no corpo e 
acabamento do aterro projetado. 
 
Desta forma, os estudos geotécnicos contemplaram basicamente as seguintes atividades: 
 
 Localização de áreas de ocorrências de materiais (áreas de empréstimo); 
 Sondagem à percussão; 
 Ensaios Dilatométricos ou Dilatométrico Plano - DMT; 
79 
 
 Coleta de amostras do solo compressível de fundação com amostrador tipo Shelby; 
 Ensaios de laboratório para obtenção dos parâmetros de resistência e 
 compressibilidade - Ensaios triaxiais CU e Ensaios de adensamento edométrico. 
4.4.1 Estudos da Camada de Solo Compressível 
 
Para o reconhecimento do solo de fundação, bem como obtenção dos parâmetros de resistência e 
compressibilidade, foram realizados na fase de projeto sondagens a percussão e ensaios 
dilatométricos, e posteriormente, ensaios de laboratório - triaxiais CU e adensamento edométrico. 
 
4.4.1.1 Sondagens a Percussão 
 
Visando o reconhecimento da estratigrafia local, bem como das características do solo de 
fundação das estruturas principais do aeroporto, foram realizados sondagem à percussão (SP). 
 
A Tabela 4.1 apresentada a seguir, sintetiza conforme a NBR-6484, a correlação entre a pressão 
admissível no terreno, em função do Nspt, para uma avaliação preliminar. 
Tabela 4-1: Classificação dos solos em função da resistência (NBR-6484). 
 
 
A Figura 4.3 apresenta à execução da sondagem a percussão, executada na fase preliminar de 
projeto. 
80 
 
 
Figura 4.3 - Execução de sondagem à percussão (Engesolo, 2016). 
 
Os boletins de sondagem à percussão, realizadas na fase de projeto executivo para implantação 
das obras do aeroporto de Itajubá/MG, são apresentados ao final da dissertação, no Anexo I. 
4.4.1.2 Ensaios Dilatométricos 
 
A campanha de ensaios dilatométricos, foi realizada de forma a complementar as sondagens à 
percussão, visando-se principalmente a obtenção de parâmetros de resistência e compressibilidade 
do solo mole de fundação, na área de implantação do aeroporto de Itajubá/MG. Tais investigações 
foram executadas nas condições iniciais de projeto, bem como após a execução da primeira etapa 
de carregamento do aterro (abril/2016), a fim de melhor estimar os parâmetros na fase inicial de 
construção e ao final das obras. 
 
O início dos ensaios DMT sempre ocorreram a partir da superfície da área, aprofundando-se a 
lâmina até atingir o meio da sua membrana expansível, continuando-se as leituras a cada 20cm até 
atingir as camadas resistentes. A localização dos ensaios e as profundidades dessas camadas estão 
identificadas na Tabela 4.2 apresentada abaixo. 
Tabela 4-2: Identificação e profundidades dos ensaios (Engesolo, 2016). 
DENOMINAÇÃO DO ENSAIO 
LOCALIZAÇÃO DO 
ENSAIO 
ESPESSURA DA CAMADA DE SOLO 
MOLE (m) 
DMT 01 Próximo ao SPT 01 11 
DMT 02 Próximo ao SPT 02 12 
DMT 03 Próximo ao SPT 03 13 
DMT 04 Próximo ao SPT 04 9 
 
 
81 
 
A execução deste ensaio e respectivos procedimentos no Brasil ainda não estão normatizados. 
Para sua execução seguem-se principalmente as normatizações do ASTM “Standard Test Method 
for Performing the Flat Plate Dilatometer Test” - D6635-01 e do Eurocode 7 - Geotechnical 
Design - Part 3 - “Design assisted by field testing” - Section 9 - “Flat Dilatometer Test (DMT)”. 
 
O princípio de funcionamento do ensaio “DMT” (Dilatômetro Plano, ou “de Marchetti”) consiste 
em aplicar pressões ao solo, através de uma membrana circular metálica, de 60mm de diâmetro, 
instalada numa das faces, na lateral de uma lâmina muito delgada, produzida em aço inoxidável, 
de altíssima resistência. 
 
O ensaio compreende a aplicação de uma pressão na membrana, exercida pela introdução de gás 
nitrogênio, inserido nas costas dessa membrana, de maneira tal, que essa venha se expandir, 
contra o terreno, atingindo um valor máximo de deslocamento de 1,10mm em seu centro, 
medindo-se, então, as pressões do início e do final dessa expansão, por meio de um par de 
manômetros, de alta precisão, disponíveis na unidade de leituras e de controle do equipamento, 
que fica posicionada na superfície do terreno. A Figura 4.4, mostrada abaixo, detalha as partes 
componentes do equipamento, assim como ilustra o referido princípio de seu funcionamento. 
 
 
Figura 4.4 - a) Unidades de medida/controle e b) vistas frontal e transversal da lâmina (Engesolo, 
2016). 
 
As Figuras 4.5 e 4.6 mostram respectivamente o conjunto mecanizado para execução do ensaio 
dilatométrico e o sistema hidráulico empregado na cravação da lâmina no terreno. 
 
82 
 
 
Figura 4.5 - Conjunto mecanizado para execução do ensaio dilatométrico - DMT (Engesolo, 2016). 
 
 
 
 
 
 Figura 4.6 - Detalhe do sistema hidráulico de cravação da lâmina, a qual é conectada à unidade 
de aquisição de dados pela tubulação que passa no interior das hastes de cravação (Engesolo, 2016). 
 
A rotina do ensaio compreende se introduzir a lâmina no terreno, estaticamente, com o auxílio de 
um equipamento hidráulico de penetração, o qual é mostrado na Figura 4.6, acima. Esse sistema 
de cravação introduz um conjunto de hastes de aço, conduzindo, em sua extremidade, a lâmina do 
“DMT”, ligada à unidade de leitura e controle de superfície, por uma fiação elétrica disposta no 
interior da mangueira que conduz o gás nitrogênio. 
 
O avanço no terreno é feito em estágios, com intervalos de 20cm, com o estacionamento da 
lâmina, na profundidade do ensaio, e com as realizações de duas leituras “A” e “B”, relativas, 
respectivamente, ao início da expansão da membrana contra o terreno(deslocamento igual a 
0,05mm) e ao final de sua expansão (deslocamento igual a 1,10mm). 
 
Essas leituras são corrigidas pelos valores “ΔA” e “ΔB”, relativos à resistência inercial da própria 
membrana metálica, quando ao ar livre, respectivamente para o início (0,05mm) e o final 
(1,10mm) da expansão, bem como do valor do desvio de zero do manômetro “Zm”. 
83 
 
Os deslocamentos que fornecem essas leituras são identificados por um sensor elétrico existente 
no interior da lâmina do DMT. 
Essas duas pressões “A” e “B” permitem a determinação de duas outras pressões “líquidas” 
correspondentes, assim definidas: 
 
A partir da pressão “A” calcula-se a Pressão “P0”: 
 
• É a pressão líquida, de reação do solo, contra a membrana, imediatamente antes de esta 
iniciar sua expansão, contra o terreno (ou seja, expansão de 0,05mm da membrana 
metálica e que corresponde ao deslocamento nulo do solo). 
   BZBAZAP mm  05,005,10 (4-1) 
 
A partir da pressão “B” calcula-se a Pressão “P1”: 
 
• É a pressão líquida, necessária para expandir, contra o terreno, a membrana metálica de 
60mm de diâmetro, no valor de 1,10mm, que é o final da sua expansão. 
 BZBP m 1 (4-2) 
 
A Tabela 4.3 apresentada a seguir, sintetiza os principais índices/parâmetros obtidos nos ensaios 
dilatométricos. 
Tabela 4-3:Parâmetros obtidos nos ensaios dilatométricos (Engesolo, 2016). 
ÍNDICE SÍMBOLO EXPRESSÃO DE CÁLCULO APLICAÇÃO DIRETA 
Índice do 
Material 
Id 
00
01
uP
PP
I d



 
Identificação do comportamento 
granulométrico do solo (argilas, siltes e 
areias). 
Módulo 
dilatométrico 
Ed ).(7,34 01 PPEd 
 Quantificação da compressibilidade do solo. 
Índice de 
tensão 
horizontal 
Kd 
0
00
v`
uP
Kd 


 Avaliação do histórico de tensões, já 
aplicadas ao solo. 
 
Os resultados dos ensaios dilatométricos, realizados na fase de projeto executivo para 
implantação das obras do aeroporto de Itajubá/MG, bem como após a primeira etapa de 
carregamento, são apresentados ao final da dissertação, no Anexo II. 
 
 
 
84 
 
As figuras 4.7 a 4.10 apresentadas a seguir, ilustram a análise dos resultados dos ensaios 
dilatométricos, e ratificam os parâmetros geotécnicos do solo compressível de fundação adotados 
nas análises de estabilidade. 
 
 
Figura 4.7 – Análise dos resultados dos ensaios dilatométricos – Comportamento da Razão de 
Sobreadensamento do solo - OCR. 
 
 
 
Figura 4.8 - Análise dos resultados dos ensaios dilatométricos - Coesão não drenada - Cu, com as 
condições in situ constante e variável. 
 
85 
 
 
Figura 4.9 - Análise dos resultados dos ensaios dilatométricos - Coesão não drenada - Cu, com as 
condições in situ e após carregamento (adensado) constante e variável. 
 
 
 
Figura 4.10 - Análise dos resultados dos ensaios dilatométricos e triaxiais - Coesão não drenada - Cu, 
com as condições in situ e após carregamento (adensado) constante e variável. 
 
 
 
 
 
 
 
 
86 
 
As principais conclusões acerca dos resultados obtidos nos ensaios dilatométricos são: 
 
• O subsolo apresenta pouca variação de espessura de solo mole e/ou compressível, 
podendo-se estabelecer uma profundidade média de 11m; 
• Resistência ao cisalhamento não drenada (Cu) em função da profundidade para todos os 
ensaios mostra sua boa repetitividade ao longo da espessura de solo mole e/ou 
compressível, podendo-se estabelecer sua variação entre 6 a 12kPa, nas condições iniciais 
(fase de projeto); 
• Módulo de compressão confinada (E0) - Apesar de sua grande variabilidade para cada 
pequena camada de 20cm (repetição de cada leitura) ao longo da espessura de solo mole 
e/ou compressível, pode-se adotar um valor médio igual a 450kPa nas condições iniciais 
(fase de projeto); 
• As camadas superficiais apresentam maiores valores de OCR, havendo a redução destes 
valores com o aumento da profundidade e a tendência em se atingir o valor unitário 
(OCR=1), conforme ilustrado na Figura 4.7; 
• Após o carregamento da primeira etapa do aterro, observa-se um ganho significativo na 
resistência ao cisalhamento não drenada do solo compressível de fundação, podendo-se 
assumir uma faixa de valores da ordem de 15 a 25kPa. 
4.4.1.3 Ensaios Triaxiais 
 
Objetivando-se aumentar a confiabilidade nos parâmetros de resistência do solo compressível de 
fundação, foi programada a coleta de amostras indeformadas em campo com o amostrador 
Shelby, e realizado em laboratório ensaio triaxial tipo 
CU
 com medida de poropressão 
(Consolidated undrained). Foi adotado nesta pesquisa o ensaio triaxial adensado e não drenado, 
pois os resultados obtidos permite a análise a curto e a longo prazo da resistência ao cisalhamento 
de solos de baixa permeabilidade consolidados, o que se aplica perfeitamente aos estudos de 
execução de aterros em etapas sobre uma fundação compressível. 
 
O ensaio triaxial convencional resume na aplicação de um estado hidrostático de tensões e de um 
carregamento axial sobre um corpo de prova cilíndrico do solo. Para tal, o corpo de prova é 
inserido dentro de uma câmara de ensaio, e envolvido por uma membrana plástica. Esta câmara é 
preenchida com água destilada e deaerada, à qual se aplica uma pressão confinante do ensaio. 
87 
 
Tal pressão confinante atua em todas as direções, inclusive na vertical. Sendo assim, o corpo de 
prova fica sob um estado hidrostático de tensões. Na base e no topo do corpo de prova são 
colocadas pedras porosas que permitem a drenagem através destas peças, que são permeáveis. 
 
Este ensaio indica a resistência não drenada em função da tensão de adensamento. Se as pressões 
neutras forem medidas, a resistência em termos de tensões efetivas também é determinada, razão 
pela qual ele é muito empregado, pois permite determinar a envoltória de resistência em termos 
de tensões efetivas (TTE) num prazo muito menor do que o ensaio CD e ainda em termos de 
tensões totais (TTT). A Figura 4.11 a seguir apresenta os corpos de prova após a ruptura. 
 
 
Figura 4.11 - Corpos de prova após a ruptura (Engesolo, 2016). 
 
 
A Figura 4.12 apresentada a seguir, mostra os resultados obtidos para o ensaio de compressão 
triaxial realizado com amostra indeformada, coletada com amostrador Shelby na estaca 7+10, a 
aproximadamente 5,0 m de afastamento do ofsset do aterro. 
88 
 
 
Figura 4.12 - Envoltórias de resistência para tensões efetivas e totais (Engesolo, 2016). 
 
 
Para as análises de estabilidade de aterros executados sobre solos moles, como a permeabilidade 
destes depósitos é muito baixa, recomenda-se a adoção dos parâmetros em termos de tensões 
totais, pois durante o carregamento não ocorre à completa dissipação das poropressões. Os 
resultados do ensaio triaxial 
CU
 demonstram uma incoerência no valor do ângulo de atrito 
efetivo, e, portanto, a limitação deste ensaio para a determinação dos parâmetros efetivos. 
 
Os ensaios triaxiais 
CU
 realizados com os níveis de tensões de 25 e 50kPa são mais 
representativos dos níveis de tensões em campo. Com base nestes resultados, adotando-se K0=0,6 
(base na zona normalmente adensada dos ensaios dilatométricos) foi possível estimar a 
profundida equivalente. O gráfico ilustrado na Figura 4.10 ratifica os resultados dos ensaios 
dilatométricos e os parâmetros adotados nos estudos de estabilidade. 
 
 
89 
 
 Sendo assim, serão adotados os seguintes parâmetros obtidos nos ensaios triaxiais: 
 
• Resistência ao cisalhamento não drenada (Cu) de 16kPa; 
• Ângulo de atrito interno (ϕ) iguala 9º. 
4.4.1.4 Ensaios de Adensamento Edométrico 
 
Em solos saturados (finos – elevado índice de vazios), a variação de volume é devida à drenagem 
da água intersticial. Esta situação é verificada para o caso de ocorrência de argilas sedimentares 
em que se tem S ≈ 100%. Estes solos se formam pelo transporte da água, em regiões de baixadas 
(topografia plana), em que o NA é elevado. 
 
Dentre os parâmetros de compressibilidade que o engenheiro geotécnico necessita para a 
execução de projetos e para estudos do comportamento dos solos, destacam-se a pressão de pré-
adensamento, σ‟vm, o índice de compressão, Cc, e o coeficiente de adensamento, Cv. A obtenção 
desses parâmetros se dá a partir de resultados de ensaios de compressibilidade do solo. O estudo 
de compressibilidade dos solos é normalmente efetuado utilizando-se o edômetro, que foi 
desenvolvido por Terzaghi para o estudo das características de compressibilidade e da taxa de 
compressão do solo com o tempo (Almeida e Marques, 2010). 
 
Deste modo, de forma a complementar os ensaios de campo, foram realizados ensaios de 
adensamento edométrico inundados com amostras indeformadas, coletadas com amostrador 
Shelby nas estacas 7+10, 37+10 e 67+10. 
 
Figura 4.13 - Prensa de adensamento edométrico e amostras de solo mole coletadas - tubos Shelby 
(Engesolo, 2016). 
 
90 
 
As Tabelas 4.4 a 4.6 e as Figuras 4.14 a 4.16 apresentadas a seguir, mostram os resultados dos 
ensaios de adensamento edométrico. 
Tabela 4-4:Parâmetros obtidos nos ensaios de adensamento edométrico - Estaca 7+10 
(Engesolo, 2016). 
 
 
 Figura 4.14 - Curva de compressão do solo - Est. 7+10 (Engesolo, 2016). 
91 
 
 Tabela 4-5:Parâmetros obtidos nos ensaios de adensamento edométrico - Estaca 37+10 
(Engesolo,2016). 
 
 
 
 
Figura 4.15 - Curva de compressão do solo - Est. 37+10 (Engesolo, 2016). 
 
92 
 
Tabela 4-6:Parâmetros obtidos nos ensaios de adensamento edométrico - Estaca 67+10 
(Engesolo,2016). 
 
 
 
 
Figura 4.16 - Curva de compressão do solo - Est. 67+10 (Engesolo, 2016). 
 
 
93 
 
Com base nos resultados dos ensaios de adensamento edométrico, observa-se que houve uma 
grande dispersão nos resultados, sobretudo o ensaio da estaca 37+10, apresenta um 
comportamento bem distinto dos demais ensaios, tanto nos valores de índice de vazios inicial e 
final, como teor de umidade da amostra, índice de compressão e no valor da tensão de pré-
adensamento. 
 
Para efeito de projeto e para melhor embasar as análises de compressibilidade, podem-se adotar 
como parâmetros médios, os resultados dos ensaios realizados nas estacas 7+10 e 67+10, por 
apresentarem menores dispersões nos resultados (teor de umidade e índice de compressão), 
embora tenha ocorrido grande dispersão para os valores da tensão de pré-adensamento. 
 
Com base nos resultados dos ensaios foi possível estimar os parâmetros de compressibilidade e 
adensamento, como apresentado a seguir: 
 
• Tensão de pré-adensamento (σ‟vm) igual a 15kPa; 
• Índice de compressão (Cc) igual a 1,5; 
• Coeficiente de adensamento (Cv) igual a 7,6x10
-4
cm
2
/s; 
• Coeficiente de permeabilidade (K) igual a 9,6x10-8cm/s. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
94 
 
 
Capítulo 5 - Obra de Implantação do Aeroporto de 
Itajubá/MG - Análises de Compressibilidade e 
Estabilidade 
 
 
Neste capítulo, serão abordadas as considerações preliminares a elaboração do projeto de 
implantação do aterro do aeroporto de Itajubá/MG (parâmetros de projeto, análises de estabilidade 
do aterro e fundação, análises de compressibilidade da fundação) e interpretação dos resultados 
obtidos nos estudos de estabilidade. 
5.1 Parâmetros de Projeto 
Os parâmetros de compressibilidade do solo compressível de fundação a serem utilizados para os 
cálculos de recalque, bem como os parâmetros de resistência ao cisalhamento a serem 
empregados nas análises de estabilidade, foram obtidos por meio de investigações geotécnicas de 
campo e laboratório, mencionadas no capítulo anterior. 
Vale ressaltar que serão empregados os parâmetros de projeto para a previsão dos recalques e sua 
evolução com o tempo, bem como para as condições iniciais de construção (primeira etapa de 
carregamento). Para a estabilidade da obra na fase final de construção e a longo prazo, serão 
empregados os parâmetros obtidos nos ensaios dilatométricos após a execução da primeira etapa 
de carregamento, também descritos no capítulo anterior. 
Para a estimativa dos parâmetros do solo reforçado com estacas granulares de brita, serão 
empregados os parâmetros obtidos para o solo compressível, bem como os parâmetros de 
resistência do material empregado na execução das estacas granulares, aplicando-se a 
metodologia proposta por Priebe (1995), também mencionada no Capítulo 3. 
A Tabela 5.1 apresentada a seguir, contém um resumo dos parâmetros a serem empregados nas 
análises de compressibilidade e estabilidade, obtidas dos ensaios de campo e laboratório. 
 
 
 
95 
 
Tabela 5-1:Parâmetros geotécnicos dos materiais de aterro, solo compressível, coluna de brita e solo 
residual de fundação. 
Material 
Parâmetros geotécnicos 
Resistência Compressibilidade 
 
ϒ 
 
C 
 
ϕ 
 
Cv=kv/γwxmv 
 
Ch=2x Cv 
 
Cc 

'vm
 
M 
(kPa) (kPa) (o) m2/s m2/s (kPa) (kPa) 
Aterro - Argila Siltosa - 
Acabamento de 
terraplenagem - 95% do 
PM 
19 35
*
 30
*
 - - - - - 
Aterro - silte argiloso - 
corpo do aterro - 90% do 
PM 
18 35
*
 20
*
 - - - - - 
Solo compressível de 
fundação - argila orgânica 
- condições iniciais de 
construção - projeto 
executivo 
12 12 0 7,6x10
-8
 1,5x10
-7
 1,5 15 450 
Solo compressível de 
fundação - argila orgânica 
- condições após a 1 etapa 
de carregamento 
15 20 0 7,6x10
-8
 1.5x10
-7
 1,5 15 900 
Solo residual - silte 
arenoso com intercalação 
de rocha 
21 50
*
 35
*
 - - - - - 
Coluna granular de brita 20 0
*
 40
*
 - - - - - 
*Parâmetros efetivos 
 
5.2 Estimativa de Recalques e sua Evolução com o Tempo 
Para a estimativa da magnitude dos recalques e a sua evolução com o tempo, devem ser 
considerados os parâmetros geotécnicos mencionados no item anterior, as equações abordadas no 
Capítulo 3 e o perfil geotécnico esquematizado na Figura 5.1 apresentada a seguir. 
 
 
96 
 
 
Figura 5.1 - Perfil geotécnico do solo. 
 
97 
 
a) Cálculo da tensão efetiva inicial atuante à meia espessura da camada de argila (z=6m): 
   2arg1arg' hh wvo  
 .: 
   0,168,9120,112' vo
 .: `vo=23,0 kPa 
b) Cálculo do acréscimo de tensão efetiva devido à construção do aterro: 
Ihh atatv  )( 22,11, 
 
Como o aterro apresenta grandes dimensões, pode-se considerar o fator de influência de Osterberg 
como I=1,0, logo: 
1)318119(  v
 
0,1)318119(  v
 .: v=73,0 kPa 
1
a
) Situação: Considerando o perfil geotécnico ilustrado na Figura anterior, sem intervenção de 
reforço de fundação, tem-se: 
a) O recalque total da camada de argila sem intervenção de reforço de fundação será: 











 





















vm
v
v
cvms
e
C
e
C
hh
'
'
log
1'
'
log
1
0
000
arg 


.: 











 





















15
0,730,23log
5,31
5,1
0,23
15
log
5,31
15,0
12h
 .: h=3,15m 
 
b) O tempo para a ocorrência de 50% e 90% do recalque, sem de reforço de fundação será: 
 
b.1) tempo para ocorrência de 50% do recalque: 
 
 
8
2
%50
106,7
12196,0


t
 .: t50%=12 anos 
 
b.2) tempo para ocorrência de 90% do recalque: 
 
 
8
2
%90
106,7
12848,0


t
 .: t90%=51 anos 
 
2
a
) Situação: Considerando o perfil geotécnico ilustrado na Figura anterior, e adotando-se o 
reforço de fundação por meio de estacas granulares de brita, diâmetro nominal de 70cm, dispostas 
em malha triangular com espaçamento de 3,0m, tem-se: 
 
98 
 
a) Recalque do solo tratado: 

9,2
 sh
 
Em que  é um fator de redução dos recalques, aplicando-se a metodologia de Priebe, têm-se 
 
Para 
 
4
70,0
21443
4
70,0
21443176280
2
2







c
s
A
A = 20, e ϕc=40º, 
 
Em que As é a área de solo (Área total de tratamento = 176280m
2
 menos a área total de colunas 
granulares, e Ac é a área das colunas, o método de Priebe (1995), fornece um fator de redução 
=1,5, logo o recalque do solo com o tratamento da fundação será: 
 
5,1
15,3
h
 .: h=2,10m. 
b) O tempo para a ocorrência de 50% e 90% do recalque, considerando-se o fluxo nas direções 
vertical e radial: 
 
b.1) tempo para ocorrência de 50% do recalque: 
 
Para o fluxo vertical: 
2
d
v
v
H
tC
T


.: 
2
8
12
5,036586400106,7 


vT
 .: Tv=0,0083, logo Uv=10%. 
Para o fluxo radial: 









v
r
U
U
U
1
1
1
, sendo U=0,5 e Uv=0,1. 









1,01
5,01
1rU
 .: Ur=0,44. 
305,1 D
 .: D=3,15m. 
4
7,0 2


d
.: d=0,38m 
 
99 
 
Finalmente, adotando-se malha triangular com 3,0 metros de lado, o tempo necessário para 
ocorrência de 50% do recalque total, o que corresponde ao inicio da segunda etapa de 
carregamento do aterro será: 






















Ud
D
C
D
t
h 1
1
ln
4
3
ln
8
2
.: 






















 44,01
1
ln
4
3
38,0
15,3
ln
86400365105,18
15,3
7
2
t
 .: t4 meses. 
 
b.1) tempo para ocorrência de 90% do recalque: 
Para o fluxo vertical: 
2
d
v
v
H
tC
T


.: 
2
8
12
9,036586400106,7 


vT
 .: Tv=0,01498, logo Uv=14%. 
Para o fluxo radial: 









v
r
U
U
U
1
1
1
, sendo U=0,9 e Uv=0,14. 









14,01
9,01
1rU
 .: Ur=0,88. 
305,1 D
 .: D=3,15m. 
4
7,0 2


d
.: d=0,38m 
Finalmente, adotando-se malha triangular com 3,0 metros de lado, o tempo necessário para 
ocorrência de 90% do recalque total será: 






















Ud
D
C
D
t
h 1
1
ln
4
3
ln
8
2
 






















 88,01
1
ln
4
3
38,0
15,3
ln
86400365105,18
15,3
7
2
t
 .: t10 meses. 
5.3 Análises de Estabilidade 
As análises de estabilidade do aterro do aeroporto de Itajubá/MG serão realizadas com base na 
seção transversal tipo de terraplenagem, bem como os resultados dos ensaios geotécnicos 
realizados no solo mole de fundação. Para a estimativa dos parâmetros do solo melhorado pela 
inserção das estacas granulares de brita, será empregada a metodologia proposta por Priebe 
(1995), mencionada no Capítulo 3. 
100 
 
5.3.1 Situações Analisadas 
Serão realizadas análises de estabilidade para as seguintes situações: 
 
 
• Implantação do aterro em camada única de 4 m sobre o solo compressível, sem tratamento 
da fundação. Nestas análises serão considerados os parâmetros geotécnicos obtidos nos 
ensaios na fase de projeto, sendo simulado a estabilidade para a resistência ao 
cisalhamento não drenada constante para toda a camada compressível igual a 12kPa, e 
com a resistência variável com a profundidade (variação de 6 a 12kPa). 
 
• Implantação do aterro em etapas de 2m sobre o solo compressível, sem tratamento da 
fundação. Nestas análises serão empregados os parâmetros geotécnicos obtidos nos 
ensaios na fase de projeto para a primeira fase de carregamento (etapa inicial de 
construção), e parâmetros obtidos no ensaio dilatométrico após a estabilização da primeira 
camada (fase final de construção). Nestas análises, serão consideradas também a 
resistência constante e variável com a profundidade, sendo para a primeira fase de 
carregamento, Su constante igual a 12kPa e variável, entre 6 a 12kPa, e para a segunda 
fase de carregamento, Su constante igual a 20kPa e variável, entre 10 a 25kPa; 
• Implantação do aterro em etapas de 2m sobre o solo o solo compressível, sem tratamento 
da fundação, na fase final de construção, considerando a sobrecarga da aeronave a 2m do 
bordo da pista de pouso. Nestas análises serão consideradas a resistência constante igual a 
20kPa e variável com a profundidade, entre 10 e 25kPa; 
 
• Implantação do aterro em camada única de 4 m sobre o solo compressível, considerando o 
tratamento da fundação por meio de colunas granulares de brita, com malha triangular de 
3m de lado. Nestas análises serão considerados para o solo de fundação os parâmetros 
geotécnicos ponderados (solo compressível e estacas granulares - Método de Priebe), 
obtidos nos ensaios na fase de projeto, simulando-se a fase final de construção (sem 
sobrecarga) e fase de operação (com sobrecarga). 
 
 
 
 
101 
 
5.3.2 Perfil Geotécnico 
O perfil geotécnico foi elaborado a partir da seção transversal crítica (aterro de 4m de altura - 
constante para toda a pista de pouso e decolagem), determinada sobre o levantamento topográfico 
da área de estudo, e com base nos resultados das sondagens a percussão (profundidade média de 
solo compressível 12m). As Figuras 5.2 e 5.3 apresentam respectivamente os perfis adotados para 
camada de 4m de altura (execução em camada única) e execução em etapas de 2m de altura. 
 
 
 
Figura 5.2 - Perfil geotécnico do solo - Execução de aterro em camada única - h=4,0m. 
 
102 
 
 
Figura 5.3 - Perfil geotécnico do solo - Execução de aterro em etapas - h=2,0m. 
 
5.3.3 Parâmetros Geotécnicos 
 
Os parâmetros geotécnicos adotados nas análises de estabilidade (peso específico, coesão e 
ângulo de atrito) foram obtidos através de ensaios geotécnicos de campo e laboratório para o solo 
nas condições in situ. 
 
Para o material utilizado nas colunas granulares de brita, bem como no colchão drenante de brita, 
os parâmetros foram determinados com base na bibliografia técnica apresentada e abordada no 
capítulo 3. 
 
 
 
 
103 
 
Para a obtenção dos parâmetros do solo de fundação reforçado por meio de estacas granulares de 
brita, será empregada a metodologia proposta por Priebe (1995). Para aplicação desta 
metodologia, serão utilizados os parâmetros do solo compressível e da coluna de brita, 
sintetizados na Tabela 5.2 apresentada a seguir. 
 
Tabela 5-2:Parâmetros geotécnicos do solo compressível para as fases inicial e final de construção e da 
coluna de brita. 
Material 
Parâmetros Geotécnicos 
Peso 
Específico 
Coesão 
Ângulo de 
Atrito 
(kN/m3) (kPa) (o) 
Solo compressível - 
Argila Orgânica 
12 12 0 
(faseinicial de 
construção - 1 Etapa de 
carregamento e/ou 
execução em camada 
única) 
Solo compressível - 
Argila Orgânica 
15 20 0 (fase final de construção 
- 2 Etapa de 
carregamento) 
Material drenante - 
Colunas de Brita 
20 0 40 
 
 
Aplicando-se a metodologia de Priebe, com base nos parâmetros geotécnicos apresentados na 
Tabela 5.2, os parâmetros de resistência ao cisalhamento ponderados serão: 
1) Cálculo da área de influência das colunas, para l=3m: 
2
2
3
lAc 
 
23
2
3
cA
 .: Ac=7,79m
2 
2) Cálculo da relação entre áreas, onde Ac é a área de influência das colunas e As é a área de solo 
sem tratamento:
sc
c
c
AA
A
a


 
)7,0
4
21443176280(79,721443
79,721443
2

 ca
 .: ac=0,49 
 
 
104 
 
3) Cálculo de ϕeq, onde ϕc é o ângulo de atrito interno das colunas e ϕs é o ângulo de atrito interno 
do solo: 
  sccceq aa   1
.: 
  049,014049,0 eq
 .: ϕeq20º 
 
4) Cálculo de γeq, onde γc é o peso específico do material das colunas e γs é o peso específico do 
solo: 
  sccceq aa   1
 
  1249,0149,020 eq
 .: γeq=16kPa 
 
5) Cálculo de Ceq, onde Cc é a coesão do material das colunas e Cs é a coesão do solo: 
  sccceq CaaCC  1
 
12)49,01(49,00 eqC
 .: Ceq6kPa 
A Tabela 5.3, apresentada a seguir, sintetiza os parâmetros geotécnicos do solo a ser empregado 
nas análises de estabilidade. 
Tabela 5-3: Parâmetros geotécnicos empregados nas análises de estabilidade. 
Material 
Parâmetros Geotécnicos 
Peso 
Específico 
Coesão Ângulo de Atrito 
(kN/m3) (kPa) (o) 
Aterro - Argila Siltosa - 
Acabamento de 
terraplenagem - 95% do PM 
19 35 30 
Aterro - silte argiloso - 
corpo do aterro - 90% do PM 
18 35 20 
Colchão drenante 20 0 40 
Solo compressível - Argila 
Orgânica - sem tratamento 
12 12 0 (fase inicial de construção - 1 
Etapa de carregamento e/ou 
execução em camada única) 
Solo compressível - Argila 
Orgânica - sem tratamento 
15 20 0 
(fase final de construção - 2 
Etapa de carregamento) 
Solo compressível - Argila 
Orgânica - tratamento com 
estacas granulares de brita 
- Etapa de carregamento e/ou 
execução em camada única) 
16 6 20 
Solo residual - silte arenoso 
com intercalação de rocha 
21 50 35 
 
 
 
105 
 
5.3.4 Fator de Segurança Mínimo 
Foi estabelecido como fator de segurança (FS) mínimo 1,5, com base na norma NBR 11.682 - 
“Estabilidade de Taludes” da ABNT. 
5.3.5 Resultados Análises de Estabilidade 
As análises de estabilidade do aterro, a partir de sua configuração geométrica, associada aos 
parâmetros geotécnicos estimados foram realizadas com a utilização de software específico para 
essa finalidade (Sistema Geostudio, módulo Slope, Geoslope International Ltd.). 
As Figuras 5.4 a 5.8 apresentadas a seguir, mostram os resultados das análises de estabilidade. 
 
 
Figura 5.4 - Resultado análise de estabilidade - Execução do aterro em camada única - h=4m, sem intervenção 
de reforço de fundação, (a) Su constante com a profundidade – 12kPa (b) Su crescente com a profundidade – 6 a 
12kPa. 
106 
 
 
 
Figura 5.5 - Resultado análise de estabilidade - Execução do aterro em etapas (1 etapa de carregamento - 
h=2m), sem intervenção de reforço de fundação, (a) Su constante com a profundidade – 12kPa (b) Su crescente 
com a profundidade – 6 a 12kPa. 
 
107 
 
 
 
Figura 5.6 - Resultado análise de estabilidade - Execução do aterro em etapas (2 etapa de carregamento - 
h=2m), sem intervenção de reforço de fundação,(a) Su constante com a profundidade – 20kPa (b) Su crescente 
com a profundidade – 10 a 25kPa. 
 
108 
 
 
Figura 5.7 - Resultado análise de estabilidade - Execução do aterro em etapas (2 etapa de carregamento - 
h=2m), sem intervenção de reforço de fundação,(a) Su constante com a profundidade – 20kPa (b) Su crescente 
com a profundidade – 10 a 25kPa – Fase de operação (sobrecarga 16t). 
 
109 
 
 
Figura 5.8 - Resultado análise de estabilidade - Execução do aterro em camada única - h=4m, com intervenção 
de reforço da fundação por meio da inclusão de colunas granulares de brita, final de construção (sem sobrecarga) 
e fase de operação (sobrecarga de 16t). 
 
A Tabela 5.4 apresentada a seguir, sintetiza os fatores de segurança obtidos nas análises de 
estabilidade. 
110 
 
Tabela 5-4: Resumo dos fatores de segurança para as situações analisadas. 
 
 
Ao se adotar a resistência (Su) constante com a profundidade, era de se esperar fatores de 
segurança menores, desde que este valor tenha sido assumido como o mínimo. Entretanto, sabe-se 
que com o início da construção, a distância de drenagem é pequena, e ocorre um ganho de 
resistência próximo da superfície. 
 
Ressalta-se ainda que ao assumir um valor de resistência constante com a profundidade, faz-se a 
consideração de ganho concomitante da resistência mais superficial, com a construção em 
estágios da obra, sendo prático considerar a resistência maior na superfície, e adotar um valor 
médio mais representativo para a resistência do solo. 
 
A resistência (Su) variável com a profundidade está mais próximo do esperado em campo, no 
entanto, os estudos de estabilidade mostram que com este modelo era de se esperar problemas de 
estabilidade durante o processo executivo, não registrado. Logo, neste trabalho optou-se por 
considerar que o processo executivo induziu uma consolidação parcial do solo mole, gerando 
ganho de resistência nas camadas superiores. Neste sentido, fez-se uma majoração de Su, optando-
se por adotar um valor constante, com base naqueles medidos em profundidade. 
 
111 
 
5.4 Considerações - Análises de Compressibilidade e Estabilidade 
 
Com base nos resultados obtidos nas análises de estabilidade e no cálculo dos recalques bem 
como na estimativa para o tempo de ocorrência dos mesmos, comenta-se: 
 
• o solo compressível, quando carregado em uma única etapa (altura de aterro de 4m), sem 
intervenção de tratamento da fundação, apresenta fator de segurança insatisfatório, 
conforme sintetizado na Tabela 5.4, tanto paras as condições em que a resistência é 
constante e variável com a profundidade; 
• na execução do aterro em etapas de 2m de altura, ainda sem intervenção de tratamento da 
fundação, quando o solo compressível é carregado na primeira etapa, o fator de 
segurança apresenta-se satisfatório, tanto para as condições em que a resistência é 
constante e variável com a profundidade. Entretanto, para a segunda etapa de 
carregamento (fase final de construção), o fator de segurança é insatisfatório para a 
situação em que a resistência ao cisalhamento Su é variável com a profundidade. Além 
disso, os fatores de segurança são também insatisfatórios quando simula-se a fase de 
operação - sobrecarga do trem de pouso, conforme sintetizado na Tabela 5.4; 
 
• o solo compressível, quando carregado em uma única etapa (altura de aterro de 4m), com 
intervenção de tratamento da fundação, por meio de inclusão de colunas granulares de 
brita, apresenta fator de segurança satisfatório, tanto na fase final de construção (sem 
sobrecarga), como na fase de operação (sobrecarga de 16t), conforme sintetizado na 
Tabela 5.4. 
A execução do aterro sobre solo compressível sem o tratamento de fundação implicaria em 
recalques excessivos, da ordem de 2,9m, além de não atenderem aos critérios de estabilidade. 
Assim, objetivando-se atender aos prazos construtivos, minimizar os recalques, e atender as 
condições de segurança da obra na fase de construção e operação, optou-se pela adoçãodo reforço 
de fundação por meio da inclusão de colunas granulares de brita, com malha triangular de 3m de 
lado. Tal solução, além de reduzir o tempo para ocorrência do processo de consolidação da 
camada devido a primeira fase de carregamento para 4 meses, minimizam em aproximadamente 
30% a magnitude dos recalques. Os aspectos construtivos do aterro reforçado com colunas 
granulares de brita serão mencionados no capítulo 6. 
112 
 
Capítulo 6 - Execução dos Reforços e Estabilização 
do Solo de fundação do Aterro do Aeroporto de 
Itajubá/MG 
 
6.1 Metodologia Construtiva do Reforço de Fundação do Aterro 
 
A metodologia executiva do reforço do subsolo compressível e do aterro sobrejacente na área de 
implantação do aeródromo de Itajubá – MG, conforme mostrado nas Figuras 6.1 e 6.2, envolve 
uma série de etapas e medidas executivas, com as suas prioridades, para o seu correto 
desempenho. 
 
 
Figura 6.1 - Vista da área do aterro do aeroporto de Itajubá/MG (Engesolo, 2016). 
 
 
Figura 6.2 - Vista da área onde será executado o reforço do subsolo para a implantação do aterro 
(Engesolo, 2016). 
 
113 
 
As etapas construtivas devem seguir a seguinte cronologia: 
 
• adequação e/ou nivelamento da área a ser reforçada acima da cota original do terreno, por 
meio do lançamento de aterro sem controle executivo, denominado aterro de “conquista 
ou de trabalho” - Figura 6.3. O lançamento desta camada, sobre o terreno natural 
existente, com uma espessura mínima de 1,0m e preferencialmente com características 
drenantes, permitirá a movimentação dos equipamentos em toda a área, além de 
compensar o recalque final estimado para a sobrecarga do aterro da pista do aeródromo. 
 
 
Figura 6.3 – Lançamento do aterro de conquista (Engesolo, 2016). 
 
 
Figura 6.4 – Execução do caminho de serviço (Engesolo, 2016). 
 
114 
 
• A profundidade do reforço, verificada através das sondagens a percussão e ensaios 
dilatométricos varia entre 7,0 e 13,0m. As investigações SPT e DMT foram executadas 
em localizações próximas uma das outras, entre si. O valor adotado/estimado como 
profundidade média a ser reforçada, e referida nos cálculos dos quantitativos, é de 11,0m. 
As respectivas profundidades detectadas em cada investigação do subsolo estão mostradas 
na Tabela 6.1, apresentada a seguir. 
Tabela 6-1: Detalhamento das profundidades da camada de solo argiloso mole e/ou compressível, 
detectada em cada localização (Engesolo, 2016). 
TIPO DE 
INVESTIGAÇÃO 
PROFUNDIDADE DO SOLO MOLE NAS LOCALIZAÇÕES 
LOCAL 01 LOCAL 02 LOCAL 03 LOCAL 04 LOCAL 05 LOCAL 06 LOCAL 07 
Sondagem à 
percussão tipo 
SPT 
10m 12m 7m 7m 9m 11m 10m 
Ensaio 
dilatométrico - 
DMT 
11m 12m 13m 9m 
Não 
executado 
Não 
executado 
Não 
executado 
 
• Locação integral dos pontos a serem reforçados, conforme apresentado na Figura 6.5, para 
posterior execução das inclusões das colunas granulares, com diâmetro nominal de 70cm. 
O arranjo geométrico da locação dos eixos das estacas foi executado segundo malhas 
dispostas em triângulos equiláteros de distância axial variável consoante o local, sendo 
para a pista de pouso e decolagem, a abertura da malha é de 3m, até a profundidade onde 
se encontra a camada resistente, conforme profundidades estimadas e referidas na Tabela 
6.1. 
 
 As Figuras 6.5 a 6.7 mostram a locação dos reforços, os equipamentos empregados na cravação 
das estacas granulares, e a execução completa de uma coluna, incluído seu acabamento na base. 
 
 
Figura 6.5 – Locação das estacas granulares de brita (Engesolo, 2016). 
115 
 
 
 
Figura 6.6 – Equipamentos para cravação dos reforços granulares (Engesolo, 2016). 
 
 
Figura 6.7 – Execução/acabamento das colunas granulares de brita (Engesolo, 2016). 
 
Em termos de controle de execução, o consumo da potência elétrica desempenha um papel 
importante, dado que quanto mais densa se torna a brita, pela ação do vibrador, maior consumo 
elétrico é registado pelo amperímetro. No entanto apenas uma boa compactação da brita pode não 
ser suficiente uma vez que para que a brita penetre no solo circundante também é preciso garantir 
que o vibrador penetre na brita para poder “empurrar” lateralmente de encontro ao solo. 
 
O consumo de brita também desempenha um papel fundamental, que tem que ser registrado, pois 
muitas vezes é a única maneira de estimar o diâmetro realizado da coluna (que, pelo efeito da 
pressão radial, é sempre maior do que o diâmetro do furo), assumindo-se para esse efeito 
normalmente uma densidade compacta para a brita. 
 
É comum a representação dos diversos parâmetros envolvidos na execução das colunas granulares 
(tais como a profundidade, a intensidade da corrente elétrica, a quantidade de brita ou a 
velocidade da sonda), em forma de gráfico, função do tempo (Figura 6.8). 
116 
 
 
Figura 6.8 – Boletim individual com os dados da coluna granular de brita (Aterpa, 2016). 
 
• Ao término de execução de cada reforço/estaca granular o terreno deverá ser rasado 
mecanicamente (limpo com retroescavadeira ou pá mecânica) e esse material excedente 
estocado lateralmente à área, podendo ser usado posteriormente como material do próprio 
corpo do aterro das áreas do aeródromo (não devendo ser utilizado como colchão/lastro 
drenante, devido à sua contaminação com o material argiloso mole do subsolo). 
 
• Lançamento da camada de brita (colchão/lastro drenante), formada pela mistura de britas 
1, 2 e 3, em proporções iguais. A camada mais superficial, ou “forro”, desse colchão 
drenante deve ser efetuada somente com brita 1, para receber a geogrelha do projeto, 
conforme mostrado nas Figuras 6.9 e 6.10. 
117 
 
 
Figura 6.9 – Lançamento do colchão/lastro drenante de brita de gnaisse (Engesolo, 2016). 
 
Figura 6.10 – Conclusão do colchão/lastro drenante (Engesolo, 2016). 
 
Para a complementação do reforço do subsolo e uma melhor distribuição dos esforços sobre as 
estacas granulares requer-se uma geogrelha com a seguinte denominação: 
 
• Classificação 110/30-20, tecida de filamentos de PVA de alta tenacidade e baixa fluência, 
com revestimento polimérico protetor e as características referidas na Tabela 6.2 (ou 
superiores), ou características semelhantes, que garantam o mesmo comportamento. 
 
• Colocação da geogrelha especificada conforme indicado na Tabela 6.2 sobre o referido 
“forro” do colchão drenante, como reforço da base do aterro argiloso, sendo que a 
colocação da geogrelha deverá garantir a sua maior resistência na direção transversal da 
pista do aeródromo, devendo-se respeitar as especificações técnicas e normativas, 
conforme ilustrado nas Figuras 6.11 e 6.12. 
 
 
 
 
 
118 
 
Tabela 6-2:Especificações técnicas da geogrelha (Engesolo, 2016). 
Módulo de 
rigidez a 5% 
de 
deformação 
(ABNT 
12.824) na 
direção 
longitudinal 
(kN/m) 
Resistência à tração 
 (ABNT 12.824) 
(kN/m) 
Deformação na resistência 
nominal 
(ABNT 12.824) 
(%) 
Abertura 
nominal 
da 
malha 
(mm) Longitudinal Transversal Longitudinal Transversal 
≥ 2200 ≥ 30 ≥ 110 ≤ 5,0 ≤ 5,0 20 
 
 
Figura 6.11 – Lançamento da geogrelha sobre o colchão/lastro drenante (Engesolo, 2016). 
 
 
Figura 6.12 – Conclusão da colocação da geogrelha sobre o colchão drenante (Engesolo, 2016). 
 
• Execução do aterro sobre a geogrelha - Figura 6.13. A distribuição do aterro argiloso na 
área do aeródromo deverá respeitar uma cronologia específica, de modo a não atingir 
espessuras superiores a dois metros (2,0m), antes que ocorra um adensamento parcial do 
subsolo de argilamole/compressível reforçado de, no mínimo, igual a cinquenta por cento 
(50%) do adensamento total. O tempo para ocorrência desta porcentagem de recalque por 
adensamento está estimado em quatro meses após o término do aterro. 
119 
 
 
Figura 6.13 – Lançamento da primeira camada de aterro sobre a geogrelha (Engesolo, 2016). 
 
• Atenção especial deve ser dada à primeira camada de aterro a ser executada sobre a 
geogrelha, para que a mesma não seja danificada durante o processo de espalhamento e de 
compactação mecanizados; 
• Remoção de entulhos e sobras de materiais tanto do reforço granular como do aterro 
argiloso das laterais da área, para garantir o escoamento da água do colchão drenante, para 
as laterais das áreas aterradas do aeródromo; 
 
Não há risco de o reforço granular do subsolo, executado por meio de inclusão de material tipo 
brita sob o aterro de ampliação do aeródromo, influenciar na lâmina d‟água da área e dos 
cursos d‟água locais. O reforço do subsolo via inclusões/estacas granulares, funciona sempre 
com o equilíbrio de esforços entre o carregamento do aterro superficial e as resistências do 
referido reforço granular associado ao solo compressível circunvizinho. A água do subsolo é 
“expulsa” dos vazios do subsolo até atingir esse equilíbrio de carregamentos, quando o nível 
d‟água (N.A.) entra em equilíbrio como o N.A. do terreno circunvizinho e dos cursos d‟água 
locais. 
 
Os serviços de compactação do aterro - Figura 6.14 atendeu as especificações técnicas da 
DIRENG, obtendo-se um grau de compactação de, no mínimo, 90% em relação à massa 
específica aparente seca máxima para o corpo do aterro, em relação à energia de referência do 
Proctor modificado, e 95% de grau de compactação para o acabamento de terraplenagem, para 
a mesma energia. O desvio máximo permitido para o teor de umidade deve ser de 
aproximadamente 2%. 
 
120 
 
 
Figura 6.14 – Compactação da primeira camada de aterro (Engesolo, 2016). 
 
O Rio Sapucaí e o Ribeirão Piranguçu encontram-se ao norte e oeste, respectivamente, da 
cabeceira norte do aeródromo tendo ambos os cursos d‟água níveis de cheias que atingem toda a 
várzea onde se localiza a pista do aeródromo. 
 
Segundo observações locais, dos órgãos envolvidos nos estudos de viabilidade, bem como 
informações de funcionários da Helibrás e moradores da região, a cota máxima de inundação 
atingida é aproximadamente 840,000m, ocorrendo neste caso a inundação da via de acesso e da 
rotatória na entrada da Helibrás, conforme ilustrado na Figura 6.15. 
 
 
Figura 6.15 – Registro da cheia de 2009 vista local na rotatória do acesso à Helibrás 
(Engesolo, 2016). 
Como forma preventiva, foi realizada em projeto a elevação do greide projetado, para que não 
houvesse riscos de inundação na pista do aeroporto, e a fim de proteger a face dos taludes (saia 
de aterro), foi executado na obra um enrocamento de pedra, no bordo direito, visto que em 
períodos chuvosos intermitentes, podem ocorrer enchentes, o que pode gerar uma elevação no 
nível d‟água e atingir a face dos taludes, conforme se observa nas Figuras 6.15 e 6.16. 
121 
 
 
Figura 6.16 – Execução de enrocamento para a proteção da saia de aterro (Engesolo, 2016). 
 
6.2 Quantitativos dos Serviços de Reforço de Fundação do Aterro 
 
Os quantitativos relacionados ao reforço granular da camada de solo compressível, cujo 
projeto é parte integrante dessa metodologia executiva, é apresentado abaixo, na Tabela 6.3, 
que se segue. 
Tabela 6-3: Quantitativos dos serviços de reforço de fundação de aterro (Engesolo, 2016). 
QUANTITATIVOS DOS SERVIÇOS DE REFORÇO DA FUNDAÇÃO POR MEIO DA INCLUSÃO DE 
COLUNAS GRANULARES DE BRITA 
Distância entre eixos de estacas 3 e 4m 
Profundidade final estimada para reforço 11m 
Consumo de brita por estaca granular – 
diâmetro nominal de 70cm 
0,5m
3
/m 
PISTA DO AEROPORTO 
Total de estacas 17.380 
Comprimento total de estacas 191.180m 
Volume de brita nas estacas 108.973m
3
 
ÁREAS ANEXAS AO AEROPORTO/ÁREAS DE ESTACIONAMENTO/PÁTIOS E ACESSOS 
Total de estacas 3.284 
Comprimento total de estacas 36.120m 
Volume de brita nas estacas 20.588m
3
 
TOTAIS PARA PISTA E ÁREAS ANEXAS AO AEROPORTO 
Total de estacas 21.443 Comprimento total de estacas 227.300m Volume total de estacas 113.650m
3
 
 
Esses quantitativos já incluem as áreas dos “offsets” do aterro (1,5 H:1,0 V), em todas as 
laterais onde há o desnível entre o greide final e o terreno natural local. 
 
 
 
 
122 
 
6.3 Instrumentação das Obras 
A Instrumentação Geotécnica foi prevista para o acompanhamento das propriedades mecânicas da 
camada de solo mole/compressível, da poropressão no interior do solo mole e para controle dos 
deslocamentos horizontais e verticais do aterro, sendo utilizados os seguintes instrumentos. 
 
• 06 Inclinômetros; 
• 11 Piezômetros Casagrande; 
• 11 Marcos Superficiais de Recalque e; 
• 11 Placas de Recalque. 
6.3.1 Periodicidade das Leituras 
A área do futuro Aeroporto de Itajubá será submetida a carregamentos por meio de aterro, ao 
longo de todo o período de 12 meses de duração nas suas diferentes etapas. 
A periodicidade das leituras/monitoramentos foi definida pela Aterpa, conforme descrito abaixo: 
 
Para Placas de Recalque e Piezômetros: 
 
• 1 leitura a cada 2 dias durante a execução de cada etapa dos aterros; 
• 1 leitura 2 vezes por semana após a conclusão de cada etapa dos aterros. 
 
Para Marcos de Recalque: 
 
• 1 leitura após a conclusão de cada etapa dos aterros; 
• 1 leitura a cada 2 dias durante a execução de cada etapa dos aterros; 
• 1 leitura 2 vezes por semana após a conclusão de cada etapa dos aterros. 
 
6.3.2 Comentários Gerais Sobre a Instrumentação 
6.3.2.1 Inclinômetros 
 
O inclinômetro INC-01 apresentou-se com pequeno índice de variação de deslocamento 
horizontal ao longo do mês. Seu deslocamento de maior magnitude foi +6,5cm, no Eixo „A‟, 
observado na profundidade de 7m, conforme mostrado na Figura 6.17. 
123 
 
 
Figura 6.17 – Inclinômetro 01 – Estaca 52+10 (Aterpa, 2016). 
 
Os inclinômetros INC-02, INC-04 e INC-05 mantiveram-se com pequenos deslocamentos 
horizontais crescentes, os quais foram notados no Eixo „A‟, e seguem, respectivamente: +35cm 
em profundidade de 5,0m, +50cm em profundidade de 4,0m e +42cm também em profundidade 
de 4,0m - Figura 6.18 a 6.20. 
 
Figura 6.18 – Inclinômetro 02 – Estaca 67+10 (Aterpa, 2016). 
124 
 
 
Figura 6.19 – Inclinômetro 04 – Estaca 22+10 (Aterpa, 2016). 
 
 
Figura 6.20 – Inclinômetro 05 – Estaca 37+10 (Aterpa, 2016). 
 
 
 
 
125 
 
Os deslocamentos horizontais nos inclinômetros INC-03 e INC-06 também foram observados no 
Eixo „A‟. O INC-03 teve seu deslocamento horizontal máximo de aproximadamente +57cm, na 
profundidade de 3,5m, enquanto para o INC-06 foram observados valores de aproximadamente 
+5,2cm em 3,5m de profundidade - Figura 6.21e 6.22. 
 
Figura 6.21 – Inclinômetro 03 – Estaca 7+10 (Aterpa, 2016). 
 
 
Figura 6.22 – Inclinômetro 06 – Estaca 67+10 (Aterpa, 2016). 
126 
 
6.3.2.2 Placas de Recalque 
 
A placa de recalque PR-01 segue indicando variações mínimas de recalque, da ordem de 
aproximadamente 2,5cm. 
 
O conjunto de placas PR-02 a PR-04 indicam recalques crescentes, mesmo com a paralisação do 
carregamento. Os recalques observados variam cerca de 57cm na PR-02, seguido por 74cm na 
PR-03 e 79cm na PR-04. 
 
Os valores máximos de recalques obtidos foram entre as placas PR-05 a PR-08, que também 
indicam valores crescentes. Seguem: 112cm na PR-05, 104cm na PR-06, 85cmna PR-07 e 83cm 
na PR-08. 
 
O conjunto de placas PR-09 a PR-11 indicam recalques em menor magnitude, cujos valores se 
apresentaram entre 36cm a 47cm. 
 
 
 Figura 6.23 – Monitoramento por placas de recalque (Aterpa, 2016). 
127 
 
6.3.2.3 Piezômetros Casagrande 
 
Verificou-se que os piezômetros PZC-02, PZC-09, PZC-11 seguem permanecendo com variações 
do nível piezométrico em torno da elevação +840,0mcd, conforme ilustrado nas Figuras 6.24 a 
6.26. 
 
Figura 6.24 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-02 (Aterpa, 2016). 
 
 
 
Figura 6.25 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-09 (Aterpa, 2016). 
 
128 
 
 
Figura 6.26 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-11 (Aterpa, 2016). 
 
Os Piezômetros Casagrande PZC-01, PZC-03, PZC-04, PZC-05 e PZC-08, seguem apresentando 
níveis piezométricos com pequenas variações entre +838mcd a +839mcd, conforme ilustrado nas 
Figuras 6.27 a 6.31. 
 
 
Figura 6.27 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-01 (Aterpa, 2016). 
 
129 
 
 
 Figura 6.28 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-03 (Aterpa, 2016). 
 
 
 
Figura 6.29 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-04 (Aterpa, 2016). 
130 
 
 
 Figura 6.30 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-05 (Aterpa, 2016). 
 
 
 
 Figura 6.31 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-08 (Aterpa, 2016). 
 
131 
 
 
Os PZC-06, PZC-07 e PZC-10 indicam variações do nível piezométrico entre as elevações 
+838,0mcd a +839,0mcd, conforme ilustrado nas Figuras 6.32 a 6.34. 
 
 
Figura 6.32 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-06 (Aterpa, 2016). 
 
 
Figura 6.33 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-07 (Aterpa, 2016). 
 
 
 
132 
 
 
 
Figura 6.34 – Monitoramento- Piezômetro Casagrande – PZC-07 (Aterpa, 2016). 
 
Os resultados do monitoramento geotécnico das obras mostraram-se consistentes com as 
expectativas de projeto, destacando-se: 
 
 o monitoramento de recalques, nota-se que o valor máximo de recalque medido em campo 
foi observado na Placa 05, medindo-se 1,12 metros de recalque no eixo da pista, com 
tendência a estabilização; 
 quanto ao tempo de estabilização de 50% dos recalques, foi previsto em projeto um 
período de quatro meses, observando-se em campo um prazo de seis meses. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
133 
 
 
Capítulo 7 - Conclusões e Sugestões 
 
7.1 Considerações Finais 
A obra de implantação do aeroporto de Itajubá é muito importante sob o ponto de vista sócio e 
econômico, sendo assim, o município foi escolhido para compor o Sistema Estadual de 
Aeródromos, o que permitirá a ligação direta para as capitais da região sudeste do Brasil (São 
Paulo, Belo Horizonte, Vitória e Rio de Janeiro), com voos domésticos com capacidade de 49 
passageiros. 
 
A execução do aterro para a implantação das futuras instalações do aeroporto de Itajubá (pista de 
pouso e decolagem, áreas de giro e taxiway) requereram grandes desafios à engenharia 
geotécnica, visto que além da região sofrer constantes inundações em períodos de chuvas 
intermitentes, o solo de fundação é muito mole e o nível d‟agua praticamente coincide com o 
nível do terreno. 
 
Vale ressaltar também, que inicialmente, o tratamento por meio de inclusão de colunas granulares 
de brita estava previsto para ser executado da estaca 0 até à estaca final, entretanto, durante o 
início das obras, teve-se que readequar essa metodologia construtiva, pois com a aceleração do 
processo de consolidação na área tratada, ocorreram recalques diferenciais em relação a área sem 
a intervenção de tratamento. 
 
Outro fator de grandes desafios foi o tráfego de máquinas pesadas na área de tratamento, mesmo 
tomando-se o cuidado de executar o aterro de conquista com material de características drenantes. 
7.2 Conclusões 
7.2.1 Investigações Geotécnicas 
Os resultados dos ensaios de campo e de laboratório ratificaram claramente a natureza 
compressível e instável do solo mole de fundação e induziram a necessidade de conjugação de 
procedimentos alternativos, de modo a caracterizar integralmente os condicionantes geotécnicos 
da fundação compressível sobre a estabilidade do aterro e fundação. 
 
 
134 
 
 
 
Os ensaios de caracterização, classificaram o solo compressível como argila silto arenosa, com 
elevado teor de matéria orgânica, contendo cerca de 42% de argila, 33% de silte, com elevado teor 
de umidade (maiores que 130%), índices de plasticidade (IP) da ordem de 55% e densidade das 
partículas (Gs) em torno de 2,240. Apesar das limitações oriundas das dificuldades de obtenção de 
amostras contínuas e representativas dos solos moles locais, o ensaio de adensamento permitiu 
estabelecer os parâmetros para a previsão do tempo de ocorrência dos recalques previstos, 
aproximando-se bem das medidas em campo. 
 
A campanha de investigação geotécnica de campo, numa fase preliminar com a execução de 
sondagem de simples reconhecimento com medida de SPT, forneceu o perfil geotécnico do solo 
(espessura e resistência das camadas, profundidade do solo compressível, condições de drenagem 
e posição do nível d‟agua), que foram extremamente importantes nas análises de 
compressibilidade e estabilidade. Já a campanha de investigação complementar, por meio da 
execução de ensaios dilatométricos, forneceram elementos para a estimativa da resistência ao 
cisalhamento não drenada do solo compressível de fundação. O ensaio triaxial, apresentou-se 
compatível com a campanha de ensaios dilatométricos, em termos de coesão não drenada. 
7.2.2 Análises de Estabilidade 
As análises de estabilidade do aterro executado em etapas de 2m, sem o tratamento da fundação, 
não se apresentam satisfatórios, sobretudo na fase final de construção para a resistência variável 
com a profundidade, e na fase de operação com a aplicação da sobrecarga de pouso. 
 
Para a execução do aterro sobre o solo de fundação com tratamento por meio de estacas 
granulares de brita, os critérios de estabilidade apresentam-se satisfatórios em todas as análises 
realizadas. 
 
Optou-se pela inclusão da geogrelha na base do aterro, visando a melhor distribuição dos 
recalques construtivos (minimizar recalques diferenciais), contribuindo também para o aumento 
na estabilidade das obras. 
 
A execução do enrocamento na saia do aterro também garante a estabilidade e integridade das 
obras em casos de chuvas intermitentes e eventuais enchentes na região. 
 
135 
 
 
7.2.3 Análises de Compressibilidade 
Com base nos parâmetros geotécnicos de compressibilidade, obtidos através dos ensaios de 
adensamento unidimensional, o solo apresenta OCR=1, indicando que o mesmo encontra-se 
normalmente adensado, já que a máxima tensão suportada é igual a tensão efetiva atuante a meia 
espessura da camada de argila. 
 
Foram estimados recalques totais de 3,15m para as condições sem intervenção de tratamento e de 
acordo com a teoria do adensamento de Terzaghi, os tempos para a evolução de 50% e 90% dos 
recalques da camada foram estimados em 12 e 51 anos respectivamente. 
 
Assim, mediante a execução de uma malha triangular de drenos verticais de brita espaçados de 
3,0m e, com base na hipótese de drenagem combinada e no método de Priebe (1995), foram 
obtidos tempos de adensamento para a ocorrência de 50% e 90% do recalque em 4 e 10 meses 
respectivamente, além de reduzir a magnitude do recalque total em aproximadamente 30%, 
consistentes com o cronograma possível das obras. 
 
Entretanto, a instrumentação das obras mostraram que o tempo necessário para a estabilizaçãode 
50% do recalque primário, e o consequente início da segunda etapa de carregamento foi de 6 
meses. 
 
Quanto à magnitude dos recalques previstos, o valor máximo de recalques obtidos na 
instrumentação foi da ordem de 1,12m, o que condiz com os valores calculados. 
7.2.4 Síntese Geral 
As análises de estabilidade e de compressibilidade, desenvolvidas em relação ao projeto do aterro 
reforçado por meio de inclusão de estacas granulares de brita sobre solo compressível, 
demonstraram que: 
 
• As obras de reforço da fundação foram totalmente satisfatórias, acelerando o processo de 
adensamento da camada compressível e minimizando em aproximadamente 50% os 
recalques; 
 
• os resultados do monitoramento dos recalques, mostram-se consistentes com as 
expectativas de projeto, havendo apenas uma divergência quanto ao tempo de 
136 
 
 
estabilização de 50% dos recalques que foi previsto em quatro meses, tendo ocorrido em 
campo com um prazo de seis meses; 
 
• Por tais condicionantes, conclui-se que a obra apresenta-se estável, devendo apenas tomar 
os devidos cuidados preconizados em projeto, tais como esperar a ocorrência dos 50% do 
recalque total para o prosseguimento da segunda fase de carregamento, bem como 
continuar monitoramento da obra até que se atinja o recalque total previsto; 
• As obras de pavimentação da pista de pouso e decolagem, bem como a implantação das 
estruturas principais do aeroporto só podem ser prosseguidas após a constatação da 
ocorrência do recalque total da obra. 
 
7.3 Sugestões para Pesquisas Futuras 
Como estudos adicionais, visando complementar as análises desenvolvidas nesta dissertação, são 
feitas as seguintes sugestões e/ou recomendações: 
 
• Comparativo entre outras técnicas de tratamento do solo compressível de fundação, 
envolvendo análises técnica-financeira; 
• Extrapolação dos estudos realizados nessa dissertação a outros casos de obras 
aeroportuárias; 
• Aplicar outros tipos de investigações geotécnicas de campo e laboratório, bem como 
outros métodos para estimativa dos parâmetros do solo de fundação tratado. 
• Elaborar estudos numéricos, por elementos finitos, tensão deformação, para a avaliação 
dos deslocamentos verticais e horizontais em comparação com os dados de 
instrumentação em campo. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
137 
 
 
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141 
 
 
ANEXO I – SONDAGENS À PERCUSSÃO 
 
 
 
 
 
 
 
 
142 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
143 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
144 
 
 
ANEXO II – ENSAIOS DILATOMÉTRICOS 
 
 
Resultados ensaios dilatométricos - Março/2012 - fase de projeto - DMT-01 
(Engesolo, 2016). 
 
145 
 
 
 
 Resultados ensaios dilatométricos - Março/2012 - fase de projeto - DMT-02 (Engesolo, 2016). 
 
146 
 
 
 
 Resultados ensaios dilatométricos - Março/2012 - fase de projeto - DMT-03 
(Engesolo, 2016). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
147 
 
 
 
 
 Resultados ensaios dilatométricos - Março/2012 - fase de projeto - DMT-04 
(Engesolo, 2016). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
148 
 
 
 
 Resultados ensaios dilatométricos - Abril/2016 - após carregamento 1 etapa do aterro - DMT-01B 
(Aterpa, 2016). 
 
 
 
 
 
149 
 
 
 
 Resultados ensaios dilatométricos - Abril/2016 - após carregamento 1 etapa do aterro - DMT-01B 
(Aterpa, 2016). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
150 
 
 
 
 Resultados ensaios dilatométricos - Abril/2016 - após carregamento 1 etapa do aterro - DMT-03B 
(Aterpa, 2016). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
151 
 
 
 
 Resultados ensaios dilatométricos - Abril/2016 - após carregamento 1 etapa do aterro - DMT-04B 
(Aterpa, 2016). 
 
 
 
 
 
 
 
152 
 
 
 
 Resultados ensaios dilatométricos - Abril/2016 - após carregamento 1 etapa do aterro - DMT-05B 
(Aterpa, 2016).