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UNIVERSIDADE FEDERAL DE JUIZ DE FORA - UFJF 
Faculdade de Engenharia – Departamento de Transportes e Geotecnia 
CURSO DE “GEOTECNIA DE FUNDAÇÕES E OBRAS DE TERRA” – 1
a
 Parte 
 
 
 
GEOTECNIA 
DE 
FUNDAÇÕES 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 Prof. M. Marangon 
 Engenheiro Civil e Geotécnico 
 Mestre (PUC-Rio) - Doutor (COPPE/UFRJ) 
 
 Versão 2018 
 
 
 
SUMÁRIO 
 
 
 
1 
 
 
INTRODUÇÃO A GEOTECNIA DE FUNDAÇÕES ............................................. 
 
 
01 
1.1 Conceitos 01 
1.2 O projeto de fundações 02 
1.3 Escolha do Tipo de Fundações 05 
1.4 Previsão e Controle das Fundações 07 
 
2 
 
GEOTECNIA DO SUBSOLO .................................................................................. 
 
 
15 
2.1 Reconhecimento do Subsolo 15 
2.2 Formações Geológico-Geotécnicas 16 
2.3 Classificação dos Solos 19 
2.3.1 Solos “In Situ” ou Residual 22 
2.3.2 Solos Transportados (Sedimentares) 26 
2.3.3 Outros Solos 33 
 
3 
 
INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA E PARÂMETROS PARA FUNDAÇÕES .... 
 
 
34 
3.1 Investigação Geotécnica de Campo 34 
3.2 Espaços Disponíveis X Parâmetros Obtidos 34 
3.3 Standart Penetration Test - SPT 38 
3.4 Apresentação de Exemplos de Perfis de Sondagem 48 
3.5 Normalização Sobre a Programação das Sondagens de Simples Reconhecimento dos 
Solos para Construção de Edifícios 
64 
3.6 Estimativa de Parâmetros dos Solos para Fundações 65 
 
 
4 
 
FUNDAÇÕES DIRETAS ........................................................................................... 
 
72 
 
4.1 Conceitos (Norma 6122 - 2010) 72 
4.2 Prescrições e Considerações da Norma 76 
4.3 Capacidade de Carga do Solo 82 
4.4 Determinação da Capacidade de Carga Admissível (Taxa de Trabalho) 88 
4.5 Determinação da Taxa de Trabalho a partir de Prova de Carga 89 
4.6 Exemplos de Análise e Dimensionamento Geotécnico 91 
4.7 Fundações em Aterros 97 
4.8 Reforço de Fundações Diretas 99 
4.9 Detalhamento de Sapatas 99 
 
5 
 
FUNDAÇÕES PROFUNDAS .................................................................................... 
 
 
102 
5.1 Classificação das Fundações Profundas 103 
5.1.1 Estacas Cravadas com Grande Deslocamento 103 
5.1.2 Estacas Cravadas com Pequeno Deslocamento 109 
5.1.3 Estacas Escavadas – Sem Deslocamento 111 
5.2 Escolha do Tipo de Estaca 126 
5.3 Peculiaridade dos Diferentes Tipos de Fundações Profundas 130 
5.4 Prescrições e Considerações da Norma 132 
 
 
 
 
6 
 
 
 
CAPACIDADE DE CARGA DE FUNDAÇÕES PROFUNDAS .......................... 
 
 
 
 
140 
6. 1 Determinação da Capacidade de Carga 141 
6. 2 Formulação Estática 142 
6. 3 Formulação Dinâmica 145 
6. 4 Métodos Diretos para Cálculo da Capacidade de Carga por Meio do SPT 149 
6.4.1 Método de Meyerhof 149 
6.4.2 Método Estatístico de Aoki – Velloso 151 
6.4.3 Método Estatístico de Décourt - Quaresma 154 
6.4.4 Método P.P. Velloso 158 
6.5 Estacas em Rocha 160 
6.6 Capacidade Estrutural de Estacas 162 
6.7 Exercícios 164 
6.8 Efeito de Grupo 168 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
REFERÊNCIAS 
 
São listadas abaixo as principais referências utilizadas na redação destas “Notas de Aula”. 
 
 Velloso, Dirceu A., Lopes, Francisco R. Fundações - Volume Completo. 
Editora. Oficina de Textos. 568p. 
 
 Norma ABNT NBR-6122/2010. Projeto e execução de Fundações. 
 
 Cintra, J. C. A.; Aoki, N. Carga admissível em fundações profundas. 
São Carlos: EESC/USP, 1999. 61p. 
 
 Cintra, J. C. A.; Aoki, N.; Albieiro, J. H. Tensão admissível em fundações diretas. 
RiMa Editora São Carlos, 2003. 134p. 
 
 Cintra, J. C. A.; Aoki, N.; Albieiro, J. H. Fundações Diretas. Projeto Geotécnico. 
Editora Oficina de Textos, 2011. 140p. 
 
 Cintra, J. C. A.; Aoki, N. Fundações por Estacas. Projeto Geotécnico. 
Editora Oficina de Textos, 2010. 96p. 
 
 Cintra, J. C. A.; Aoki, N.; Tsuha, C. H. C.; Giacheti, H. Fundações Ensaios Estáticos e Dinâmicos. 
Editora Oficina de Textos, 2014. 144p. 
 
 Hachich, W.; Falconi, F. F.; Saes, J. L.; Frota, R. G. O.; Carvalho, C. S.; Niyama, S. Fundações – 
Teoria e Prática. São Paulo: Editora PINI, 1996. 750p. 
 
 Alonso, Urbano Rodriguez – Dimensionamento de Fundações Profundas. xercícios de Fundações. 
Ed. Edgard Blücher Ltda, 2015. 157p. 
 
 Alonso, Urbano Rodriguez – Previsão e Controle das Fundações. 
Ed. Edgard Blücher Ltda, 2014. 146p. 
 
 Alonso, Urbano Rodriguez – Exercícios de Fundações. 
Ed. Edgard Blücher Ltda. 
 
 Schnaid. Fernando – Ensaios de Campo e Suas Aplicações à Engenharia de Fundações 
 Editora Oficina de Textos, 2005 
 
 Campos, J. C. Elementos de Fundações em Concreto. 
Editora. Oficina de Textos, 2015. 542p. 
 
 Gonçalves, C,; Bernardes, G. P.; Neves, L. F. S. Estacas Pré-Fabricadas de Concreto. 
Teoria e Prática. Edição Própria. 2007. 590p. 
 
 Milititsky, J.; Consoli, N. C.; Schnaid, F. Patologia das Fundações. 
Editora Oficina de Textos, 2005. 207p. 
http://www.ofitexto.com.br/Dirceu%20A%20Velloso
http://www.ofitexto.com.br/Francisco%20R%20Lopes
http://www.ofitexto.com.br/engenharia-civil/oficina-de-textos
http://www.ofitexto.com.br/engenharia-civil/oficina-de-textos
http://www.ofitexto.com.br/engenharia-civil/oficina-de-textos
http://www.ofitexto.com.br/engenharia-civil/oficina-de-textos
http://www.ofitexto.com.br/engenharia-civil/oficina-de-textos
http://www.ofitexto.com.br/engenharia-civil/oficina-de-textos
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 
 
Unidade 01 
INTRODUÇÃO À GEOTECNIA DE FUNDAÇÕES 
 
 
 
1. 1 - Conceitos 
 
Fundações são os elementos estruturais com função de transmitir as cargas da estrutura ao 
terreno onde ela se apoia (AZEVEDO, 1988). Assim, as fundações devem ser resistentes para 
suportar as tensões causadas pelos esforços solicitantes. Além disto, o solo também necessita de 
resistência e rigidez para não sofrer ruptura e não apresentar deformações exageradas ou 
diferenciais. 
 
Para se escolher a fundação mais adequada, devem-se conhecer os esforços atuantes sobre 
a edificação, as características do solo e dos elementos estruturais que formam as fundações. 
Assim, analisa-se a possibilidade de utilizar os vários tipos de fundação, em ordem crescente de 
complexidade e custos (WOLLE, 1993). 
 
Fundações bem projetadas correspondem de 3% a 10% do custo total do edifício; porém, 
se forem mal concebidas e mal projetadas, podem atingir 5 a 10 vezes o custo da fundação mais 
apropriada para o caso (BRITO, 1987) 
 
FUNDAÇÕES: Área interdisciplinar: Geotecnia e Estruturas 
 
 
 
“Dois prédios desabam em mesma rua em Muriaé (MG); não houve vítima”. 
Tribuna de Minas 01/09/2008 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 
 O desenvolvimento de um bom projeto de fundação está muito mais dependente do 
domínio e vivência que tenha o projetista na área de solos do que em qualquer outra área de 
conhecimento. 
 Projetar fundações é muito mais do que aplicar corretamente teorias da Mecânica dos 
Solos, Concreto Armado,... É sim interpretar e fazer um julgamento crítico a respeito de vários 
condicionantes, principalmente os relacionados com a “mãe” natureza, que nem sempre as 
teorias lhes apresentam soluções. 
 
 Fundações x “Geotecnia” 
O primeiro requisito para se abordar qualquer problema de mecânica dos solos é o 
conhecimento tão perfeito quanto possível das condições do subsolo, isto é reconhecimento da 
disposição, natureza e espessura das suas camadas, assim como das suas características com 
relação aos problemas em questão. Este conhecimento implica na prospecção do subsolo e na 
amostragem ao longo de seu decurso. 
 
Em toda obra de engenharia, há sempre um parâmetro indefinido marcado pelo solo onde 
ela se repousa. Não há como fugir da realidadeexpansão da câmara sonda e correspondentes variações 
volumétricas, pode-se estimar: 
 
 a) Via o restabelecimento do equilíbrio de forças, o valor do coeficiente de empuxo no 
repouso; 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
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 b) Via a teoria de expansão de cavidades cilíndricas, os valores do Módulo de 
Elasticidade (E) e do ângulo de resistência ao cisalhamento (’) de solos granulares e da 
resistência ao cisalhamento não drenada (Su) de solos coesivos. 
 
 c) Via correlações semi-empíricas, o comportamento de fundações quanto às 
características de deformação e capacidade de suporte. 
 
Plano de Investigação Geotécnica 
 
Por fim, o “Plano de Investigação Geotécnica” deve ser apresentado ao cliente na forma 
de planta de desenho, onde são indicados os tipos de sondagem, as locações dos furos, a 
estimativa dos comprimentos de execução e a indicação de outros eventuais ensaios a serem 
requeridos. 
 
 Pela importância do ensaio padronizado SPT, este será detalhado no item seguinte, 
inclusive com o detalhamento das diretrizes para execução desta sondagem. 
 
 
3.3 - Standart Penetration Test - SPT 
 
DIRETRIZES PARA EXECUÇÃO DE SONDAGENS A PERCUSSÃO 
 
1 - Definição 
 
 Sondagem a percussão é um método para investigação de solos em que a perfuração é 
obtida através do golpeamento do fundo do furo por peças de aço cortantes. É utilizada tanto para 
a obtenção de amostras de solo como de índices de sua resistência a penetração. 
 
2 - Identificação 
 
As sondagens à percussão deverão ser identificadas pela sigla SP seguida de número indicativo. 
Em cada obra o número indicativo deverá ser sempre crescente independentemente do local, fase 
ou objetivo da sondagem. Quando for necessária a execução de mais de um furo num mesmo 
ponto de investigação, de furos subseqüentes terão a mesma numeração do primeiro acrescida 
das letras A, B, C etc. No caso de prosseguimento da sondagem pelo método rotativo, esta deverá 
ser denominada com a sigla e número das sondagens rotativas. 
 
 
Figura - Equipamento de sondagem executando a operação de lavagem 
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3 - Equipamentos e ferramentas 
 
3.1 - A firma Empreiteira deverá fornecer equipamentos e ferramentas para execução de 
sondagens de até 40 m de profundidade ou que atendam as especificações de serviços. 
 
3.2 - Os equipamentos e ferramentas constarão dos seguintes elementos principais: tripé com 
roldana, guincho mecânico, ou com moitão; trado concha e espiral; hastes e luvas de aço; 
alimentador d'água, cruzeta, trépano e "T" de lavagem; barriletes amostradores e peças para 
cravação destes: martelo com 65 kg e guia; tubos de revestimento; bomba d'água; abraçadeiras 
para revestimento; abaixadores e alçadores para hastes, saca-tubos; baldinho com válvula de pé; 
chaves de grifo; metro ou trena; recipientes herméticos para amostras tipo copo; parafina, sacos 
plásticos, etiquetas para identificação; medidor de nivel d'água. 
 
 
Figura - Equipamento para realização das sondagens de simples reconhecimento por meio 
da execução de escavação por circulação de água 
 
3.3 - As peças de avanço da sondagem deverão permitir a abertura de um furo com diâmetro 
mínimo de 2 1/2". 
 
3.4 - A forma e distribuição das saídas d'água do trépano, bem como as características das hastes 
dos ensaios penetrométricos e de lavagem por tempo, deverão ser idênticas para todos os 
equipamentos, durante todo o serviço de sondagem de uma Empreiteira numa mesma obra. 
 
3.5 - Para os ensaios penetrométricos as hastes deverão ser do tipo Schedule 80, retilíneas, com 
1" de diâmetro interno e dotadas de roscas em bom estado, que permitam firme conexão com as 
luvas, e peso de aproximadamente 3,0 kg por metro linear. Quando acopladas, as hastes deverão 
formar um conjunto retilíneo. 
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3.6 - A firma Empreiteira deverá dispor de hastes com comprimentos métricos exatos (p. ex. 1, 2, 
3 m etc.), a fim de facilitar as operações de inicio do furo, e evitar emendas sucessivas 
(inconvenientes) a maiores profundidades. 
 
3.7 - Os barriletes amostradores deverão se encontrar em bom estado, com roscas e ponteiras 
perfeitas e firmes, assim como não apresentar fraturas em nenhuma parte. 
 
3.8 - O trépano deverá estar em bom estado e sua extremidade inferior cortante sempre afiada. 
 
 
4- Execução da sondagem 
 
4.1 - A sondagem deverá ser iniciada após a limpeza de uma área que permita o desenvolvimento 
de todas as operações sem obstáculos e abertura de um sulco ao seu redor para desviar as águas 
de enxurradas, no caso de chuvas. Quando for necessária a construção de uma plataforma, essa 
deverá ser totalmente assoalhada e cobrir no mínimo, a área delimitada pelos pontos de fixação 
do tripé. 
 
4.2 - Junto ao local onde será executada a sondagem deverá ser cravado um piquete com a 
identificação da sondagem, que servirá de ponto de referência para medidas de profundidades e 
para fins de amarração topográfica. 
 
4.3 - As sondagens deverão ser iniciadas utilizando-se o trado concha até onde possível. 
 
4.4 - Tornando-se impossível com o trado concha, o avanço será feito utilizando-se trado espiral. 
 
4.5 - No caso de ser atingido o nível freático, ou quando o avanço do trado espiral for inferior a 5 
cm em 10 minutos de operação contínua de perfuração, poder-se-á passar para o método de 
percussão com circulação de água (lavagem). Para tanto, é obrigatória a cravação do 
revestimento. 
 
4.6 - Quando o avanço do furo se fizer por lavagem, deve-se erguer o sistema de circulação 
d'água (o que equivale a elevar o trépano) da altura de aproximadamente 0,3 m e durante sua 
queda deve ser manualmente imprimido um movimento de rotação no hasteamento. 
 
4.7 - Os detritos pesados, que não são carreados com a circulação d'água, deverão ser retirados 
com o baldinho com válvula de pé. 
 
4.8 - O controle das profundidades do furo, com precisão de 1 (um) cm, deverá ser feito pela 
diferença entre o comprimento total das hastes com a peça de perfuração e a sobra delas em 
relação ao piquete de referência usado junto à boca do furo. 
 
4.9 - No caso da sondagem atingir o nível freático, a sua profundidade deverá ser anotada. 
Quando ocorrer artesianismo não surgente deverá ser registrado o nível estático e, no caso de 
artesianismo surgente, além do nível estático deverá ser medida a vazão e o respectivo nível 
dinâmico. 
 
4.10 - O nível d'água ou as características do artesianismo deverão ser medidos todos os dias 
antes do início dos trabalhos e na manhã seguinte após a conclusão da sondagem. 
 
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4.11 - A sondagem á percussão será dada por terminada nos seguintes casos: 
 
a - quando atingir a profundidade especificada na programação dos serviços; 
b - quando ocorrer a condição de impenetrabilidade; 
c - quando estiver prevista sua continuação pelo processo rotativo e forem atingidas as condições 
do ítem 5.11. 
 
4.12 - Salvo especificação em contrário, imediatamente ap6s a última leitura do nível d'água, ou 
término do furo seco, este deverá ser totalmente preenchido com solo, solo-cimento ou outro 
material qualquer, a critério da Fiscalização, deixando-se cravada ao seu lado uma estaca com a 
identificação da sondagem. 
5 - Ensaio de penetração padronizado - SPT 
 
5.1 - O ensaio de penetração padronizado, também denominado Standard Penetration Test (SPT), 
é um ensaio executado durante uma sondagem a percussão, com o propósito de se obterem 
índices de resistência à penetraçãodo solo. 
 
5.2 - O ensaio de penetração deverá ser executado a cada metro, a partir de 1,0 m de 
profundidade da sondagem. 
 
5.3 - As dimensões e detalhes construtivos do penetrômetro SPT deverão estar rigorosamente de 
acordo com o padrão. O hasteamento a ser usado é o mesmo indicado no item 3.5. Não será 
admitido o ensaio penetrométrico sem a válvula de bola, especialmente em terrenos não coesivos 
ou abaixo do nível freático. 
 
5.4 - O fundo do furo deverá estar limpo. Caso se observem desmoronamentos da parede do furo, 
o tubo de revestimento deverá ser cravado de tal modo que sua boca inferior nunca fique a menos 
de 10,0 cm acima da cota do ensaio penetrométrico. Nos casos em que, mesmo com o 
revestimento cravado, ocorrer fluxo de material para o furo, o nível d'água no furo deverá ser 
mantido acima do nível do terreno por adição de água. Nestes casos, a operação de retirada do 
equipamento de perfuração deverá ser feita lentamente. 
 
5.5 - O ensaio de penetração consistirá na cravação do barrilete amostrador, através do impacto 
sobre a composição do hasteamento de um martelo de 65,0 kg caindo livremente de uma altura 
de 75 cm. 
 
5.6 - O martelo para cravação do amostrador deverá ser erguido manualmente, com auxílio de 
uma corda e polia fixa no tripé. É vedado o emprego de cabo de aço para erguer o martelo. A 
queda do martelo deverá se dar verticalmente sobre a composição, com a menor dissipação de 
energia possível. O martelo deverá possuir uma haste guia onde deverá estar claramente 
assinalada a altura de 75 cm. 
 
5.7 - O barrilete deverá ser apoiado suavemente no fundo do furo, confirmando-se que sua 
extremidade se encontra na cota desejada e que as conexões entre as hastes estejam firmes e 
retilíneas. A ponteira do amostrador não poderá estar fraturada ou amassada. 
 
5.8 - Colocado o barrilete no fundo, deverão ser assinalados com giz, na porção da haste que 
permanece fora do revestimento, três trechos de 15,0 cm cada um, referenciados a um ponto fíxo 
no terreno. A seguir, o martelo deverá ser suavemente apoiado sob a composição de hastes, 
anotando-se a eventual penetração observada. A penetração obtida desta forma corresponderá a 
zero golpes. 
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5.9 - Não tendo ocorrido penetração igual ou maior do que 45 cm no procedimento acima, inicia-
se a cravação do barrilete através da queda do martelo. Cada queda do martelo corresponderá a 
um golpe e serão aplicados tantos golpes quantos forem necessários à cravação de 45 cm do 
amostrador, atendida a limitação do número de golpes indicados no item 5.11. Deverá ser 
anotado o número de golpes e a penetração em centímetros para a cravação de cada terço do 
barrilete; caso ocorram penetrações superiores a 15 cm (cada terço do barrilete), estas deverão ser 
anotadas, não se fazendo aproximações. 
 
5.10 - O valor da resistência à penetração consistirá no número de golpes necessários á cravação 
dos 30,0 cm finais do barrilete. 
 
5.11- A cravação do barrilete será interrompida quando se obtiver penetração inferior a 5,0 cm 
durante 10 golpes consecutivos, não se computando os cinco primeiros golpes do teste, ou 
quando o valor do SPT ultrapassar 50, num mesmo ensaio. Nestas condições o terreno será 
considerado impenetrável ao SPT e deverão ser anotados o números de golpes e a penetração 
respectiva. 
 
5.l2 - Atingidas as condições em 5.11 os ensaios de penetração serão suspensos, sendo 
reiniciados quando, em qualquer profundidade, voltar a ocorrer material susceptível de ser 
submetido a esse tipo de ensaio. 
 
 
6 - Ensaio de lavagem por tempo 
 
6.1 - O ensaio de lavagem por tempo ‚ utilizado numa sondagem à percussão, com o objetivo de 
se avaliar a penetrabilidade do solo ao avanço do trépano de lavagem. Consiste na aplicação do 
processo definido em 4.6. por trinta minutos, anotando-se os avanços obtidos a cada período de 
dez minutos. O equipamento a ser utilizado é o especificado nos itens 3.4 e 3.5. 
 
6.2 - Atingido o impenetrável ao SPT (item 5.11), e havendo interesse no prosseguimento da 
sondagem pelo método a percussão, este será realizado através da lavagem, com ensaios de 
lavagem por tempo, atendendo à limitação de avanço indicada no item 6.3. 
 
6.3 - Quando no ensaio de lavagem por tempo, forem obtidos avanços inferiores a 5,0 cm por 
períodos, em três períodos consecutivos de dez minutos, o material será considerado 
impenetrável à lavagem. 
 
6.4 - O impenetrável à lavagem por tempo, como critério para término da sondagem à percussão, 
não implica na eliminação dos ensaios de penetração SPT (5), devendo ser observadas as 
condições definidas no item 5.12. 
 
6.5 - Não é recomendada a adoção do critério de impenetrável à lavagem por tempo (6.2) para 
término da sondagem à percussão, quando estiver prevista a continuação da sondagem pelo 
processo rotativo. 
 
 
8 - Amostragem 
 
8.1 - As amostras deverão ser representativas dos materiais atravessados e livres de 
contaminação. 
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8.2 - As amostras a serem obtidas nas sondagens á percussão serão dos seguintes tipos: 
 
a - Amostras de barrilete amostrador SPT, com cerca de 200 g, constituídas pela parte inferior do 
material obtido no amostrador. Sempre que possível, a amostra do barrilete deve ser 
acondicionada, mantendo-se intactos os cilindros de solo obtidos. 
 
b - Amostras de trado, com cerca de 500 g, constituídas por material obtido durante a perfuração 
e coletadas na parte inferior das lâminas cortantes do trado. 
 
c - Amostras de lavagem, com cerca de 500 g, obtidas pela decantação d'água de circulação, em 
recipiente com capacidade mínima de 100 litros. Neste processo de amostragem‚ vedada a 
prática de coleta do material acumulado durante o avanço da sondagem, em recipiente colocado 
junto à saída d'água de circulação. 
 
d -Amostras de baldinho, com cerca de 500 g, constituídas por material obtido no baldinho com 
válvula de pé. 
 
8.3 - Excetuando-se as amostras de barrilete, deve ser coletada, no mínimo, uma amostra para 
cada metro perfurado. Deverão ser coletadas tantas amostras quantos forem os diferentes tipos de 
materiais. 
 
8.4 - As amostras acondicionadas em copos (item 8.10) e sacos plásticos (demais amostras), 
serão colocadas em caixas de madeira, ou de plástico, tipo e dimensões usados em furos rotativos 
de diâmetro BW. As caixas deverão ser providas de tampa com dobradiças. Na tampa e num dos 
lados menores da caixa deverão ser anotados com tinta indelével os seguintes dados: 
 
- número do furo; 
- nome da obra; 
- local; 
- número da caixa e o número de caixas do furo. 
 
Quando a sondagem à percussão for seguida por sondagem rotativa, deve ser utilizada caixa de 
amostra apropriada para o diâmetro da sondagem rotativa programada. 
 
8.5 - As amostras serão coletadas desde o início do furo e acondicionadas na caixa, com 
separação de tacos de madeira, pregados na divisão longitudinal. A sequência de colocação das 
amostras na caixa iniciar-se-á no lado da dobradiça da esquerda para a direita. 
 
A profundidade de cada trecho amostrado deve ser anotada, com caneta esferográfica ou tinta 
indelével, no taco do lado direito da amostra. No lado direito da última amostra do furo deve ser 
colocado um saco adicional com a palavra "FIM". 
 
8.6 - Cada metro perfurado, com exceção do primeiro, deve estar representado na caixa de 
amostra por duas porções de material separadas por tacos de madeira: a primeira com amostra de 
penetrômetro, e a segunda, com amostra de trado, lavagem ou baldinho. 
 
8.7 - Não havendo recuperação de material no barrilete, no local da amostra deve ser colocado 
um taco de madeira com as palavras "não recuperou".No caso de ser utilizado todo o material 
disponível para a amostragem especificada no item 3.8.10, deve ser colocado no local da amostra 
um taco com as palavras "recuperou pouco". 
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8.8 - No caso de pouca recuperação de amostra no barrilete, deve-se dar preferência à 
amostragem indicada no item 8.10. 
 
8.9 - Na divisão longitudinal de madeira junto à amostra, do lado da dobradiça, deve constar o 
tipo de amostragem, isto é: trado, lavagem, penetrômetro, etc. 
 
8.10 - A cada ensaio de penetração, cerca de 100 g da amostra do barrilete deverão ser 
imediatamente acondicionados em recipientes de vidro ou plástico rígido, com tampa hermética, 
parafinada ou selada com fita colante. Esta amostra deve ser identificada por duas etiquetas, em 
papel cartão, uma interna e outra colada na parte externa do recipiente, onde constem: 
 
- nome da obra; 
- nome do local; 
- número de sondagens; 
- número da amostra; 
- profundidade da amostra; 
- número de golpes e penetração do ensaio; 
- data; 
- operador. 
 
 
 
Amostrador de cravação aberto com solo, fotografado ao lado da sua ponta 
 (sobre o asfalto em que se vê uma marca molhada de sapato - ordem de grandeza) 
 
 
As anotações deverão ser feitas com caneta esferográfica ou tinta indelével, em papel cartão, 
devendo as etiquetas ser protegidas, com sacos plásticos, de avarias no manuseio da amostra. 
 
Estes recipientes deverão ser acondicionados em caixas apropriadas para transporte ou, de 
preferência, na caixa especificada no item 8.4. 
 
8.11 - As caixas de amostras deverão permanecer guardadas à sombra, em local ventilado, até o 
final da sondagem, quando serão transportadas para o local indicado pela Fiscalização, na obra. 
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 45 
9 . Resultados 
 
9.1 - Informações sobre o andamento das sondagens deverão ser fornecidas diariamente, quando 
solicitadas. 
 
9.2 - Os resultados preliminares de cada sondagem à percussão deverão ser apresentados, num 
prazo máximo de 15 dias após seu término, em boletins (modelo em anexo) com 3 vias, onde 
constem, no mínimo: 
 
- nome da obra e interessado; 
- identificação e localização do furo; 
- diâmetro da sondagem e método de perfuração; 
- cota, quando fornecida; 
- data da execução; 
- nome do sondador e da firma; 
 
- tabela com leitura de nível d'água com data, hora, profundidade do furo, profundidade do 
revestimento e observações sobre eventuais fugas d'água, artesianismo etc. No caso de não ter 
sido atingido o nível d'água, deverão constar no boletim as palavras "furo seco"; 
 
- posição final do revestimento; 
 
- resultados dos ensaios de penetração, com o número de golpes e avanço em centímetros para 
cada terço de penetração do amostrador; 
 
- resultados dos ensaios de lavagem, com o intervalo ensaiado, avanço em centímetros e tempo 
de operação da peça de lavagem; 
 
- identificação das anomalias observadas; 
 
- confirmação do preenchimento do furo ou motivo do seu não preenchimento; 
 
- motivo da paralização do furo; 
 
- visto do encarregado da Empreiteira na obra. 
 
9.3 - Os resultados finais de cada sondagem à percussão deverão ser apresentados, num prazo 
máximo de 30 dias após o seu término, na forma de perfis individuais na escala 1:100 (modelo 
em anexo), onde conste, além dos dados do item 9.2, calculados e colocados em gráficos, quando 
for o caso, a classificação geológica e geotécnica dos materiais atravessados, feita por geólogo ou 
engenheiro geotécnico, cujo nome e assinatura deverão constar no perfil. 
 
9.4 - Até 30 dias após o término do último furo da campanha programada, a firma Empreiteira 
deve entregar o relatório final, contendo: 
 
a - texto explicativo com localização, tempo gasto, número de furos executados, total de metros 
perfurados, bem como outras informações de interesse e conhecimento da Empreiteira; 
b - planta de localização das sondagens ou, na sua falta, esboço com distâncias aproximadas e 
amarração. 
 
 
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 46 
Nomenclatura adotada na caracterização da compacidade ou consistência dos materiais 
 
Tabela - Classificação dos Solos a partir do SPT 
Solo Índice de resistência 
à penetração 
Designação 
Areia 
e 
Silte 
arenoso 
  4 
5 a 8 
9 a 18 
19 a 40 
 > 40 
fofa (o) 
pouco fofa (o) 
medianamente compacta (o) 
compacta (o) 
muito compacta (o) 
Argila 
e 
silte 
argiloso 
  2 
3 a 5 
6 a 10 
11 a 19 
 > 19 
muito mole 
mole 
média (o) 
rija (o) 
dura (o) 
Tabela 
 
Critérios de Paralisação da Sondagem à Percussão 
 
 Resumo dos procedimentos a serem adotados para se determinar o término da execução 
das sondagens à percussão, em complementação ao que foi apresentado no texto anterior: 
Diretrizes para Execução de Sondagens à Percussão, publicada pela ABGE (Norma brasileira – 
NBR 6484/2001). 
 
A cravação do amostrador-padrão é interrompida antes dos 45cm de penetração sempre que 
ocorrem uma das seguintes situações: 
 
a) em qualquer dos três segmentos de 15 cm, o numero de golpes ultrapassar 30; 
b) um total de 50 golpes tiver sido aplicada durante toda a cravação; e 
c) não se observa avanço do amostrador-padrão durante a aplicação de cinco golpes 
sucessivos martelo 
 
No processo de perfuração por circulação de água, quanto ao uso do amostrador-padrão, deve-se 
observar os seguintes critérios para a paralisação da sondagem: 
 
a) quando, em 3 m sucessivos, se obtiver 30 golpes para penetração dos 15 cm iniciais 
do amostrador-patrão; 
 
b) quando, em 4 m sucessivos, se obtiver 50 golpes para penetração dos 30 cm iniciais 
do amostrador-patrão; e 
 
c) quando, em 5 m sucessivos, se obtiver 50 golpes para penetração dos 45 cm 
do amostrador-patrão 
 
 
Obs. Este procedimento como critério de paralisação pode trazer ao amostrador sérios 
“danos – desgastes” ao seu “bico”, danificando-o, o que implica em substituição por um 
novo com muita freqüência. 
 
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 47 
* Quando “c) não se observa avanço do amostrador-padrão durante a aplicação de 
cinco golpes sucessivos martelo”, como descrito acima, deve-se ser executado o ensaio 
de avanço da perfuração por circulação de água, como difundido na prática consagrada 
e descrito em norma: (Proposição feita pela Eng. Maria José Porto, publicada em seu 
livro) 
 
Este critério de paralisação se baseia na “cravação” do trépano e não do amostrador como 
proposto pela norma – evitando assim o “desgaste”do “bico” do mesmo. 
 
- levantamento do trépano em 3 baterias de 10 minutos 
( corresponde a 90 levantadas) 
 
 => deve-se verificar penetração menor que 5 cm 
 
em cada 10’: deve-se levantar 30 vezes a 30 cm 
 
em cada 1’: levanta 3 vezes (20” cada), em posições ortogonalmente alternadas, 
como indicada a posição de “caída”do trépano, abaixo 
 
sentido da caída 
 
 
 
Exemplo de registro no campo e posteriormente em boletim (escritório) 
 
 
 
 
 
 
 
 
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 48 
3.4 - Apresentação de Exemplos de perfis de Sondagem 
 
 
 É apresentada a seguir uma série de Boletins de Sondagem à Percussão com circulação 
de água, realizadas por várias empresas especializadas, em diversos pontos, principalmente na 
região central de Juiz de Fora. 
 
 Os resultados são, portanto, reais e são divulgados aqui comoexemplos de resultados que 
se obtêm, nomenclaturas comumente adotadas, anotação dos dados em planilha entre outros com 
o objetivo de se destacar didaticamente alguns pontos relevantes. 
 
 
1/8 Av Rio Branco ____________________________________ 
 Exemplo de croquis de posicionamento de furos de Sondagem 
 Observa-se estarem os furos locados e referenciados à testada e às divisas e ainda terem 
sido determinadas as cotas da boca com referencia a um RN. 
 
 
 
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 49 
2/8 R.Marechal Deldoro esq. Olegário Maciel ______________________________ 
 Observa-se o NA estar à 1,45 m de profundidade 
 .Ter encontrado à 5,00 m uma linha de pedregulho ou uma pedra com o SPT no 
gráfico indo ao infinito e no metro seguinte sendo igual a 7 
 .Valores crescentes a partir do SPT 12 serem considerados Solo Residual. 18,00m 
anterior considerado solo coluvionar (“talus”) 
 
 
 
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 50 
3/8 R. Olegário Maciel ________________________ 
 Observa-se no SP01 à 2,00 m 1 golpe fez descer 45 cm e em 2,45 m só o peso 
fazer descer até 2,75 m (mais 30 cm) 
 .No SP01 à 4,00 m, antes de bater, já descer 45 cm 
 .O critério de paralização adotado no primeiro furo (3 baterias) 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
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4/8 R. Santo Antonio ______________________________ 
 Um perfil típico de Solo Residual a partir de 8,60 m, possivelmente identificado seu 
início no trecho de lavagem com o trépano 
 Observa-se o critério de paralização estar muito próximo do que prevê a norma, ou seja: 
3,00 m sucessivos, com índices de penetração elevado 
 Aqui em 14,00 m os 45 golpes foram dados, sendo dados os 30 primeiros descendo 16 cm 
e os 30 últimos descendo 13 cm 
 .em 15,00 m o índice estar maior que o anterior e 
 .em 16,00 m o índice também estar maior 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
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5/8 Rua Halfeld ________________________ 
 Neste exemplo o valor de N maior na 1 a e 2a do que na 2 a e 3 a, em 8,00 m, como não é 
comum de ocorrer. 
 Observe os horizontes (3): mole, compacto e medianamente compacto, descritos no 
perfil, sendo destacados nos horizontes ( com seta ) a consistência ou compacidade que foge ao 
designado para a mesma 
 
 
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 53 
6/8 Juiz de Fora - MG _______________________ 
 Perfil de solo de ( argila ) de baixa consistência - Solo Mole. 
 Dificuldade na obtenção do N-SPT. 
 Observe a 10,00m ter encontrado um fragmento duro. 
 . a 17,00m 2 golpes fazer descer 45cm sendo o 2o descendo 23cm. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
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7/8 R. Olegário Maciel ________________________ 
 Exemplo de Sondagem Mista. 
 Em 7,30 m é encontrado material duro, entrando-se com a rotativa, diâmetro HW, coroa 
de diamante. 
 Observa-se que foi cortado 2,20m (Manobra) de rocha do tipo Gnaisse sendo determinado 
também: F - Fragmentação = Número de fragmentos da amostra recuperada no caso igual a 1 
 RQD - Rock Quality Designation = Somatório dos fragmentos que 10cm/avanço (%), 
no caso igual a 80 %. 
 
 
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 55 
11/8 R. Marechal Deodoro _______________________ 
 Exemplo de Sondagem Mista utilizada em local de ocorrência de Matacões. 
 Observe-se ter atravessado 3 blocos. O 1o : D = 62 cm, o 2o : D = 273 cm o 3o : D = 233 
cm, tendo determinado a fragmentação e a recuperação obtida, sendo Recuperação = 
comprimento de amostra recuperada /Avanço ( %). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
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Apresentação de Outros Exemplos de perfis de Sondagem 
 
 
1/6 Praça do Lacet - Cascatinha Serviço de 27/08/06 
 Exemplo de furo de Sondagem sem a “capa” de solo maduro. Perfil de solo residual, 
com ocorrência de alteração de rocha e rocha sã. 
 
 
 
 
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2/6 Campus da UFJF – Centro Olímpico Serviço de 05/09/07 
 Exemplo de furo de Sondagem em local de pouco solo – sedimentar (área “baixa”) sobre 
a rocha – rocha quase exposta. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
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 58 
 
3/6 Região central do município de Macaé/RJ Serviço de 06/12/06 
 Exemplo de furo de Sondagem em região de areia – formação sedimentar de origem 
marinha. 
 
 
 
 
 
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4/6 Campus da UFJF Serviço de 15/10/07 
 Exemplo de furo de Sondagem típico de um perfil de solo residual, lançado sobre ele 
2,00m de aterro. Observa-se o contraste do solo maduro e o jovem. 
 
 
 
 
 
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5/6 Rua Mamoré – São Mateus Serviço de 15/10/07 
 Exemplo de furo de Sondagem típico de formação sedimentar. Observe a presença de 
matéria orgânica e o nível elevado da água. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
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6/6 Belém/PA Serviço de 15/10/07 
 Exemplo de furo de Sondagem típico de formação sedimentar de grande profundidade. 
Trata-se de furo de sondagem no município de Belém/PA, referente à bacia sedimentar da foz do 
Rio Amazonas. Observe a grande profundidade em solo (aproximadamente 50,0m) 
 
 
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 64 
 
3.5 - Normalização sobre a Programação das Sondagens de Simples 
 Reconhecimento dos Solos para construção de Edifícios 
 
 
 Esta Normalização, pela ABNT, registro NBR 8036, fixa as condições exigíveis na 
programação das sondagens de simples reconhecimento dos solos destinada a elaboração de 
projetos geotécnicos para construção de edifícios. Esta programação abrange o número, a 
localização e a profundidade das sondagens. 
 
1 – Considerações Gerais 
 
Procedimento 
 
 Adotado na programação de sondagens de simples reconhecimento na fase de estudos 
preliminares ou de planejamento do empreendimento. 
 
 Para a fase de projeto, ou para o caso de estruturas especiais, eventualmente podeerãoser 
necessárias investigações complementares para determinação dos parâmetros de resistências ao 
cisalhamento e da compressibilidade dos solos, que terão influência sobre o comportamento da 
estrutura projetada. Para tanto, devem ser realizados programas específicos de investigações 
complementares. 
 
1.1 - Número e locação das sondagens 
 
1.1.1 - O número de sondagens e a sua localização em planta dependem do tipo da estrutura, de 
suas características e das condições geotécnicas do sob-solo. O número de sondagens deve ser 
suficiente para fornecer um quadro, o melhor possível, da provável variação das camadas do 
sub-solo do local em estudo. 
 
1.1.2 - As sondagens devem ser, no mínimo, de uma para cada 200 m2 de área da projeção em 
planta do edifício, até 1200 m2 de área. Entre 1200 m2 e 2400 m2 deve-se fazer uma sondagem 
para cada 400 m2 que excederem de 1200 m2. Acima de 2400 m2 o número de sondagens deve 
ser fixado de acordo com o plano particular da construção. Em qualquer circusntâncias o 
número de sondagens deve ser: 
 
 a) dois para área da projeção em planta do edifício até 200 m2; 
 b) três para área entre 200 m2 e 400 m2. 
 
1.1.3 - Nos casos em que não houver ainda disposição em planta dos edifícios, como os estudos 
de viabilidade ou de escolha de local, o número de sondagens deve ser fixado de forma que a 
distância máxima entre elas seja de 100 m, com um mínimo de três sondagens. 
 
1.1.4 - As sondagens devem ser localizadas em planta e obedecer às seguintes regras gerais: 
 
 a) na fase de estudos preliminares ou de planejamento do empreendimento, as sondagens 
devem ser igualmente distribuídas em toda a área; na fase do projeto pode-se localizar as 
sondagens de acordo com critério específico que leve em conta pormenores estruturais; 
 
 b) quando o número de sondagens for superior a três, elas não devem ser distribuídas ao 
longo de um mesmo alinhamento. 
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 65 
1.2 - Profundidade das Sondagens 
 
1.2.1 - A profundidade a ser explorada pelas sondagens de simples reconhecimento, para efeito 
do projeto geotécnico, é função do tipo de edifício, das características particulares de sua 
estrutura, de suas dimensões em planta, da forma da área carregada e das condições geotécnicas e 
topográficas locais. 
 
Nota: A exploração deve ser levada a profundidade tais que incluam todas as camadas impróprias 
ou que sejam questionáveis como apoio de fundações, de tal forma que não venham a prejudicar 
a estabilidade e o comportamento estrutural ou funcional do edifício. 
 
1.2.2 - As sondagens devem ser levadas até a profundidade onde o solo não seja mais 
significativamente solicitado pelas cargas estruturais, fixando-se como critério aquela 
profundidade onde o acréscimo de pressão no solo, devido às cargas estruturais aplicadas, for 
menor do que 10% da pressão geostática efetiva. 
 
 
3.6 - Estimativa de Parâmetros dos Solos para Fundações 
 
 
Dados Indiretos 
 
 Em estudos geotécnicos em geral já se reconhece algumas dificuldades de se obter os 
parâmetros de resistência ao cisalhamento e de deformabilidade dos solos para alguns solos. 
 
Por exemplo, nas areias a amostragem indeformada, bem como a moldagem de corpos de 
prova para a execução de ensaios de laboratório, são operações extremamente difíceis de 
proceder. Por tais motivos, recorre-se, em geral, a procedimentos indiretos para se obter dados 
sobre as características “in situ” de resistência ao cisalhamento e também de compressibilidade 
desses solos, em especial. As sondagens de percussão, bem como os ensaios de penetração 
estática de cone (tipo holandês), usualmente as únicas disponíveis em análises preliminares, são 
muito utilizadas nesses procedimentos. 
 
Particularmente para o caso de estudo do subsolo com a finalidade de obter parâmetros 
para o posterior dimensionamento de uma fundação também não é simples e viável técnico-
economicamente. Não é razoável pensar em obter amostras de um em um metro ao longo de todo 
um perfil, por exemplo, onde se idealiza a execução de uma fundação profunda. 
 
Por motivo semelhando ao exposto anteriormente, é comum obtermos os parâmetros de 
interesse do dimensionamento de fundações por correlações principalmente com o valor do NSPT 
obtidos em sondagens à penetração com circulação de água. 
 
Neste item são apresentados alguns parâmetros dos solos, estimados a partir de 
correlações com a sua compacidade e/ou consistência, para uso prático, e que poderão ser 
utilizados em estudos preliminares e em anteprojetos de engenharia. 
 
 
 
 
 
 
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 66 
 
Unidades usuais de conversão: 
 
 1 KPa = 1KN/m2 
 
 1 t/m2 = 10 KPa 
 1 Kgf/cm2 = 100 KPa 
1 Kgf/cm2 = 10 t/m2 
 
1 MPa = 1000 KPa 
 1 MPa = 10 Kgf/cm2 
 
 1KN = 1000N 
 1KN = 0,1 tf 
1 tf = 10 kN 
 1 Kgf = 9,81 N 
 
 
 
TAB 1 - Classificação dos solos (Norma – NBR 7250) 
Solo Índice de resistência à penetração Designação 
 
 
Areia e Silte arenoso 
 4 
5 a 8 
9 a 18 
19 a 40 
> 40 
fofa (o) 
pouco fofa (o) 
medianamente compacta (o) 
compacta (o) 
muito compacta (o) 
 
 
Argila e Silte argiloso 
 2 
3 a 5 
6 a 10 
11 a 19 
> 19 
muito mole 
mole 
média (o) 
rija (o) 
dura (o) 
 
 
TAB 2 – Avaliação dos Parâmetros de Resistência em Função do SPT 
(correlações empíricas – uso limitado a estudos preliminares). 
Solos Nº de Golpes N (SPT) Índice de Consistência (IC) Coesão não Drenada Su 
(Kg/cm2) 
ARGILAS 
Muito mole 
Mole 
Média 
Rija 
Muito rija 
Dura 
 
 2 
2 - 4 
4 - 8 
8 - 15 
15 - 30 
 30 
 
0 
0 – 0,25 
0,25 – 0,5 
0,5 – 0,75 
0,75 – 1,0 
> 1,0 
 
 2,0 
AREIAS 
 
 
Muito fofa 
Fofa 
Média 
Compacta 
Muito compacta 
 
 
 
 50 
Grau de Compacidade (GC) 
0 
0 – 0,25 
0,25 – 0,5 
0,5 – 0,75 
0,75 – 1,0 
Ângulo de Atrito () 
 
 2,0 
0 
0 
0 
0 
0 
25 - 30 
30 - 35 
35 - 40 
40 - 45 
> 45 
100 - 500 
500 - 1400 
1400 - 4000 
4000 - 7000 
> 7000 
0,3 a 0,4 
Argilas e Solos Argilosos 
Consistência  ( t/m³) C ( t/m²)  ° E’ ( t/m²) 
Muito Mole 
Mole 
Média 
Rija 
Dura 
1,3 
1,5 
1,7 
1,9 
> 2,0 
0 - 1,2 
1,2 - 2,5 
2,5 - 5,0 
5,0 - 15,0 
> 15,0 
0 
0 
0 
0 
0 
30 - 120 
120 - 280 
280 - 500 
500 - 1500 
> 1500 
 0,4 a 0,5 
 Valores UFMG fls. 47 
Obs.: Para solos argilosos normalmente adensados 
 Cc = 0,009 (LL – 10%) 
 
Sendo:  = Peso Específico Natural do Solo 
 = Ângulo de Atrito Interno 
C = Coesão 
E = Módulo de Elasticidade (Não Drenado) 
E’= Módulo de Elasticidade (Drenado) 
 = Módulo de Poisson 
 
 
TAB 4 – Avaliação de Parâmetros dos Solos em Função do Estudo de Compacidade ou Consistência 
(Bowles – 1997) 
(correlações empíricas – uso limitado a estudos preliminares). 
Característica Compacidade 
Muito Fofa Fofa Média Compacta Muito Compacta 
Densidade Relativa 
 
SPT 
 
 (graus) 
 
 (tf/m3) 
0 
 
0 
 
25 - 30 
 
1,12 – 1,60 
0,15 
 
4 
 
27 - 321,44 – 1,76 
0,35 
 
10 
 
30 - 35 
 
1,76 – 2,08 
0,65 
 
30 
 
35 - 40 
 
1,76 – 2,24 
0,85 – 1,0 
 
50 
 
38 - 43 
 
2,24 – 2,40 
 
Característica Consistência 
Muito Mole Mole Média Rija Muito Rija Dura 
qu 
 
SPT 
 
 (tf/m3) 
0 
 
0 
0,25 
 
2 
 
1,60 – 1,92 
0,5 
 
4 
 
1,76 – 2,08 
1,0 
 
8 
 
 
2,0 
 
16 
 
1,92 – 2,24 
4,0 
 
30 
 
 
 
 
 
 
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 68 
TAB 5 – Relação entre consistência e resistência a partir de verificação no campo (Simons) 
(correlações empíricas – uso limitado a estudos preliminares). 
Consistência Critério de Verificação Resistência não – drenada ao 
Cisalhamento (KN/m2) 
Muito Rija 
Rija 
Média 
Mole 
Muito Mole 
Quebradiça ou muito dura 
Não pode ser moldada com os dedos 
Pode ser moldada com os dedos, fazendo-se a força 
Facilmente moldável com os dedos 
Flui entre os dedos quando espremida 
>150 
75 – 150 
40 – 75 
20 – 40 
 40 
Compacta 
Muito compacta 18 20 21 
 
 
Segundo Moraes, 1978 
 
Solos Coesivos 
 
 Após numerosos ensaios, Terzaghi e Peck indicam as seguintes relações: 
 
TAB 10 – Consistência, número de golpes N e compressão simples: 
(correlações empíricas – uso limitado a estudos preliminares). 
Consistência S.P.T. c. simples – Kg/cm2 
Muito mole 2 0.25 
Mole 2 - 4 0,25 – 0,50 
Média 4 – 8 0,50 – 1,00 
Rija 8 – 15 1,00 – 2,00 
Muito rija 15 – 30 2,00 – 4,00 
Dura > 30 4,00 – 8,00 
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 70 
Tensão admissível – solos coesivos 
 Para o cálculo da tensão admissível ou capacidade de carga do solo são bastante difundidas a seguintes 
relações: (Resultados obtidos em Kg/cm2) 
 
- Argila pura 
4
N
p  
 
- Argila siltosa 
5
N
p  
 
- Argila arenosa siltosa 
5,7
N
p  
 
Depois de estudadas as diversas correlações entre penetrômetros dinâmicos e estáticos, transcreve-se duas 
tabelas referentes a ângulo de atrito de areias, resistências a compressão e coesão das argilas: 
 
 
TAB 11– Ângulo de atrito interno para areias 
(correlações empíricas – uso limitado a estudos preliminares). 
Areia Fina Média e Grossa Com pedregulho 
Compacidade 
Grãos 
Esféricos 
Grãos 
Angulares 
Grãos 
Esféricos 
Grãos 
Angulares 
_ 
Fofa 27 28 29 33 34 
Intermediária 30 34 33 38 37 - 39 
Compacta 33 36 36 44 40 - 45 
 
 
TAB 12 – Resistência à compressão e coesão para argilas 
(correlações empíricas – uso limitado a estudos preliminares). 
Consistência 
Resistência à 
compressão 
Coesão 
Kg/cm2 Kg/cm2 
Muito mole 0 – 0,25 0 – 0,12 
Mole 0,25 – 0,50 0,13 – 0,25 
Média 0,50 – 1,00 0,25 – 0,50 
Rija 1,00 – 2,00 0,50 – 1,00 
Muito rija 2,00 – 4,00 1,00 – 2,00 
Dura > 4,00 > 2,00 
 
 
Módulo de Deformabilidade e Coeficiente de Poisson (Cintra, 2003) 
 
Módulo de Deformabilidade 
 
 Não se dispondo de ensaios de laboratório nem de prova de cargas sobre placa para a determinação do 
módulo de deformabilidade do solo (Es), podem ser utilizadas correlações com a resistência de ponta com do cone 
(qc) ou com índice de resistência à penetração (N) da sondagem SPT, como, por exemplo, as apresentadas por 
Teixeira & Godoy (1996): 
cs qE   
E com NKqc   NKEs   
 
em que  e K são coeficientes empíricos dados pelas tabelas 13 e 14, em função do tipo de solo. Esse coeficiente  
correlaciona qc com Es e, portanto, não deve ser confundido com o coeficiente  de Aoki & Velloso (1995), que 
transforma qc em atrito lateral unitário do próprio cone. Já o coeficiente K tem o mesmo significado para Aoki & 
Velloso e, por isso, valores da tabela 4 têm a mesma ordem de grandeza dos valores de Aoki & Velloso (1995). 
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 71 
TAB 13 – Coeficiente  (Teixeira & Godoy, 1996) 
Solo  
Areia 3 
Silte 5 
Argila 7 
 
TAB 14 – Coeficiente K (Teixeira & Godoy, 1996) 
Solo K (MPa) 
Areia com pedregulhos 1.10 
Areia 0.90 
Areia siltosa 0.70 
Areia argilosa 0.55 
Silte arenoso 0.45 
Silte 0.35 
Argila arenosa 0.30 
Silte argiloso 0.25 
Argila siltosa 0.20 
 
Observa-se que para areias ( = 3), a correlação Es com qc resulta em: 
cs qE  3 
 
que é compatível às relações de Schmertmann (1978). 
 
 De acordo com D’Appolonia et al. (1970), a presença do lençol freático pode ser ignorada porque seu 
efeito no módulo de deformabilidade é refletido na obtenção de N, ratificado Meyerhof (1965). Posteriormente, essa 
assertiva foi confirmada por Terzaghi et al. (1996), com base nos resultados de Burland-Burbidge, de 1985. 
 No caso de saturação de uma areia que não estava saturada no momentoda sondagem, por exemplo, por 
ascensão do N.A., o recalque aumenta de um valor que, dependendo do autor, pode ser de 1/3 (Bolognesi, 1969) até 
100% (Terzaghi & Peck, 1948; Terzaghi & Peck, 1967; Terzaghi et al., 1996). 
 
 
Coeficiente de Poisson 
 
 Teixeira & Godoy (1996) também apresentam valores típicos para o coeficiente de Poisson do solo (), 
reproduzidos na tabela 15. 
 
TAB 15 – Coeficiente de Poisson (Teixeira & Godoy, 1996) 
(correlações empíricas – uso limitado a estudos preliminares). 
Solo  
Areia pouco compacta 0,2 
Areia compacta 0,4 
Silte 0,3-0,5 
Argila saturada 0,4-0,5 
Argila não saturada 0,1-0,3 
 
 Simons & Menzies (1981) observam que  não é constante, variando desde o valor não-drenado no 
momento do carregamento (u – 0,5 para o caso ideal não-drenado) até os valores drenados no fim da dissipação do 
excesso de pressões neutras. 
 De acordo com Mayne & Poulos (1999), pesquisas mais recentes mostram que os valores drenados de  são 
bem menores do que se acreditava. Para carregamento drenado em todos tipos de solo, incluindo areia e argilas, tem-
se: 
05,015,0'  
 
 Esses autores confirmam  = 0,5 para condições não-drenadas envolvendo carregamentos rápidos em 
argilas saturadas. 
 
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72 
 
 
Unidade 04 
FUNDAÇÕES DIRETAS 
 
 
 
4. 1 - Conceitos (Norma 6122-2010) 
 
 
 Inicialmente apresentaremos alguns conceitos adotados na área de Engenharia de 
Fundações e que são considerados na norma NBR 6122 - Projeto e Execução de Fundações. 
 
 
1 - Fundação Superficial (Rasa ou Direta) 
 
 Elemento de fundação em que a carga é transmitida ao terreno pelas tensões distribuídas 
sob a base da fundação, e a profundidade de assentamento em relação ao terreno adjacente à 
fundação é inferior a duas vezes a menor dimensão da fundação. 
 
- Sapata 
 
 Elemento de fundação superficial, de concreto armado, dimensionado de modo que as 
tensões de tração nele resultantes sejam resistidas pelo emprego de armadura especialmente 
dispostas para esse fim. 
Pode ter espessura constante ou variável e sua base em planta é normalmente quadrada, 
retangular ou trapezoidal. 
 
 
 
Figura 1: Imagem esquemática de uma sapata e foto durante sua concretagem 
 
- Bloco 
 
Elemento de fundação superficial de concreto, dimensionado de modo que as tensões de 
tração nele resultantes sejam resistidas pelo concreto, sem necessidade de armadura. Pode ter as 
faces verticais, inclinadas ou escalonadas e apresentar planta de seção quadrada ou retangular. 
 
- “Radier” 
 
Elemento de fundação superficial que abrange parte ou todos os pilares de uma estrutura, 
distribuindo os carregamentos. 
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73 
 
- Sapata Associada 
 
Sapata comum a mais de um pilar. 
 
Figura 2: Sapata Associada, com viga de rigidez 
 
- Sapata Corrida 
 
Sapata sujeita à ação de uma carga distribuída linearmente ou de pilares ao longo de um 
mesmo alinhamento. 
 
 
Figura 3: Sapata Corrida, comparada com uma sapata isolada 
 
Em relação à fundação superficial, podemos definir Baldrame e Cinta (não constantes da norma): 
 
- Baldrame ou viga de fundação 
 
Viga baldrame é uma fundação rasa de apoio, feita de concreto armado. Ela percorre todo 
o comprimento das paredes da construção. 
É um tipo comum de fundação para pequenas edificações. Constitui-se de uma viga, que 
pode ser de alvenaria, de concreto simples ou armado, construída diretamente no solo, que pode 
ter estrutura transversal tipo bloco, sem armadura transversal, dentro de uma pequena vala para 
receber pilares alinhados. É mais empregada em casos de cargas leves como residências 
construídas sobre solo firme. 
 
Figura 4: Viga de fundação – Viga Baldrame 
https://pt.wikipedia.org/wiki/Funda%C3%A7%C3%A3o_%28constru%C3%A7%C3%A3o%29
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74 
 
- Cintas de Fundação 
 
 Elemento estrutural de associação dos vários pontos de carga/fundação. 
 
Na extremidade de cada sapata ou bloco de coroamento deve ser executada uma cinta de 
“amarração” (“travamento”) para reforço das ligações entre todos os elementos de fundação. A 
presença da cinta diminui o risco do aparecimento de fissuras nas paredes da edificação em caso 
de recalque diferencial, e distribui as cargas concentradas sobre o plano das fundações. 
 
Construir cinta de fundação tem como finalidade absorver esforços não previstos, 
suportar pequenos recalques, distribuir o carregamento e combater esforços horizontais. A cinta 
de “amarração” geralmente é concebida de concreto armado. 
 
Segundo Velloso e Lopes (2012), as fundações isoladas devem ser, sempre que possível, 
ligadas por cintas em duas direções ortogonais. As cintas desempenham papéis importantes, 
como (i) impedir deslocamentos horizontais das fundações, (ii) limitar rotações (absorvendo 
momentos) decorrentes de excentricidades construtivas, (iii) definir o comprimento de 
flambagem do primeiro trecho de pilares, no caso de fundações profundas ou de sapatas 
implantadas a grandes profundidades e (iv) servir de fundação para paredes no pavimento térreo. 
 
 
Figura 5: Sapatas “amarradas” com “cinta”, na figura, com sentido único 
 
2 - Fundações Profundas 
 
 Aquelas em que o elemento de fundação transmite a carga ao terreno pela base 
(resistência de ponta), por sua superfície lateral (resistência de atrito do fuste) ou por uma 
combinação das duas, e está assente em profundidade em relação ao terreno adjacente superior 
ao dobro de sua menor dimensão em planta. 
 
- Estacas 
 
 Elemento estrutural esbelto que, colocado ou moldado no solo por cravação ou 
perfuração, tem a finalidade de transmitir cargas ao solo, seja pela resistência sob sua 
extremidade inferior (resistência de ponta ou de base), seja pela resistência ao longo de sua 
superfície lateral (resistência de fuste) ou por uma combinação das duas. 
 
- Tubulão 
 
 Elemento de fundação profunda, cilíndrico, em que, pelo menos na sua etapa final de 
escavação, há descida de operário. Pode ser feito a céu aberto ou sob ar comprimido 
(pneumático), e ter ou não base alargada. 
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75 
 
 Na verdade, a transmissão de carga de um tubulão não segue o conceito literal de 
Fundação Profunda, por ser desprezado o atrito lateral do fuste. Mesmo assim, é referida como 
fundação profunda por se tratar de profundidades de apoio como estas. 
 
 
3 - Pressões Admissíveis 
 
- Pressão Admissível de uma Fundação Superficial 
 
 Pressão aplicada por uma fundação superficial ao terreno, que provoca apenas recalques 
que a construção pode suportar sem inconvenientes e que oferece, simultaneamente um 
coeficiente de segurança satisfatório contra a ruptura ou o escoamento do solo ou do elemento 
estrutural de fundação (perda de capacidade de carga). 
 
Essa definição esclarece que as pressões admissíveis dependem da sensibilidade da 
construção projetada aos recalques, especialmente aos recalques diferenciais específicos, os 
quais, de ordinário, são os que prejudicam sua estabilidade. 
 
- Recalques Diferencial Específico 
 
 Diferença entre os recalques absolutos de dois apoios, dividida pela distância entre os 
apoios. 
 
 
4 - Viga de Equilíbrio ou Viga Alavanca 
 
Elemento estrutural que recebe as cargas de um ou dois pilares (ou pontos de carga) e é 
dimensionado de modo a transmiti-las centradas às fundações. Da utilização de viga de equilíbrio 
resultam cargas nas fundaçõesdiferentes das cargas dos dois pilares nelas atuantes. 
 
 
 
 
Figura 6: Pilar de divisa com viga alavancada através de viga em balanço. 
Fonte: CAMPOS, 2015 
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76 
 
 
Figura 7: Sapata Alavancada. 
 Fonte: CAMPOS, 2015 
 
 
4. 2 - Prescrições e Considerações da Norma 
 
 São apresentados aqui o que prescreve a Norma Brasileira sobre a elaboração de projeto e 
a execução de fundações particularmente em superfície. 
 
 
4.2.1 - Pressão admissível 
 
 Devem ser considerados os seguintes fatores na determinação da pressão admissível: 
 a) profundidade da fundação: 
 b) dimensões e forma dos elementos da fundação; 
 c) característica do terreno abaixo do nível da fundação; 
 d) lençol d’água; 
 e) modificação das características do terreno por efeito de alívio de pressões, alteração 
 do teor de umidade de ambos; 
 f) características da obra, em especial a rigidez da estrutura. 
 
4.2.1.1 - Metodologia para determinação da pressão admissível 
 
 A pressão admissível pode ser determinada por um dos critérios descritos: 
 
• Por meio de teorias desenvolvidas na Mecânica dos Solos: 
 a) uma vez conhecida as características de compressibilidade, resistência ao cisalhamento 
do solo e outros parâmetros, a sua pressão admissível pode ser determinada por meio de teoria 
desenvolvida na Mecânica dos Solos, levando em conta eventuais inclinações da carga e do 
terreno e excentricidades; 
b) faz-se um cálculo de capacidade de carga à ruptura; apartir desse valor, a pressão 
admissível é obtida mediante a introdução de um coeficiente de segurança, que deve ser igual ao 
recomendado pelo autor da teoria; caso não haja essa recomendação, adota-se um coeficiente de 
segurança compatível com a precisão da teoria e o grau de conhecimento das características do 
solo, nunca menor que três. A seguir, faz-se uma verificação de recalques para essa pressão, que, 
se conduzir a valores aceitáveis, será confirmada como admissível; caso contrário, o seu valor 
deve ser reduzido até que se obtenham recalques aceitáveis. 
 
• Por meio de prova de cargas sobre placa, devidamente interpretada (ver NBR 6489). 
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77 
 
• Por métodos semi-empíricos 
 São chamados de métodos semi-empíricos aqueles em que as propriedades dos materiais 
são estimadas com base em correlações e são usadas em teorias de Mecânica dos Solos, 
adaptadas para incluir a natureza empírica do método. Quando os métodos semi-empíricos são 
usados, deve-se apresentar justificativas, indicando a origem das correlações 
(inclusive referências bibliográficas). 
 
• Por meios empíricos 
 São considerados meios empíricos aqueles pelos quais se chega a uma pressão admissível 
com base na descrição do terreno (classificação e compacidade ou consistência). Esses métodos 
apresentam-se usualmente sob a forma de tabelas de pressões admissíveis. 
 
No caso de não haver dúvida nas características do solo, conhecidas com segurança, como 
resultado da experiência ou fruto de uma satisfatória interpretação de sondagens, pode-se 
considerar como pressões admissíveis sobre o solo as indicadas na tabela1. 
 
Tabela 1 – Valores empíricos para pressão admissível 
 
Classe 
 
Solo 
Valores 
básicos 
Mpa - kg/cm2 
1 Rocha sã, maciça, sem laminações ou sinal de decomposição 5 50 
 Rochas laminadas, com pequenas fissuras, estratificadas 3,5 35 
3 Solos cocrecionados 
4 Pedregulhos e solos pedregulhosos, mal graduados, compactos 0,8 8 
5 Pedregulhos e solos pedregulhosos, mal graduados, fofos 0,5 5 
6 Areias grossas e areias pedregulhosas, bem graduadas, compactadas 0,8 8 
7 Areias grossas e areias pedregulhosas, bem graduadas, fofas 0,4 4 
8 Areias finas e médias: 
Muito compactadas 
Compactadas 
Medianamente compactadas 
 
0,6 6 
0,4 4 
0,2 2 
9 Argilas e solos argilosos: 
Consistência dura 
Consistência rija 
Consistência média 
 
0,4 4 
0,2 2 
0,1 1 
10 Siltes e solos siltosos: 
Muito compactados 
Compactados 
Medianamente compactados 
 
0,4 4 
0,2 2 
0,1 1 
1: Notas 
 a) Para materiais intermediários entre as classes 4 e 5, interpolar entre 0,8 e 0,5 Mpa. 
 b) Para materiais intermediários entre as classes 6 e 7, interpolar entre 0,8 e 0,4 Mpa 
 c) No caso do calcário ou qualquer outra rocha cárstica, devem ser feitos estudos especiais. 
 d) Para a definição de diferentes tipos de solos, deve-se consultar a NBR 6502. 
 
 “Para situação de limitações e inseguranças no conhecimento das características do solo, 
equivalendo-se da aplicação de um fator de segurança maior, pode-se adotar valores admissíveis 
igual à aproximadamente 0,66 (66%) dos valores sugeridos na tabela”. (M. Marangon) 
 
 
4.2.1.2 - Prescrições para determinação da pressão admissível 
 
 Na determinação da pressão admissível deve-se considerar os itens a seguir. 
 
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78 
 
• Fundação sobre rochas 
 
 Em qualquer fundação sobre rocha, deve-se para a fixação da pressão admissível, levar 
em conta a continuidade da rocha, sua inclinação e influência da altitude da rocha sobre a sua 
estabilidade. Pode-se assentar fundação sobre rocha de superfície inclinada desde que se prepare, 
se necessário, essa superfície (chumba mentos, escalonamentos em superfícies horizontais, etc.), 
de modo a evitar um deslizamento da fundação. 
 
• Pressão admissível nas areias médias e finas, fofas; argilas moles; siltes fofos; aterros e 
outros materiais 
 
 Nesses solos a implantação de fundações só pode ser feita após cuidadoso estudo com 
base em ensaios de laboratório e campo, compreendendo o cálculo de capacidade de carga, o 
cálculo e a analise da repercussão dos recalques sobre o comportamento da estrutura. 
 
• Solos expansivos 
 
 No caso de solos expansivos, a pressão admissível deve-se levar em conta a pressão de 
expansão e nunca ser inferior a essa. 
 
• Prescrições especiais para solos granulares 
 
 Quando se encontram abaixo da cota de fundação até uma profundidade de duas vezes a 
largura da construção, apenas solos das classes 4, 5, 6, 7 e 8 (areias e pedregulhos), pode-se 
aumentar a pressão admissível em função da largura L do corpo de fundação, de acordo com a 
fórmula a seguir; desde que tal largura seja maior que dois metros: 
 
adm = 0 adm [ 1 + 0,1875 . ( L - 2 )] 0,5 0 adm 
 
 Onde: 
 S = área total da parte considerada, ou da construção inteira, em m2 
 
 
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79 
 
• Aumento da pressão admissível em decorrência da profundidade da fundação 
 
 As pressões admissíveis constantes da tabela 1, para os solos de classes 4 a 8, devem ser 
aplicadas quando a profundidade dafundação, medida a partir do topo da camada escolhida para 
assentamento dos elementos de fundação, for menor ou igual a um metro; quando a fundação 
estiver a uma profundidade maior e for totalmente confinada pelo terreno adjacente, os valores 
básicos podem ser acrescidos de 40% para cada metro de profundidade além de um metro, 
limitado ao dobro do valor da Tabela 1. 
 
Nota: Em qualquer caso, pode-se somar a pressão calculada, mesmo aquela que já tiver sido 
corrigido conforme o peso efetivo das camadas de solo sobrejacentes, desde que garantida a sua 
permanência. 
 
4.2.2 - Dimensionamento 
 
 As fundações em superfície devem ser definidas através de dimensionamento geométrico 
e de cálculo estrutural. 
 
4.2.2.1 - Dimensionamento geométrico 
 
 No dimensionamento geométrico deve-se considerar as seguintes solicitações: 
 a) cargas centradas; 
 b) cargas excêntricas; 
 c) cargas horizontais. 
 
• A área de fundação solicitada por cargas centradas deve ser tal que a pressão transmitida 
ao terreno, admitida uniformemente distribuída, seja a pressão admissível conforme 2.1. 
 
• Diz-se que uma função é solicitada por carga excêntrica quando for solicitada: 
 a) por uma força vertical cujo suporte não passa pelo centro de gravidade da superfície de 
contato da fundação com o solo; 
 b) por uma força vertical e por forças horizontais situadas fora do centro da base da 
fundação. 
 
• No dimensionamento de uma fundação solicitada por carga excêntrica deve-se atender as 
seguintes prescrições: 
 a) a resultante das cargas permanentes deve passar pelo núcleo central da base da 
fundação; 
 b) a excentricidade da resultante das cargas totais é limitada a um valor tal que o centro 
de gravidade de base da fundação fique na zona comprimida, determinada na suposição de que 
entre o solo e a fundação não possa haver tensões de tração; 
Notas: No caso de fundação retangular de dimensões “a” e “b”, as excentricidades “u” e “v”, 
medidas paralelamente aos lados “a” e “b”, respectivamente, devem satisfazer à condição: 
u
a
v
b
 
1
9
 
 
 No caso de uma função circular plena de raio “r”, a excentricidade “e” deve satisfazer a 
condição: 
e
r
 0 59, 
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80 
 
 c) nas sapatas dos pilares situados nas divisas de terrenos, a excentricidade deve ser 
eliminada mediante o emprego de soluções estruturais como por exemplo, as vigas de equilíbrio. 
 
• Para equilibrar a força horizontal que atua sobre uma fundação em sapata ou bloco, pode-
se contar com o empuxo passivo e o atrito entre o solo e a base da fundação. O coeficiente de seu 
emprego de segurança ao deslizamento deve ser, pelo menos, igual a 1,5. 
 
4.2.2.2 - Cálculo estrutural 
 
 O cálculo estrutural deve ser feito de maneira a atender às normas estruturais brasileiras, e 
observar as condições abaixo: 
 
• As sapatas para pilares isolados e as sapatas corridas podem ser calculadas como placas 
(por ex.: pelo método de linhas de ruptura, por método baseado na teoria da elasticidade ou pelo 
método das bielas). Em qualquer caso deve-se considerar que: 
 a) quando calculadas como placas, não se pode deixar de considerar o puncionamento; 
 b) para efeito de cálculo estrutural, as pressões na base das fundações podem ser 
admitidas como uniformemente distribuídas, exceto nos casos das fundações apoiadas sobre 
rocha; 
 c) quando a sapata for submetida a cargas excêntricas, pode-se, na falta de um processo 
mais rigoroso, uniformizar a pressão, adotando-se a maior dos seguintes valores: dois terços do 
valor máximo ou a média dos valores extremos; 
 d) para efeito de cálculo estrutural de fundações apoiadas sobre rocha, o elemento 
estrutural deve ser calculado como peça rígida, adotando-se o diagrama de distribuição da figura1 
 
 
Figura 1 - Diagrama de distribuição de pressões 
 
• os blocos de fundação podem ser dimensionados de tal maneira que o ângulo , indicado 
na figura 2, satisfaça a equação: 
 
 
tg

=

f1
1 
Onde: 
  = pressão no terreno 
 ft = tensão admissível de tração no concreto 
 ft 
f tk
2 5
0 8
,
,





 
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81 
 
 
 
 Conforme na NBR 6118, a resistência característica do concreto é dada por: 
 
ftk = fck para fck  18MPa 
ftk = 0,06 fck + 0,7 para fck > 18mpa 
 
 Quanto à distribuição das pressões sob a base do bloco, é aplicável o mesmo já disposto 
para sapatas. 
 
 As vigas e placas de fundação podem ser calculadas pelo método de coeficiente de recalque 
ou por um método que considere o solo como um meio elástico contínuo. 
 
 
4.2.3 Disposições construtivas 
 
4.2.3.1 Profundidade mínima 
 
 A base de uma fundação deve ser assente a uma profundidade tal que garanta que o solo 
de apoio não seja influenciado pelos agentes atmosféricos e fluxos d’água. Nas divisas de 
terrenos vizinhos, salvo quando a fundação for assente sobre rocha, tal profundidade não deve ser 
menor que 1,5 metros. 
 
4.2.3.2 Implantação de fundações de qualquer obra em terrenos acidentados 
 
 Nos terrenos com topografia acidentada, a implantação de qualquer obra e de suas 
fundações deve ser feita de maneira a não impedir a utilização satisfatória dos terrenos vizinhos. 
 
4.2.3.3 - Fundações em cotas diferentes 
 
• No caso de fundações contíguas assentes em cotas diferentes, uma reta passando pelos 
seus bordos deve fazer, com a vertical, um ângulo  ( ver figura 3 ), que dependerá das 
características geotécnicas do terreno ( conforme 2.1.2-a ), observando-se que: 
 
 a) para solos pouco resistentes,   60o 
 b) para rochas,  = 30o 
 
 
• A fundação situada em cota mais baixa deve ser executada em primeiro lugar, a não ser 
que se tomem cuidados especiais. 
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82 
 
 
Figura 3 - Fundações em cotas diferentes 
 
Nota: Em fundações que não se apoiam sobre rochas deve-se executar anteriormente à execução 
da fundação uma camada de concreto de regularização de, no mínimo, 10cm ocupando toda a 
área da cava de fundação. 
 
 
4. 3 - Capacidade de Carga dos Solos 
 
No que se segue, referir-nos-emos às fundações superficiais em que a profundidade de 
assentamento da fundação no solo é menor ou igual à sua largura, segundo abordagem 
apresentada pelo Prof. Homero Pinto Caputo. 
 
Quando uma carga proveniente de uma fundação é aplicada ao solo, este deforma-se 
e a fundação recalca, como sabemos. Quanto maior a carga, maiores os recalques. Como 
indicado na Fig. 1, para pequenas cargas os recalques são aproximadamente proporcionais. 
 
 
Fig. 1 e 2 - Variação do recalque em função da pressão aplicada no solo. 
 
Das duas curvas pressões-recalques mostradas, observa-se que uma delas apresenta uma 
bem definida pressão de ruptura pr , que, atingida, os recalques tornam-se incessantes. Este 
caso, designado por ruptura generalizada, corresponde aos solos pouco compressíveis 
(compactos ou rijos). A outra curva mostra que os recalques continuam crescendo com o 
aumento das pressões, porém não evidencia, como anteriormente, uma pressão de ruptura; esta 
será então arbitrada (pr’) em função de um recalque máximo (r’) especificado. Nesse caso, 
denominado ruptura localizada, enquadram-se os solos muito compressíveis (fofos ou moles). 
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83 
 
Atingida a ruptura, o terreno desloca-se, arrastando consigo a fundação, como mostrado 
na Fig.2. O solo passa, então, do estado “elástico” ao estado “plástico”. O deslizamentoao 
longo da superfície ABC é devido a ocorrência de tensões de cisalhamento () maiores que a 
resistência ao cisalhamento do solo (r). 
 
Recentemente tem sido mencionado um outro tipo de ruptura, que ocorre por 
puncionamento, ainda em fase de investigação. 
 
Pressão de Ruptura x Pressão Admissível 
 
A pressão de ruptura ou capacidade de carga de um solo é, assim, a pressão pr , que 
aplicada ao solo causa a sua ruptura. Adotando um adequado coeficiente de segurança, da 
ordem de 2 a 3, obtém-se a pressão admissível, a qual deverá ser “admissível” não só à ruptura 
como as deformações excessivas do solo. 
O cálculo da capacidade de carga do solo pode ser feito por diferentes métodos e 
processos, embora nenhum deles seja matematicamente exato. 
Coeficientes de segurança - Não é simples a escolha do adequado coeficiente de 
segurança nos cálculos de Mecânica dos Solos. 
 
Tendo em vista que os dados básicos necessários para o projeto e execução de uma 
fundação provêm de fontes as mais diversas, a escolha do coeficiente de segurança é de grande 
responsabilidade. 
 
O quadro 1 resume os principais fatores a considerar. 
Fatores que influenciam a 
escolha do coeficiente de 
segurança 
Coeficiente de Segurança 
 Pequeno Grande 
 
Propriedades dos materiais Solo homogêneo 
Investigações geotécnica 
amplas 
Solo não homogêneo 
Inestigações geotécnicas 
escavadas 
Influências exteriores tais 
como vento, água, tremores 
de terra, etc. 
Grande número de informações, 
medidas e observações 
disponíveis 
Poucas informações disponíveis 
Precisão do modelo de 
cálculo 
Modelo bem representativo das 
condições reais 
Modelo grosseiramente repre- 
sentativo das condições reais 
Consequências em caso de 
acidente 
Consequencia finan-
ceiras limitadas e sem 
perda de vidas 
humans. 
Consequencias finan-
ceiras consideráveis e 
risco de perda de 
vidas humanas. 
Consequencia finan-
ceiras desastrosas e 
elevadas perdas de 
vidas humanas. 
 
Fórmula de Terzaghi: 
 
Para deduzi-la, consideremos em um solo não coesivo uma “fundação corrida”, ou seja, 
uma fundação com forma retangular alongada. 
 
A teoria de Terzaghi se originou nas investigações de Prandtl, relativas à ruptura plástica 
dos metais por puncionamento. 
 
Retomando esses estudos, Terzaghi aplicou-os ao cálculo da capacidade de carga de um 
solo homogêneo que suporta uma fundação corrida e superficial. 
 
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84 
 
Segundo esta teoria e como ilustrado nas Figs. 3 e 4, o solo imediatamente abaixo da 
fundação forma uma “cunha”, que em decorrência do atrito com a base da fundação se desloca 
verticalmente, em conjunto com a fundação. O movimento dessa “cunha” força o solo adjacente 
e produz então duas zonas de cisalhamento, cada uma delas constituída por duas partes: uma de 
cisalhamento radial e outra de cisalhamento linear. 
 
Fig. 3 
 
Fig. 4 
Assim, após a ruptura, desenvolvem-se no terreno de fundação três zonas: I, II e III, sendo 
que a zona II admite-se ser limitada inferiormente por um arco de espiral logarítimica. 
 
A capacidade de suporte da fundação, ou seja, a capacidade de carga, é igual à resistência 
oferecida ao deslocamento pelas zonas de cisalhamento radial e linear. 
 
Da Fig. 5, obtém-se: 
 
 AB = 
b
cos
 
onde  é o ângulo de atrito inteiro do solo. (também indicado por  ou ) 
 
Sobre AB, além do empuxo passivo Ep, atua a força de coesão: 
 
 C = c . AB = 
bc
cos
. 
 
Para equilíbrio da cunha, de peso P0, tem-se: 
 
 P + P0 - 2C sen - 2Ep = 0 ou, 
 P = 2C sen + 2Ep - P0, ou ainda: 
 
 P = 2 
bc
cos
 sen + 2Ep - 
1
2
 (2b . b.tg)  ou, 
 P = 2 bc tg + 2Ep -  b
2 tg, 
 
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85 
 
sendo  o peso específico. 
Daí: 
 Pr = 
P
b2
 = c tg + 
E
b
p

1
2
b tg. 
 
Entrando-se com a consideração do valor de Ep, que omitiremos para não alongar, a 
expressão final obtida por Terzaghi escreve-se: 
 
 
 
Onde Nc, Nq e N são fatores de capacidade de suporte, função apenas do seu ângulo de 
atrito () do solo e definidos por: 
 
Nq = etan tan2 (45º + /2) Nc e Nq: Expressões apresentadas por Reisnner (1924), 
adotado por Vésic (1975) 
 
 Nc = (Nq - 1) cot  
 
N = 2 (Nq + 1) tan N: Expressão apresentada por Meyerhof (1955) 
 
 
Para os dois tipos de ruptura obtém-se, em função de , os valores de Nc, Nq e N, 
fornecidos pela Fig. 5 (segundo Terzaghi e Peck, 1948) 
 
Fig. 5 
 
A fórmula que vem de ser obtida refere-se a fundações corridas. 
 
Para fundações de base quadrada de lado 2b. 
 
Prb = 1,3 cNc + 0,8 bN + hNq 
 
e de base circular do raio r: 
 
Prb = 1,3 cNc + 0,6 rN + hNq 
 
pr = c Nc +  b N +  h Nq 
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86 
 
A análise até aqui exposta refere-se ao caso de “ruptura generalizada”. Em se tratando 
de “ruptura localizada”, os fatores a usar serão Nc’, N’ e Nq’ (fig. 6), adotando-se um ’ 
dado por tg ’ = 2/3 tg  e c’ = 2/3 c. Os valores N’ são obtidos entrando-se com ’ nas linhas 
cheias ou com  nas linhas tracejadas. 
 
Explicando o significado dos termos da fórmula de Terzaghi, pode-se escrever (fig. 6). 
pr = 

cNc bN hN
coesão atrito
q
sobrec a
  1 2
 arg
 
 
 
* Para os solos puramente coesivos, como  = 0º, Nq = 1,N = 0 e Nc = 5,7, obtém-se: 
 
pr = 5,7c + h. 
 
 Fig. 6 
 
 
* Para as areias (c = 0) 
pr = 1bN + 2hNq’ 
 
o que mostra que a capacidade de carga das areias é proporcional à dimensão da fundação e 
aumenta com a profundidade. 
 
Vimos que para fundações corridas de comprimento L e largura 2b, em argilas ( = 0º): 
pr = cNc + h 
 
Introduzindo, agora, as razões 2b/L e h/2b (que deverá ser menor que 2,5), o valor de Nc é 
obtido pela fórmula de Skempton: 
 
Nc = 5
2







b
L
 1
10







h
b
 
 
Para fundações quadradas e circulares constata-se experimentalmente que o valor máximo 
de Nc é igual a 9. 
 
 
* Ocorrência de NA 
 
Abaixo do nível d’água deve-se usar o peso específico de solo submerso, o que reduzirá o 
valor da capacidade de carga. 
 
Se h = 0: 
 
pr = 5,7c, 
 
o que dará: 
pr = 5,7c, para fundações corridas 
 
e: 
 
prb = prr = 5,7 x 1,3c = 7,4c, para fundações 
quadradas e circulares. 
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87 
 
Fórmula Generalizada (Meyerhof) 
 
Pela fórmula de Terzaghi vimos que para carga vertical centrada e fundação alongada, a 
capacidade de carga dos solos é dada pela fórmula: 
 
pr = cNc + hNq + 
1
2
 bN 
onde aqui, b é a largura total da fundação. 
 
Generalizando-a para as fundações de diferentes formas, que tem a sua origem 
principalmente nos estudos de Meyerhof, ela se escreve: 
 
pr = sccNc + sqhNq + 
1
2
 sbN 
 
com os fatores de capacidade N dados pelo Quadro 1 e os coeficientes de formas pelo Quadro 2. 
 
Quadro 1 - Meyerhof 
 0.º 5.º 10.º 15.º 20.º 22,5.º 25.º 27,5.º 30.º 32,5.º 35.º 37,5.º 40.º 42,5.º 
Nc 5,1 6,5 8,3 11,0 14,8 17,5 20,7 24,9 30,1 37,0 46,1 58,4 75,3 99,2 
Nq 1,0 1,6 2,5 3,9 6,4 8,2 10,7 13,9 18,4 24,6 33,3 45,8 64,2 91,9 
N 0,0 0,3 0,7 1,6 3,5 5,0 7,2 10,4 15,2 22,5 33,9 54,5 81,8 131,7 
 
Quadro 2 
Forma da Fundação Coeficiente de Forma 
 sc, sq s 
Corrida 1,0 1,0 1,0 
Retangular 
(bimposta pela natureza. Assim, somos obrigados a 
aceitá-lo como é: com suas qualidades e defeitos; daí o ênfase que se tem dado, na engenharia, às 
questões referentes ao solo. (GEOESP, 2018) 
 
1. 2 - O Projeto de Fundações 
 
 Reconhecimento do Subsolo: O desafio de construir – acumular carga sobre o solo ? 
 
 
Figura – Edifícios de grande altura - Cidade do Panamá 
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Figura – Ponte de grande dimensão – Nova Iorque 
 
 Fundações são necessárias para diferentes tipos de obras, que apresentarão naturezas 
diferenciadas quanto à forma de transferência de carga. Alguns exemplos: 
 Casas 
 Prédios residenciais 
 Prédios comerciais e Indústriais 
 Pontes e viadutos 
 Estações de embarque 
 Portos 
 Torres de transmissão 
 Monumentos 
 Reservatórios de água 
 ... 
 
É de conhecimento dos profissionais da área que, o solo na sua maioria favorece o uso de 
fundações profundas. É sabido que as fundações, sejam elas rasas ou profundas, são elementos 
estruturados destinados a transmitir as cargas da estrutura para o solo, mas para quantificar os 
parâmetros geométricos destas peças, e para defini-los é necessário o conhecimento o mais 
detalhado possível das características do seu subsolo. 
 
Assim, para se escolher a fundação mais adequada, devem-se conhecer os esforços 
atuantes sob a edificação, as características do solo e dos elementos estruturais que formam as 
fundações. Desta forma, devem ser realizados os seguintes estudos, na sequência: 
 
- Projeto do edifício 
- Cálculo das cargas 
- Investigação do terreno 
- Definição do tipo de fundação 
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Sob o ponto de vista estrutural, devem ser analisadas a: 
 
 Intensidade de Carga 
 Natureza da Carga na Estrutura 
 Natureza da Carga na Fundação 
 Concepção da Estrutura 
 
Sob o ponto de vista geotécnico, devem ser analisadas a: 
 
 Natureza Geotécnica do Terreno 
 Condicionantes Geotécnicos do Local 
 Acesso ao Terreno 
 Viabilidade Técnica de Execução 
 Viabilidade Econômica de Execução 
 ... 
 
 
Figura – Grande concentração de edifícios altos em área comercial, na Cidade do Panamá 
 
 Sobre diversas questões que envolvem o desenvolvimento de um projeto de fundações, 
GEOESP (2018) descreve de uma forma interessante a respeito: 
 
Convencionou-se na prática em relacionar o diâmetro de uma fundação profunda com sua 
carga admissível, baseado apenas na capacidade de carga estrutural do elemento de fundação. 
Acontece que na maioria dos casos o limitante da capacidade de carga de uma fundação 
profunda, não é o elemento estrutural e sim a sua capacidade de transmitir as cargas 
solicitantes para o solo, o que se denomina de capacidade de carga geotécnica, onde se 
determina a transmissão de carga por atrito lateral, que é determinada pela área de contato do 
fuste com o solo e resistência de ponta. 
 
Isto nos leva a concluir que, duas estacas implantadas no mesmo meio e com o mesmo diâmetro, 
sendo uma curta e outra profunda, possuem capacidades de carga diferentes. Para quantificar 
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os valores de transmissão de carga para o solo, é necessário um conhecimento mínimo das 
características do meio a ser implantada a fundação, e para isso, o primeiro passo é a 
investigação através de uma sondagem a percussão. 
 
Um projeto de fundação não consiste única e exclusivamente no conhecimento da carga que o 
pilar descarrega na fundação, e a simples divisão destes valores pela carga de trabalho 
estrutural da fundação, para se determinar a quantidade de estaca necessária. Consiste 
efetivamente na determinação de um comprimento mínimo e sua secção transversal, capaz de 
transmitir as cargas solicitantes para o solo, e para isso é necessário a investigação do subsolo. 
 
Atualmente, o custo de uma sondagem equivale, no máximo, a 2% do valor a ser investido na 
construção, irrisório frente à garantia, economia e segurança que representa para a obra. 
Portanto, é aconselhável para maior segurança e economia, a execução de uma sondagem. 
 
O custo deste serviço será rapidamente revertido em benefício da obra, e na economia que 
obterá no dimensionamento do projeto de fundação, evitando desta forma o desperdício de 
material, pelo super dimensionamento, por não conhecer as condições do subsolo. 
 
1. 3 - Escolha do Tipo de Fundações 
 
Fundações: Escolha do Tipo de Solução: 
 
Segundo Nuernberg (2018), incertezas estão presentes em todo o canteiro de obra, até 
mesmo em construções com alto nível de planejamento. No caso da fundação de uma edificação 
o cuidado na decisão deve ser ainda maior. 
 Ainda segundo este autor, logo que um construtor inicia o projeto de sua obra, ele se 
depara com uma das decisões mais impactante do seu empreendimento: definir qual tipo de 
fundação irá executar para sustentar sua edificação. Ainda mais desafiante que optar por um ou 
outro método, é lidar com a possível carência de conhecimento técnico do proprietário da obra, 
em que muitas vezes culmina na total “terceirização” da tomada de decisão ao projetista ou aos 
fornecedores que executam o serviço. Todavia, a inexistência de discussões sobre o tema pode 
ocasionar indesejados custos ou até mesmo problemas à edificação. 
 
A figura a seguir apresentada ilustra os principais tipos de fundações. 
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Fundações Superficiais ou Diretas 
 
 
Fundações Profundas 
 
 
Figura - Principais tipos de fundações. Superficiais: bloco, sapata, viga e radier, Profundas: estacas metálicas, 
pré-moldadas, moldadas “in situ”, escavadas - tubulões. 
 
 
A escolha do tipo de fundação adequada depende de estudos das características do solo, 
da existência de lençóis freáticos, das edificações vizinhas, custos, dos esforços atuantes sobre a 
edificação, dos materiais disponíveis e elementos estruturais da fundação. 
 
Uma obra executada sem o conhecimento prévio do subsolo implica na adoção de uma 
fundação que nem sempre é a que melhor se adapta a ela tecnicamente e economicamente, o que 
poderá trazer sérios problemas em curto prazo, tanto para a obra como para o responsável 
técnico. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 Figura – Fundação direta executada, em sapatas isoladas, com “cintamento” sob paredes da 
edificação e posterior execução de “contra piso” 
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 Figura – Fundação profunda em estacas do tipo metálica – Perfis “H” ou “I” 
 
 
Figura – Execução de fundação em tubulão à céu aberto, em obra de Shopping Center estudado 
nesta disciplina de “Geotecnia de Fundações e Obras de Terra” 
 
 
 
1. 4 - Previsão e Controle das Fundações 
 
Alguns conceitos importantes sobre Previsão e Controle de Fundações são apresentados 
por Urbano Rodriguez Alonso, transcritos a seguir. Alonso (1991) 
 
Aspectos Gerais: 
 As fundações como qualquer outra parte de uma estrutura, devem ser projetadas e 
executadas para garantir, sob ação das cargas em serviço, as condições mínimas demonstradas 
a seguir: 
a) Segurança, isto é, atender aos coeficientes de segurança contra a ruptura, fixados 
pelas normas técnicas, tanto no que diz respeito às resistências dos elementos estruturais que as 
compõem, quanto às do solo que lhe dá suporte. 
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Figura – Garantias mínimas de uma Fundação (Alonso, 1991) 
 
b) Funcionabilidade, garantindo deslocamentos compatíveis com o tipo e a finalidade a 
que se destina a estrutura. Os recalques (deslocamentos verticais descendentes) devem ser 
estimados,0,6 
 
Influência de  na extensão e profundidade da superfície de deslizamento. De especial 
interesse é observar a influência da variação do ângulo de atrito interno  na extensão e 
profundidade da superfície de deslizamento, como indicado na Fig. 7. 
 
 
Fig. 7 
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88 
 
4. 4 - Determinação da Capacidade de Carga Admissível (Taxa de Trabalho) 
 
 
Uma vez definida a capacidade de carga do solo, restaria dividi-la pelo fator de 
segurança, para obter-se a taxa de trabalho ou tensão admissível do solo. Tem-se: 



pr
FS
 
 
O quadro 3 resume os valores a considerar. 
Categoria Estruturas Características Prospecção 
 Típicas de Categoria Completa Limitada 
 
 
A 
Pontes Ferroviárias 
Alto-Fornos 
Armazéns 
Estruturas Hidráulicas 
Muros de Arrimo 
Silos 
Provável ocorrer as máximas cargas de 
projeto; consequência de ruptura são 
desastrosas 
3,0 4,0 
 
B 
Pontes Rodoviárias 
Edifícios Públicos 
Indústrias Leves 
As máximas cargas de projeto apenas 
eventualmente podem ocorrer; 
consequências de ruptura são sérias 
2,5 3,5 
C Prédios de Escritórios 
e/ou de Apartamentos 
Dificilmente ocorrem as máximas 
cargas de projeto. 
2,0 3,0 
 
Exemplo de cálculo da capacidade de carga admissível de uma sapata de fundação, em 
tf/m2, em solo de predominância argilosa (argila média), obtida a partir da adoção dos parâmetros 
“coesão”, “ângulo de atrito” e “peso específico” através de tabelas de correlações com a 
consistência da argila. 
 
 
Fig 8 – Planilha de cálculo em Excel 
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89 
 
Entre os projetistas brasileiros de fundações tem sido comumente empregado o índice de 
medida da resistência à penetração do amostrador padrão utilizado nas sondagens à percussão. 
 
 As tabelas a seguir, publicadas pela Maria José Porto, em Prospecção Geotécnica do 
Subsolo - 1979, traduzem relações entre o índice de resistência à penetração (SPT) com taxas 
admissíveis para solos Argilosos e Arenosos. 
 
Quadro 4 (Maria José Porto) 
Relações entre índice de Resistência à Penetração (SPT) com as Taxas Admissíveis 
para Solos Argilosos 
 
Argila 
 
NO de Golpes 
Tensões 
( Kg 
Admissíveis 
/cm2 ) 
 SPT Sapata Quadrada Sapata Contínua 
Muito Mole  2 30 > 4,80 > 3,60 
 
Quadro 6 (Maria José Porto) 
Relações entre índice de Resistência à Penetração (SPT) com as Taxas Admissíveis 
para Solos Arenosos 
Areia No de golpes SPT Tesão Admissível 
(Kg/cm2) 
Fofa  4 50 > 6,0 
 
 
4. 5 - Determinação da Taxa de Trabalho a partir de Prova de Carga 
 (Segundo a NBR 6489, apresentado por Bueno, B.S. e outros, Pub. 204 - UFV) 
 
A execução de Prova de Carga para a obtenção da Capacidade de Carga dos Solos em 
fundações diretas é feita através do “Ensaio de Placa”. 
 
O Ensaio de Placa, conforme croqui da fig. Apresentada a seguir, constitui um modelo 
clássico de análise da capacidade de carga dos solos. 
 
Os valores de r e  r
,
 refletem medidas das tensões de ruptura dos solos para as 
condições de rupturas geral e local. No primeiro caso, há uma clara destinação do ponto de 
ruptura; segundo, o máximo recalque tolerável (max) é que irá determinar a carga que o solo 
deve suportar em face da obra projetada. 
 
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90 
 
 
Execução do ensaio de placa 
 
A NBR 6489 fixa a metodologia a ser observada para a realização da prova de carga 
sobre placa. 
A placas deve ser rígida e não ter área inferior a 0,5 m2; será colocada no fundo de um 
poço de base nivelada ocupando toda a área. A relação entre a largura e a profundidade do 
poço para a prova deverá ser a mesma que a relação existente entre a largura e a profundidade 
da futura fundação. 
A carga será aplicada em estádios sucessivos de, no mínimo, 20% da taxa de trabalho 
admissível provável do terreno. 
Em cada estádio de carga, os recalques, com precisão de 0,01m, serão lidos 
imediatamente após a aplicação da carga e após intervalos de tempo sucessivamente dobrados 
(1, 2, 4, 8, 16, ...n minutos). Só será aplicado novo acréscimo de carga depois de verificar a 
estabilidade dos recalques (com tolerância máxima de 5% do recalque total neste estádio, 
calculado entre duas leituras sucessivas). O dispositivo de leitura dos recalques deve estar 
acoplado em barras apoiadas a uma distância de 1,5 vezes o diâmetro da placa, distância esta 
medida a partir do centro da placa. 
O ensaio deverá ser levado até, pelo menos, observar-se um recalque total de 25mm ou 
até atingir-se o dobro da taxa admitida para o solo. 
A carga máxima alcançada no ensaio, caso não se vá até a ruptura, deverá ser mantida, 
pelo menos, durante 12 horas. 
A descarga deverá ser feita em estádios sucessivos, não superiores a 25% da carga total, 
lendo-se os recalques de maneira idêntica à do carregamento e mantendo-se cada estádio até a 
estabilização dos recalques, dentro da precisão requerida. 
 
 
 Resultados obtidos de uma prova de carga. 
 
Interpretação dos resultados do ensaio de prova de carga . 
O critério convencional não considera a diferença de comportamento (resultante dos 
fatores já citados nos métodos de determinação da capacidade de carga) da placa e da sapata, e 
pode ser visualizada na figura a seguir apresentada. 
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91 
 
 
 
i) se ocorre a ruptura do solo (ruptura geral) 
 
p
FS
r
 ; FS=2,0 
 
ii) se ocorre uma deformação excessiva (ruptura local ou puncionamento) 
max = ? 
max = 25 mm 









25
10
mm
FS
mm
 ; FS = 2,0 
 
A taxa de trabalho será o menor valor dentre a tensão que provoca um recalque de 25 mm 
reduzida por um fator de segurança e a tensão que provoca um recalque de 10mm. 
 
iii) quando a reação é insuficiente. 
A taxa de trabalho será obtida dividindo-se pelo coeficiente de segurança a tensão 
máxima atingida no ensaio, n, que deverá atuar por um tempo mínimo de 12horas. A taxa assim 
obtida deverá ser menor do que a tensão que provoca um recalque de 10 mm. 
 
p
FS
r
 ; FS=2,0 
 
   10mm 
 
 
4. 5 - Exemplos de Análise e Dimensionamento Geotécnico 
 
 
Avaliação da Capacidade de Suporte dos Solos de Fundações Rasas. 
 
 Considere os resultados de SPT para os primeiros metros de prospecção realizados em um 
terreno praticamente plano. 
 
 
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92 
 
 
 
1º) Capacidade de carga para uma sapata corrida, assente no horizonte de areia (para a mínima 
escavação), com cálculo: 
 
a) Argila => N=6 => consistência média (próximo de mole se N=5) 
 Parâmetros TAB.3, por exemplo:  = 1.6 t/m3 (média-mole) 
 C = 2.5 t/m3 (menor valor para média) 
  = 0 
b) Areia => N=9 => medianamente compacta (menor valor para med. compacta) 
 Parâmetros TAB.3, por exemplo:  = 1.9 t/m3 
 C = 0 t/m3 
  = 35º (menor valor) 
Cálculo da Capacidade de Carga: 
 








41
421
58
qq
cc
NS
NS
NS
 =>ruptura generalizada “areia med. comp.” 
 
22 /8.17/2.1788.794.98
420.19.1415.16.1
cmKgmtq
q
NbNhNCq
r
r
bqaacr


 
 Obs.: b = 0.5 x B 
 
 A parcela de qr correspondente a 98.4 t/m2 é devido a sobrecarga (profundidade de 
assentamento) e a parcela de qr correspondente a 79.8 t/m2 é devido a base (largura – “atrito na 
base”). 
 
 
Observe os fatores de influência no 
dimensionamento de fundações diretas 
 
 
Nestes exemplos são realizadas várias 
análises, para efeito de comparação de 
resultados. 
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93 
 
Assim, para FS = 3.0 (Prédio de Apartamento – Prospecção limitada – Parâmetros 
 estimados por tabelas), tem-se: 
 
2/9.5
3
8.17
cmKg
FS
qr
adm  
 
Análise do valor da taxa do terreno estimada (calculada) 
5,9 Kg/cm2 é aceitável? 
 
Vejamos: i) Norma NBR 6122 sugere: 
 Areias grossas, fofas a compactas de 4 a 8 
 (média 6 Kg/cm2) 
 Areias finas e médias, med. comp. a comp. de 2 a 4 
 
 ii) Valores sugeridos pela Mª José do Porto: 
 Solos arenosos, sapata corrida até 6 Kg/cm2 .... ok 5,9 Kg/cm2 
 
2°) Dimensionamento de uma sapata (corrida, quadrada ....) a partir do valor da capacidade de 
carga (taxa admissível  ) calculado, como no exemplo anterior. 
 
)( calculadaouarbitradataxa
FundaçãonatocarregamenF
F
A
A
F





 
Só que: )(bfpre
FS
pr
 onde b = dimensão da fundação 
Logo: 
 Arbitra-se um valor esperado para “b” e calcula-se o valor de  . A partir de  , calcula-
se a área necessária 

F
A  e b. 
 Se o valor de b distanciar muito do “b” anteriormente arbitrado no cálculo da taxa  , 
recalcular o valor de pr e  com este novo “b” e depois a nova área 

F
A  e b (a dimensão da 
fundação) até convergir. 
 
 O dimensionamento de Fundações rasas em areia poderia ser feito arbitrando-se o valor 
da capacidade de suporte do solo (taxa) e determinado diretamente o valor de b, calculada a área 
necessária para a fundação. 
 
3°) Capacidade de suporte para o NA na base da camada de argila (ao nível de assentamento): 
 
b) areia γsub =? 
 
γsub = 2,0 – 1,0 γsub = γsat – γa 
γsub = 1,0 t/m² γsat > γnat 
 se γsat = 2,0 t/m² 
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94 
 
2/66,4
3
14
²/0,144,140420,10,14,98
inf4,98,4,98
cmKg
cmKgq
luenciadanãoparcelaasendobNq
r
br




 
 
 
 Observa-se que os valores apresentados em “tabelas” como valores admissíveis não 
discutem a condição de estar ou não sob a ação do NA. 
 
Tem –se valores de  sob NA sempre menores que na condição de não ocorrer. 
 
Considere agora a hipótese dos dois materiais ocorrerem em posição inversa: 



ilaa
areiab
arg)
)
 
 
Coeficientes de forma diferentes – “argila” (Ruptura Localizada) 








1'
0'
5'
Nq
N
Nc
 
 
4°) Capacidade de carga para as condições apresentadas no 1° exemplo: 
 
²/57,0
3
71,1
arg
²/71,11,1785,225,14
00,15,19,17,55,2
cmKg
coesão
asobrecparcela
cmKgq
q
bNNhNCq
r
r
aqbbcar






 
 
 
 Se coesão pouco maior, por exemplo: c = 3,5 t/m² 
 qr = 2,28 Kg/cm² e  = 0,76 Kg/cm² 
 
 Análise do valor da taxa do terreno estimada: 
 0,57 Kg/cm² é aceitável ? 
 
 Vejamos: i) Norma NBR 6122 sugere: 
- Argila de consistência média => 1 Kg/cm² 
 
- O N – SPT = 6 indica o menor valor para a consistência média. 
Observa-se que a norma não sugere valor para argila mole 
 
- Se 66% de 1 Kg/cm²  = 0,66 Kg/cm² 
 
ii) Valores sugeridos pela Mª José do Porto: 
De 0,6 a 1,2, como temos o valor inferior de N-SPT para a 
consistência média =>  = 0,6 Kg/cm². 
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95 
 
5°) Se argila com N – SPT = 12 ao nível da sapata: 
 
 N = 12 => consistência rija 
 Parâmetros: γ tab. 3 γ =1,9 1,9 t/m² 
 tab. 4 γ = 1,76 – 2,08 
 
 C tab. 2 0,5e menores recalques se comparado com o 
solo em sua condição natural “in situ”. 
 
 O fato de se ter fundações diretas assentes em aterro não nos garante termos uma 
situação favorável, ou com melhores condições de estabilidade uma vez que o grau de 
compactação obtido na execução do aterro pode não ser satisfatório a ponto de imprimir ao solo 
uma densidade maior que este poderia apresentar na condição natural antes de sofrer escavação e 
compactação. 
 
 
Ensaio para verificação do Grau de compactação (GC) de solo compactado. À esquerda em 
argila, através do método de Hilf e à direita em material granular, através do frasco de areia. 
 
 Obs.: GC =  Campo /  Labotarório 
 
Não só o problema da densidade da massa de solo a ser obtida, mas problemas 
executivos como a falta de homogeneidade do conjunto, (não garantia de uma estrutura uniforme 
e constante), descontinuidade de solo compactado, falta de suporte da base do aterro podem ser 
também são responsáveis pelo insucesso que possa advir de uma Fundação Direta em aterro. 
 
A foto mostra um rolo compactador em 
uma das várias “passadas”, na execução 
de um aterro em que foi especificado 
GC = 100% do PN (Energia do Proctor 
Normal). 
O referido aterro receberá fundações de 
edificação no município de 
Leopoldina/MG. 
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98 
 
AVALIAÇÃO NUMÉRICA DA CAPACIDADE DE CARGA EM ATERRO EM FUNÇÃO DE 
SE OBTER UM GRAU DE COMPACTAÇÃO MENOR QUE PREVISTO. 
 
 Considere a execução de um aterro em que se obtenha um peso específico seco de 1,74 
t/m3 e na umidade ótima de 2,05 t/m3. Considere que este solo nas suas condições anteriores à 
compactação apresentava peso específico de 1,8 t/m3 “in situ”. 
 Calculemos a taxa admissível para uma sapata corrida (como exemplo, para comparação) 
assente a 1,50 de profundidade. 
 
Argila: máx. “in situ” = 2,05 t/m3 (na ótima) 
 nat. “in situ” = 1,80 t/m3  c = 5 t/m3 (tab 3) 
 
 
a) Terreno natural, não “densificado” (compactado) 
 
2
2
/04,1
3
12,3
/2,3105,180,1157,5
cmkg
mtqr



 
(Maria José sugere  0,9 Kg/cm2) 
 
 
b) Solo compactado – Aterro 
 
b.1) GC = 100%  campo = lab  2,05 t/m3 na umidade ótima de compactação. 
 
No exemplo hotm = 18% 
Se hotm = 14,1%  nat “aterro” = 2,00 t/m3  c = 15 t/m3 (tab 3) 
 
2
2
/95,2
3
85,8
/5,8805,100,21157,5
cmkg
mtqr



 
(Maria José sugere  2,7 Kg/cm2) 
 
 
b.2) GC = 95%  nat “aterro” = 3/90,100,295,0 mt  c = 10 t/m3 (tab 3) 
 
2
2
/99,1
3
98,5
/85,5905,190,11107,5
cmkg
mtqr



 
 (Maria José sugere  1,99 Kg/cm2) 
 
 Observe que a estrutura do solo compactado passou de uma taxa de  1,04 para 2,95 
Kg/cm2 se alcançada a densidade máxima de laboratório (como frequentemente especificado na 
construção dos aterros para assentamento de fundações rasas) e cai de 2,95 para 1,99 Kg/cm2 
pelo fato do GC ficar abaixo em apenas 5%. 
 
 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 
99 
 
4.7 – Reforço de Fundações Diretas 
 
Sobre a execução de reforço em Fundações Diretas, pode-se executar como alternativa, 
estacas do tipo broca sob a base da fundação a ser concretada. 
 
Estacas brocas são fundações consideradas profundas, executada por perfuração com 
trado e posteriormente concretada. Destacada aqui por ser opção de procedimento construtivo a 
ser eventualmente utilizado conjuntamente com sapatas. 
 
Executada para contribuir com a capacidade de carga das fundações diretas (sapatas e 
blocos), em terrenos de baixa capacidade de carga. 
 
 
Imagem de um exemplo de sapata com reforço de estacas broca 
 
 
4.8 –Detalhamento de Sapatas 
 
• SAPATA PARA OS PILARES P1 = P8 = P12 = P19 (25 x 25) 4 x 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 
100 
 
 
• SAPATA PARA OS PILARES P6 = P7 = P17 = P18 (17 x 25) 4 x 
 
 
 
 
Dimensionamento do Conjunto de Sapatas 
 
Considerações a serem feitas, na elaboração de um projeto: 
 
* Igual solução de fundação (evitar solução mista em uma mesma “planta”) 
* Igual cota de assentamento 
* Igual Capacidade de carga no Terreno (? – depende da dimensão da “planta”) 
 
Planta de Forma Final 
* Arredondado em 5 cm 
* Agrupadas em intervalos de dimensões (adotados valores apropriados, evitando muitas 
dimensões para o conjunto de sapatas) 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 
101 
 
Exemplo de planta final de projeto de fundações diretas, em sapatas, cintadas, e com sapatas 
isoladas, associadas e com vigas de equilíbrio junto à divisa. 
 
 
 
Exemplo de planta final de projeto de fundações em sapatas 
Fonte: Velloso e Lopes (2012) 
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 102 
 
Unidade 05 
FUNDAÇÕES PROFUNDAS 
 
 
 
 Inicialmente são apresentados alguns conceitos da área de Engenharia de Fundações e 
que são considerados na norma NBR 6122/2010 - Projeto e Execução de Fundações. 
 
Fundação Profunda 
Elemento de fundação que transfere a carga ao terreno ou pela base (resistência de ponta) ou 
por sua superfície lateral (resistência de fuste) ou por uma combinação das duas, devendo sua 
ponta ou base estar assente em profundidade superior ao dobro de sua menor dimensão em 
planta, e no mínimo 3,0 m. Neste tipo de fundação incluem-se as estacas e os tubulões. 
 
Estaca 
Elemento de fundação profunda executado inteiramente por equipamentos ou ferramentas, sem 
que, em qualquer fase da execução, haja descida de pessoas. Os materiais empregados podem 
ser: madeira, aço, concreto pré-moldado in loco ou pela combinação dos anteriores. 
 
 
Estaqueamento com estacas pré-moldadas, 
de seção hexagonal (Naresi, 2018) 
 
Escavação de Tubulão a Céu Aberto 
São João Del Rei - MG (Marangon,2005) 
 
Tubulão 
Elemento de fundação profunda, escavado no terreno em que, pelo menos na etapa final, há 
descida de pessoas, que se faz necessária para executar o alargamento de base ou pelo menos a 
limpeza do fundo da escavação, uma vez que neste tipo de fundação as cargas são transmitidas 
preponderadamente pela ponta. 
 
 
Cravação de estacas. Jaboatão dos Guararapes-PE (Falconi, 2005) 
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 103 
5. 1 - Classificação das Fundações Profundas 
 
 Dentre os diferentes grupos em que se classificam as fundações profundas, pois existe um 
grande número de processos executivos (atualmente na ordem de 70), muitos deles pateteados 
por empresas especializadas, o fluxograma apresentado a seguir, que tem o mérito de ser 
abrangente. 
 Este se baseia no efeito que a estaca produz sobre o solo durante a cravação. 
 
 
Tipos de Estacas (Velloso e Lopes, 2002) 
 
São observados 3 (três) grandes grupos: 
 
Estacas Cravadas com Grande Deslocamento (Item 5. 1. 1) 
Aquelas introduzidas no solo sem a retirada do solo - provoca assim um grande 
deslocamento do solo adjacente a estaca. Temos como principais exemplos as estacas pré-
moldadas de concreto, de madeira, estacas franki, Vibrex, entre outras. 
 
Estacas Cravadas com Pequeno Deslocamento (Item 5. 1. 2) 
Também introduzidas no solo sem a retirada do solo, porem provocando um pequeno 
deslocamento do solo adjacente a estaca. Refere-se a estacas esbeltas. Temos como principais 
exemplos as estacas metálicas, as estacas mega, entre outras. 
 
Estacas Escavadas - Sem Deslocamento (Item 5. 1. 3) 
Aquelas executadas no solo sem aretirada do solo adjacente a estaca. Não provocam 
assim nenhum deslocamento adjacente quando da execução da estaca. Temos como principais 
exemplos as estacas escavadas em geral: trado mecânico, broca (trado manual), Hélice contínua, 
Raiz, Injetada, Strauss, entre outras. 
 
5. 1. 1 - Estacas Cravadas com Grande Deslocamento 
 
Estacas Pré-moldadas 
 
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 104 
 Estacas Pré-Moldadas De Concreto 
 A sua grande vantagem em relação às estacas no solo reside na concretagem, que é 
suscetível de uma fácil fiscalização. Mais ainda, em terrenos extremamente pouco consistentes 
ou onde se deva atravessar uma corrente de água subterrânea, as estacas pré-moldadas levam 
vantagem sobre as estacas moldadas no solo, pois estas exigem precauções e cuidados especiais. 
 
 
 
 
 
Diferentes tipos de seções e transporte de estaca no canteiro de obras. 
 
 Como desvantagens das estacas pré-moldadas, citam-se: necessidade de decorrer pelo 
menos tre semanas da data de concretagem até a de cravação, consumo do tempo e de dinheiro 
em prolongar e encurtar estacas em vista de variações locais do terreno, armazenamento e 
transporte dentro da obra (donde ocupação de área do canteiro e atrasos na marcha dos serviços), 
grande consumo de ferro, pois a estaca deverá ser armada para resistir também aos esforços 
devidos aos choques do pilão e às solicitações que ficam sujeitas durante o transporte, etc. 
 
 
 
Forma preparada para concretagem de 
uma estaca do tipo SCAC. 
 
“As estacas SCAC são de concreto 
armado com adensamento pelo processo 
de centrifugação resultando em seções 
circulares vasadas de diâmetros 
externos variando entre 20 cm e 70 cm.” 
 
 
 
Exemplo de informações de características de estacas pré-frabricadas 
PRECON 
Especificações de estacas 
Dimensões 
Carga max. 
estrutural (t) 
Carga max. 
de tração (t) 
Seção de 
concreto(cm2) 
Peso 
(gkf/m) 
Momento de 
Inércia (cm4) 
Comprimentos 
fabricados (m) 
15,0 x 15,0 25,0 5,0 225 56 4.219 5, 6 e 7 
17,0 x 17,0 35,0 5,0 289 72 6.960 4, 6 e 8 
20,0 x 20,0 50,0 5,0 400 100 13.333 4, 6 e 8 
21,5 x 21,5 60,0 7,5 462 115 17.806 4, 6, 8 e 10 
23,0 x 23,0 70,0 9,0 529 132 23.320 4, 6, 8 e 10 
25,5 x 25,5 85,0 9,0 650 162 35.235 4, 6, 8 e 10 
28,0 x 28,0 105,0 9,0 784 196 51.221 4, 6, 8 e 10 
Ø 42,0 125,0 16,0 855 215 130.340 4, 6 e 8 
Ø 50,0 160,0 25,0 1.159 315 255.325 4, 6 e 8 
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 105 
Cravação de Estacas 
 É a operação que consiste, por meio de percussões aplicadas à cabeça da estaca ou do 
seu molde, em forçar a estaca ou tubo no terreno até a profundidade em que passe a oferecer 
uma resistência satisfatória. 
 Vários são os Tipos de Bate-Estacas (em inglês, pile drivers, e em francês, sonnetes) 
empregados. 
 Bate-estacas manual – É o tipo mais 
simples. O peso do pilão, levantando com ajuda 
de cordas e polias, varia de 50 a 200 kg e a 
altura de queda geralmente de um metro. 
 
Bate-estacas de queda livre ou de 
gravidade – É constituído por um pilão que, 
deslizando ao longo de guias fixadas a uma 
estrutura, é levantado por meio de cabo de aço 
que vai sendo enrolado em um guincho de 
acionamento mecânico. O número de pancadas 
por minuto varia de 5 a 10; a rapidez das 
percussões é vantajosa para a cravação. 
 
Normalmente o peso do pilão é tomado 
aproximadamente igual a duas vezes o peso da 
estaca, conforme se trate de estacas de madeira 
ou de concreto. 
 
 
 
Capacete de cravação – Para evitar a destruição das cabeças das estacas durante a 
cravação, usam-se “capacetes de cravação”, os quais, embora de vários tipos, consistem, em 
geral, num anel de ferro fundido, contendo um bloco de madeira dura, que recebe diretamente o 
golpe do martelo e transmite a estaca. 
O emprego de capacetes, se por um lado reduz o rendimento de cravação, por outro, 
permite a adoção de maiores alturas de quedas e pesos de martelos. 
 
Quando as cabeças de estacas ficam abaixo da superfície do terreno ou do nível d’água, a 
cravação é feita por intermédio de um suplemento, que é um elemento de madeira colocado entre 
o pilão e a estaca. 
 
 Estacas de Madeira 
 A sua utilização é bastante limitada e deve-se ser vista como uma alternativa de 
viabilidade técnica questionável. 
 No que se refere ao seu uso deve-se observar o que registra a norma, transcrito nestas 
notas de aula no item “5.3 - Peculiaridades dos Diferentes Tipos de Fundações Profundas 
(Segundo a NBR 6122)”. 
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 106 
Estacas Moldadas “in situ” 
 
Estacas Simplex 
Neste tipo de estaca, procede-se a descida do tubo dentro do terreno por cravação (ou 
por perfuração – neste caso torna-se “escavada” – sem deslocamento), como se faz coma a 
estaca Strauss. 
Os golpes de martelo, para a cravação, são aplicados sobre um capacete de proteção 
fixado no topo do tubo. 
Para impedir a entrada de terra no interior do tubo, emprega-se uma ponteira pré-
moldada de concreto, perdida após a cravação. 
 Alcançada a profundidade desejada, enche-se o molde com concreto plástico e, em 
seguida, retira-se o molde de uma só vez. 
 As estacas Duplex e Triplex são variantes da Simplex. 
 
 
Estaca tipo Simplex 
 
Estacas Vibrex 
Trata-se de variação das estacas tipo Simplex, também conhecidas com “Vibrofranki”. 
Observe que neste tipo de estaca, procede-se a descida do tubo dentro do terreno por cravação, 
conforme ilustrado abaixo. 
Observa-se que a extração do tubo após concretagem se faz com o auxílio da vibração, o 
que melhora as condições de assentamento do concreto ao longo da estaca. 
 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 107 
 Estacas Franki 
Trata-se de um tipo de estaca largamente usada. Foram introduzidas a técnica, em 1999, 
pelo Sr. Frankignoul. Caracteriza-se pelo seu processo de cravar o tubo no solo, que é o seguinte, 
como mostrado na figura: 
 
1. Estando o tubo colocado sobre o solo, nele se derrama uma quantidade de concreto mais 
ou menos seco, apiloado por meio de um martelo de 1 a 4 toneladas, de modo a formar um 
tampão estanque. 
 
2. Sob os golpes do pilão, o tubo penetra no solo e comprime fortemente; quando se deseja 
evitar virações provocadas pela cravação do tubo, pede-se previamente escavar o terreno, 
perfurando-o por meio de um equipamento adequado. 
 
3. Chegando a profundidade desejada, prende-se o tubo e, sob os golpes de pilão, soca-se o 
concreto tanto quanto o terreno possa suportar, de modo a constituir uma base alargada. 
 
4. Uma vez executada a base, inicia-se a execução do fuste da estaca, socando-se o concreto 
por camadas sucessivas; um tampão de concreto no tubo assegura a impossibilidade da água ou 
da terra no concreto. 
 
5. Desse modo, obtém-se uma estaca de grande diâmetro, de parede rugosa e fortemente 
ancorada no solo. 
 
 
 
 
 Nas estacas armadas, que são as mais freqüentes, coloca-se a armação logo após a 
execução da base. O seu diâmetro varia de 30 60 cm. Podem ser verticais ou inclinadas, a 
inclinação pode atingir até 25º com a vertical. 
 
 CARACTERÍSTICAS DAS ESTACAS: 
Grande área da base, superfície lateral muito rugosa, terreno fortemente comprimido e 
possibilidade de ser executada para grandes profundidades, já se tendo atingido 45 m de 
comprimento. 
 
 A capacidade de cargas dessas estacas é muito grande, como tem sido revelado por 
numerosos ensaios. Para uma estaca de 350 mm de diâmetro, é da ordem de 55 t; de 400 mm, é 
de 75 t; de 450 mm, é de 95 t; de 520 mm, é de 130 t, e de 600mm, é de 170 t. 
 
 A concretagem das estacas moldadas “in situ” deve ser feita com cuidado, a fim de 
suprimir o risco da ruptura ou de rachar as estacas, abaixo do nível do bloco. 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 108 
 
 
 
 
 
 
Detalhe da execução de uma estaca 
tipo Franki, em execução 
 
 
 
 
Estacas Ômega 
Trata-se de estacas moldadas “in loco” em que o solos é deslocado lateralmente quando 
da execução da estaca, conforme ilustrado na figura adiante. 
 
 
Estaca OmegaFranki (Eng. Paulo 
Frederico de Figueiredo Monteiro - 
Gerente Técnico da FRANKI 
 
A ESTACA OMEGA é uma estaca com o fuste 
moldado no solo. Durante a sua implantação no solo, 
dispositivos especiais no trado do processo provocam 
uma ação dupla de deslocamento do solo, inicialmente 
durante a fase de perfuração e posteriormente durante a 
fase de concretagem do fuste. Não há escavação 
(retirada do solo) durante a execução dessa estaca. 
 
A forte compressão lateral do trado ao longo do 
fuste provoca aumento das tensões radiais da com-
pressão, o que resulta em uma mobilização mais 
eficiente da resistência lateral sobre o fuste da estaca, 
com isso o comprimento e o sobre consumo de concreto 
é menor, se comparado as estacas HÉLICE 
CONTÍNUA. A instalação da estaca OMEGA é baseada 
no processo de perfuração por rotação para baixo e para 
cima sem troca na direção de rotação do equipamento. 
Para a implantação das estacas OMEGA no solo, os 
equipamentos têm de ter torque entre 150 kNm a 400 
kNm. 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 109 
 
 
 
5. 1. 2 - Estacas Cravadas com Pequeno Deslocamento 
 
 
 Estacas Metálicas 
São estacas “pré-fabricadas” pela indústria, em que se tem como material o aço. 
Apresentam assim elevada resistência à compressão, havendo uma variabilidade muito grande de 
seções. 
Observa-se que são estacas de seções muito mais esbeltas que às de concreto armado – 
consequentemente “deslocaram” um volume de solo muito menor no seu processo de penetração 
nos solos. 
 
As questões relacionadas à cravação não são muito diferentes das enfrentadas na 
cravação de estacas pré-moldadas. A figura abaixo ilustra um canteiro de obras, durante o 
processo de cravação dos perfis metálicos. 
 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 110 
No que se refere ao seu uso deve-se observar o que registra a norma, transcrito nestas 
notas de aula no item “5.3 - Peculiaridades dos Diferentes Tipos de Fundações Profundas 
(Segundo a NBR 6122)”. 
 
 
 Figura – Diferentes tipos de seções e detalhe de uma emenda entre dois elementos de 
estaca metálica de seção em “I”. 
 
 Estacas Mega 
 A estaca Mega (“Estaconsolida”) é constituída por tubos de concreto simples ou armado, 
vazados, com diâmetro externo de 25 cm e interno de 8 cm. O comprimento de cada tubo é de 50 
cm. A estaca é formada pela justaposição vertical de diversos tubos, cravados no terreno por 
meio de um macaco hidráulico acionado por uma bomba injetora de óleo. 
A reação de cravação é obtida contra as fundações existentes, monitorada por 
equipamento de precisão, ajustado a um manômetro de controle de pressão. Após ser atingida a 
reação máxima permitida, por baixo das fundações existentes é colocado um cabeçote de 
concreto armado, medindo 40 x 30 x 25 cm, ajustado aos elementos de fundação existentes por 
meio de cunhas de concreto simples de modo a permitir que a estaca nova entre em carga 
imediatamente após a retirada do macaco. 
 
CARACTERÍSTICAS DA ESTACA MEGA 
 Possibilidade de substituição das fundações existentes simultâneas ao uso da edificação. 
 Acréscimo da capacidade suporte das fundações existentes. 
 Modificação parcial de fundações existentes em virtude de uma eventual deficiência 
localizada (recalques diferenciais). 
 Execução em locais pequenos e de difícil acesso a pessoas e equipamentos. 
 Isenção de vibrações durante a cravação, reduzindo os riscos de uma eventual 
instabilidade que por ventura venha a ocorrer, devido à precariedade de fundações existentes. 
 Aumento imediato da segurança da obra após a cravação sucessiva de cada estaca Mega. 
 Limpeza da obra durante a execução, sem adição de água ou formação de lama. 
 
 
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 111 
 
Marinho, F. Mecânica dos Solos e Fundações – USP (2008) 
 
5. 1. 3 - Estacas Escavadas - Sem Deslocamento 
 
Estacas Escavadas 
Assim se denomina a estaca em que, com auxílio de lama bentonítica (se for o caso), é 
previamente feita uma perfuração no terreno, com retirada de material, em seguida, é cheia com 
concreto (concretagem submersa, quando abaixo do nível d’água). 
Essas estacas substituem, em alguns casos, os clássicos tubulões sob ar comprimido. Os 
seus diâmetros variam até 2,5 m e suas profundidades alcançam 40 m ou mais. 
 
 
 
[1]. Trado devidamente 
posicionado e pronto para 
iniciar escavação. 
 
[2]. Terreno nivelado 
facilitando a estabilização do 
caminhão. 
 
[3 e 4]. Torre e haste na 
posição vertical (verificada 
pelo nível instalado na torre). 
 
[5]. Componente hidráulico: 
ao chegar à obra, é acionado 
para que a haste fique na 
posição vertical. Todo o 
processo é mecanizado. 
 
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 112 
Exemplo de ESTACA ESCAVADA EM ROCHA 
 
Obra: Ponte sobre o Rio Orinoco 
Apresentado por Armando Negreiros Caputo 
BRASFOND / BRASFIX / SPFE 
 
 
 
 
Seqüência Construtiva: 
1) Cravação de camisa metálica até o topo da rocha. 
2) Colocação da perfuratriz Wirth e escavação em rocha por circulação reversa. 
3) Colocação da armadura. 
4) Concretagem submersa da estaca. 
5) Estaca pronta. 
 
 
 Estacas Broca 
Estaca em que a perfuração do solo é feita manualmente, com o auxílio de um trado 
manual. É cravada em pequena profundidade. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 Estacas Hélice Contínua 
 
 
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 113 
Estacas Escavadas Retangular (Barrete) 
 É um tipo de fundação profunda executada por escavação mecânica, com uso ou não de 
lama bentonítica ou uso de revestimento total ou parcial, e posterior concretagem. 
 
 Seqüência executiva: 
1) Colocação da camisa guia escavação com clamshell, completando com lama o volume 
escavado. 
2) Atingida a profundidade prevista, coloca-se a armadura e o "air-lift" ou bomba de 
submersão para a troca de lama usada por nova. 
3) Colocação do tubo de concretagem e da bomba de submersão início da concretagem 
submersa com concreto plástico. 
4) Terminada a concretagem, procede-se o aterro da parte superior e ao arrancamento da 
camisa guia. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Segundo publicação da Franki, a utilização das estacas escavadas oferece as seguintes vantagens: 
- execução sem vibração e ruídos; 
- possibilidade de atravessar camadas do solo de grande resistência devido as ferramentas 
de escavação; 
- execução rápida; 
- possibilidade de atingir grandes profundidades; 
- possibilidade de resistir a grandes cargas com um único elemento de fundação, 
reduzindo deste modo o volume dos blocos; 
- executada com ferramenta mecânica “clam-shell”. 
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 114 
Estacas Raiz 
 A estaca raiz é uma estaca concretada “in loco”, com diâmetro acabado variando de 80 a 
410 mm e que apresenta elevada tensão de trabalho ao longo do fuste que é constituído deargamassa de areia e cimento e é inteiramente armado ao longo de todo seu comprimento. 
A aplicação inicial das estacas raiz foi ligada ao reforço de antigas fundações de 
edificações de pequeno porte, as quais o acesso era restrito a equipamentos de grande porte. A 
utilização de equipamentos de pequeno porte e movidos à eletricidade favorecia o 
funcionamento em locais fechados, evitando barulho e fumaça de motores à explosão. As 
perfuratrizes atingiam grandes profundidades, flexibilizando o dimensionamento de cargas de 
trabalho, determinadas muito mais pela capacidade estrutural da seção do que pela condição de 
suporte do subsolo. 
 
Essas vantagens fizeram com que este tipo de estaca se desenvolvesse mundialmente. 
Passou a ser utilizada também como solução de contenção de encostas, devido à possibilidade de 
executá-la inclinada com orientações tridimensionais formando um reticulado espacial. A 
concepção é aquela de uma estrutura de gravidade interna no terreno, fazendo com que o volume 
de solo atravessado pelas estacas, convenientemente espaçadas, trabalhasse como um maciço 
rígido resistindo à tração, através de armação do fuste da estaca. Atualmente, o aumento dos 
diâmetros das estacas tipo raiz bem como do porte dos equipamentos que a executam, tornaram 
essa estaca uma solução viável para fundações de edifícios. 
 
O processo executivo de uma estaca tipo raiz é composto basicamente de quatro fases 
consecutivas; perfuração, instalação da armadura, preenchimento com argamassa e remoção do 
revestimento e aplicação de golpes de ar comprimido. A Figura abaixo ilustra todo o processo 
executivo das estacas tipo raiz. (Moura et al, 2009 -UNIFOR) 
 
 
 
 
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 115 
 Estacas Injetada 
A Norma de Fundações NBR 6122, na versão de 96 definia estaca injetada como sendo 
aquela na qual através de injeção sob pressão de produtos aglutinantes, normalmente calda de 
cimento, procura-se aumentar a resistência de atrito laterais, de ponta ou ambas. 
A injeção deve ser feita de maneira a garantir que a estaca tenha a carga admissível 
prevista no projeto e pode ser aplicada em um ou mais estágios. 
 
Seqüência Executiva: 
A execução de uma estaca injetada moldada no solo compreende as seguintes fases: 
• Escavação do furo; 
• Colocação da armadura; 
• Moldagem do fuste. 
 
 
 
 
 Estacas Strauss 
A sua execução é muito simples, não requerendo aparelhagem especial além de um pilão. 
 
 São utilizados processos comuns de escavação (semelhança com as sondagens), em que 
começa-se por apoiar sobre o solo (observado o ponto de marcação do eixo do bloco da 
fundação – centro do pilar) o tubo metálico da “strauss”. Em sequência processa a escavação 
por dentro deste tubo – retirada do solo com auxílio de uma sonda que cai no solo e faz com que 
o solo entre dentro deste tubo de auxílio à escavação, sendo este retirado do furo com solo a ser 
removido para nova operação de retirada de solo e assim por diante. Este processo faz com que 
se “enterre” um tubo de diâmetro igual ao da estaca. 
Atingida a profundidade prefixada, enche-se o tubo com cerca de 75 cm de concreto, que 
vai sendo apiloado à medida que se retira o tubo. Esta operação se repete até o concreto atingir a 
cota desejada. 
 
Embora bastante simples a sua execução, devem-se tomar cuidados especiais, sobretudo 
quando se trabalha abaixo do lençol d’água dentro do molde. Isto se consegue observando-se 
constantemente as posições relativas do molde e do concreto de enchimento. 
 
 Mais simples do que estas estacas escavadas são as estaca broca. 
 
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 116 
Estacas moldadas no local tipo Strauss 
(MR Sondagens e Estacas, 2009) 
 
 
Marinho, F. Mecânica dos Solos e Fundações – USP (2008) 
 
As principais características das Estacas Strauss são: 
 Reduzida trepidação e, conseqüentemente, pouca vibração nas edificações vizinhas à 
obra. 
 Possibilidade de execução da estaca com o comprimento projetado, permitindo cotas de 
arrasamento abaixo da superfície do terreno. 
 Facilidade de locomoção dentro da obra. 
 Permite conferir durante a percussão, por meio de retirada de amostras do solo, a 
sondagem realizada. 
 Permite verificar, durante a perfuração, a presença de corpos estranhos no solo, matacões 
e outros, possibilitando a mudança de locação antes da concretagem. 
As estacas do tipo strauss são moldadas “in 
loco”, com processo relativamente simples e 
eficaz. A perfuração é executada com o 
auxílio de uma sonda, denominada “piteira”, 
com a utilização parcial ou total de 
revestimento recuperável e posterior 
concretagem da fundação no local 
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 117 
 Capacidade de executar estacas próximas às divisas do terreno, diminuindo assim, a 
excentricidade nos blocos. 
 Execução de estacas com capacidade de 20 ton, 30 ton e 40 ton. 
 
Dimensionamento 
A determinação das seções, as localizações e profundidades serão fornecidas pelo calculista das 
fundações, com seu dimensionamento de acordo com a NBR 6118 – “Projeto e Execução de 
Obras de Concreto Armado” e NBR 6122 – “Projeto e Execução de Fundações “. 
 
Perfuração 
Após a locação dos pontos das estacas, através de gabarito indicando seus eixos, inicia-se a 
perfuração, com a piteira posicionada dentro do primeiro tubo de revestimento ( extremidade 
inferior dentada ) e com golpes sucessivos, a piteira retirará o solo do interior, abaixo do tubo, 
que se introduzirá aos poucos no terreno, por efeito de seu peso próprio. 
Quando o tubo estiver totalmente cravado, será rosqueado um novo tubo em sua extremidade 
superior livre e reiniciado o trabalho da piteira. Este procedimento será repetido até que se atinja 
a profundidade prevista para a perfuração ou as condições de suporte previstas para o terreno. 
 
Concretagem 
Ao atingir a profundidade desejada e procedida a limpeza do tubo, será lançado o primeiro 
volume de concreto no interior do tubo e apiloado com o auxílio de um pilão metálico, visando a 
formação de um “bulbo”na base da estaca. 
 
Igual volume de concreto será novamente lançado e procedido novo apiloamento, iniciando-se a 
remoção dos tubos de revestimento, com auxílio de um guincho mecânico. Esta operação se 
repetirá até que o concreto atinja a cota desejada, com a máxima precaução, a fim de impedir sua 
descontinuidade, completando assim, eventuais espaços vazios e preenchendo as deformações no 
subsolo. 
 
Armadura 
Antes da concretagem dos últimos dois metros da estaca, ou a critério do calculista das 
fundações, será colocada uma armadura, onde as barras deverão emergir fora da cota de 
arrasamento da estaca, conforme detalhe do projeto de fundações. 
 
 
 Estacas Hélice Contínua 
A estaca hélice contínua é uma estaca de concreto moldada "in loco", executada por meio 
de trado contínuo e injeção de concreto através da haste central do trado simultaneamente a sua 
retirada do terreno. (Site Engenharia, 2009) 
 
Metodologia executiva – Perfuração 
 
A perfuração consiste em fazer a hélice penetrar no terreno por meio de torque 
apropriado para vencer a sua resistência. 
A haste de perfuração é composta por uma hélice espiral solidarizada a um tubo central, 
equipada com dentes na extremidade inferior que possibilitam a sua penetração no terreno. 
A metodologia de perfuração permite a sua execução em terrenos coesivos e arenosos, na 
presença ou não do lençol freático e atravessa camadas de solos resistentes com índices de STP`s 
acima de 50 dependendo do tipo de equipamento utilizado. 
A velocidade de perfuração produz em média 250m por dia dependendo do diâmetroda 
hélice, da profundidade e da resistência do terreno. 
 
 
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 118 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Concretagem 
Alcançada a profundidade desejada, o concreto é bombeado através do tubo central, 
preenchendo simultaneamente a cavidade deixada pela hélice que é extraída do terreno sem girar 
ou girando lentamente no mesmo sentido da perfuração. 
O concreto normalmente utilizado apresenta resistência característica fck de 18 Mpa, é 
bombeável e composto de areia, pedriscos ou brita 1 e consumo de cimento de 350 a 450 Kg/m
3
, 
sendo facultativa a utilização de aditivos. 
O abatimento ou "Slump" é mantido entre 200 e 240mm. Normalmente é utilizada bomba 
de concreto ligada ao equipamento de perfuração através de mangueira flexível. O 
preenchimento da estaca com concreto é normalmente executado até a superfície de trabalho 
sendo possível o seu arrastamento abaixo da superfície do terreno guardadas as precauções 
quanto a estabilidade do furo no trecho não concretado e a colocação da armação. 
 
Colocação da armação 
O método de execução da estaca hélice contínua exige a colocação da armação após a sua 
concretagem. 
A armação, em forma de gaiola, é introduzida na estaca por gravidade ou com o auxílio 
de um pilão de pequena carga ou vibrador. As estacas submetidas a esforços de compressão 
levam uma armação no topo, em geral de 2 a 5,5m de comprimento. No caso de estacas 
submetidas a esforços transversais ou de tração, somente será possível para comprimentos de 
armações de no máximo 16m, m função do método construtivo. No caso de armações longas, as 
"gaiolas" devem ser constituídas de barras grossas e estribo espiral soldado na armação 
longitudinal para evitar a sua deformação durante a introdução no fuste da estaca. 
 
 
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 119 
Equipamentos 
O equipamento empregado para cravar a hélice no terreno é constituido de um guindaste 
de esteiras, sendo nele montada a torre vertical de altura apropriada à profundidade da estaca, 
equipada com guias por onde corre a mesa de rotação de acionamento hidráulico. Os 
equipamentos disponíveis permitem executar estacas de no máximo 25m de profundidade e 
inclinação de até 1:4 (H:V) 
 
 
 
 
Marinho, F. Mecânica dos Solos e Fundações – USP (2008) 
Controle executivo 
Para controlar a pressão de 
bombeamento do concreto, utiliza-se um 
instrumento medidor digital, que informa 
todos os dados de execução da estaca, tais 
como: inclinação da haste, profundidade da 
perfuração, torque e velocidade de rotação 
da hélice, pressão de injeção, perdas e 
consumo de concreto. Os parâmetros 
indicados no mostrador digital são 
registrados e fornecidos a um 
microcomputador para aplicação de 
software que imprime o relatório da estaca 
com as informações obtidas no campo. 
 Em centros urbanos, próximo a 
estruturas existentes, escolas, hospitais e 
edifícios históricos, por não produzir 
distúrbios ou vibrações e de não causar 
descompressão do terreno. 
 Em obras industriais e conjuntos 
habitacionais onde, em geral, há um grande 
número de estacas sem vibrações de 
diâmetros pela produtividade alcançada. 
Como uma estrutura de contenção, 
associada ou não a tirantes protendidos, 
próximo à estruturas existentes, desde que 
os esforços transversais sejam compatíveis 
com os comprimentos de armação 
permitidos. 
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 120 
 Tubulões 
 Trata-se de fundação profunda, porem destaca-se que estas fundações apresentam 
características de transmissão de carga ao sub-solo diferentes das diversas “estacas” existentes na 
Engenharia de Fundações Estas fundações, abordadas adiante, transmitem carga para o sub-solo 
através do contato da base com o solo de apoio, semelhante a uma fundação direta (como um 
bloco ou sapata). 
 
 Tubulão à Céu Aberto 
As fundações em tubulão a céu aberto são indicadas basicamente para obras que 
apresentem cargas elevadas, áreas com dificuldades de uso de técnicas de fundação mais 
mecanizadas e regiões afastadas dos grandes centros urbanos devido à dificuldade de acesso. 
 
Esse tipo de fundação é recomendado para solos de elevada “rigidez” (boa resistência). 
Isso se justifica devido ao fato da escavação ser normalmente manual, dependente de um 
“poceiro”, um ajudante e um sarilho (equipamento – figura abaixo). Mesmo com a utilização de 
equipamentos de perfuração mecânica a presença de um operário é necessária, pois o 
alargamento da base deve ser feito manualmente. 
 
 
Figura - Perfuração de tubulão na construção do Edifício Érico Veríssimo, em Juiz de 
Fora – MG, Setembro/2008. (TFC de Marcenes, 2008) 
 
 
Quando comparados a outros tipos de fundações os tubulões apresentam as seguintes 
vantagens: 
 
- Os custos de mobilização e de desmobilização são menores que os de bate-estacas e 
outros equipamentos; 
- As vibrações e ruídos provenientes do processo construtivo são de muito baixa 
intensidade, praticamente inexistentes; 
- Pode-se observar e identificar o solo retirado durante a escavação e compará-lo às 
condições do subsolo previstas no projeto; 
- O diâmetro e o comprimento do tubulão podem ser modificados durante a escavação 
para compensar condições do subsolo diferentes das previstas; 
- As escavações podem atravessar solos com pedras e matacões, sendo possível 
penetrar em vários tipos de materiais, em alguns casos em particulares até rocha; 
- É possível apoiar cada pilar em um único fuste, em lugar de apoiar em diversas 
estaca. 
 
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 121 
ASPECTOS CONSTRUTIVOS 
 
Os tubulões a céu aberto são elementos estruturais de fundação concebidos a partir da 
concretagem de um poço aberto no terreno, geralmente dotado de uma base alargada. Esse tipo 
de tubulão é executado acima do nível da água natural ou rebaixado, ou, em casos especiais, em 
terrenos saturados onde seja possível bombear a água sem risco de desmoronamentos. No caso 
de existir apenas carga vertical, este tipo de tubulão não é armado, colocando-se apenas uma 
ferragem de topo para ligação com o bloco de coroamento ou de capeamento. 
 
 
 
 
 
 
A figura abaixo ilustra a sua conformação geométrica. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura - Partes de um tubulão 
 
 
Os tubulões a céu aberto podem ser agrupados em três tipos (CINTRA et al, 1998): 
 
O fuste, que é a parte 
da coluna entre o bloco de 
coroamento e a base, 
normalmente é de seção 
circular, adotando-se 70 cm 
como diâmetro mínimo 
(para permitir a entrada e 
saída de operários), porém a 
projeção da base poderá ser 
circular ou em forma de 
falsa elipse. 
 
(ALONSO, 1983). 
 
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 122 
a) Sem contenção lateral 
Esses tubulões, também chamados de pocinhos, têm seu fuste aberto por escavação 
manual, ou mecânica, sendo que a base é, em geral, escavada manualmente. Não utilizam 
nenhum escoramento lateral e, portanto o fuste e, em especial, a base, somente podem ser 
executados em solos que apresentem um mínimo de coesão capaz de garantir a estabilidade da 
escavação (Figura). Nestes casos o diâmetro final resulta sempre maior do que o previsto em 
projeto, e o atrito lateral ao longo do fuste é reduzido quando comparado com a resistência “in 
situ” no contato solo-solo. Esta redução no atrito lateral depende do alívio de tensões, ao passar 
de uma situação em repouso para uma condiçãoativa, e da umidade cedida pelo concreto ao solo 
circundante, o que depende do fator água/cimento do concreto empregado. 
 
 
Figura - Tubulão sem contenção lateral 
 
b) Com contenção lateral parcial 
Essas contenções parciais têm da ordem de 2,0 metros e o solo é escorado antes de 
prosseguir a escavação. Estes revestimentos são, em geral, recuperados. Visualmente, assemelha-
se ao procedimento de contenção lateral contínua. 
 
c) Com contenção lateral contínua 
Certos tipos de equipamentos cravam uma camisa metálica, desde a superfície, ao 
mesmo tempo em que realizam mecanicamente a escavação. Normalmente estes tubulões a céu 
aberto são executados acima do lençol freático, pois a escavação manual da base, ou mesmo do 
fuste, não pode ser executada abaixo do nível da água. Nada impede, entretanto, que se estenda a 
escavação utilizando-se de rebaixamento do lençol (Figura). 
 
A aparição de água durante a escavação não é um problema, desde que possa ser contida 
e não prejudique a perfuração. "Isto é possível desde que a água seja esgotada com uma bomba 
submersível dentro do poço, expelindo o líquido do fuste", diz o engenheiro Daniel Rozenbaum, 
da Fundacta (2004). Rozenbaum explica ainda que nesse tipo de fundação é necessário 
inspecionar se há presença de gás gerada por matéria orgânica em decomposição e que pode 
causar até a morte do operário durante a execução. 
Antes de iniciarem as obras de fundação, o engenheiro projetista e mesmo o responsável 
pela construção costumam fazer um poço preliminar para inspecionar a situação do solo. O poço 
de verificação de solo deve ser mantido em média 24 horas para observar a estabilidade que a 
escavação apresenta. (TATEOKA, 2004). 
 
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 123 
 
Figura - Tubulão com contenção lateral. 
 
Os tubulões têm que ser dimensionados a evitar altura de base superiores a 2,0 metros, 
e em caso excepcionais, devidamente justificados, admitem-se alturas superiores a esta 
dimensão. 
 
 Tubulão à Ar Comprimido 
 
 
 
As fundações em tubulão a ar 
comprimido são indicadas, e se 
justificam, para obras que 
apresentem cargas elevadas, 
como é o caso de pontes e 
viadutos, e quando se tem o NA 
elevado. 
 
Assim, é utilizado uma 
“estrutura” fechada para que 
não ocorra a entrada da água no 
ambiente de escavação. 
Para que se mantenha o 
ambiente da escavação seco faz-
se com a aplicação de ar 
comprimido, que “expulsa” – 
inibe, a entrada da água no 
ambiente de trabalho. A figura 
ilustra a operação. 
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 124 
 
Tubulões a Ar Comprimido na Rodovia dos Imigrantes/SP: 
 
 
 
RESUMO DAS CARACTERÍSTICAS DAS PRINCIPAIS FUNDAÇÕES 
 
Segundo o Fundações - Manual de Estruturas 
Associação Brasileira de Cimento Portland (ABCP, 2008) 
 
 
Características das Fundações Profundas consideradas: Produtividade, Capacidade de carga, 
Profundidade máxima e Vibrações causadas 
 
 Produtividade Capacidade 
de carga 
 
Profundidade 
máxima 
 
Vibrações 
causadas 
 
 
Estacas pré-fabricadas 
 
Concreto 
 
50 m diários, 
ocorrendo variações 
em função das 
características do 
solo, profundidade da 
fundação, condições 
do terreno e distância 
entre estacas 
 
25 a 170 tf 
 
Depende do tipo de 
estaca, variando de 
8 a 12 m. Podem 
ser 
emendadas 
Apresenta 
problemas de 
barulho e 
vibrações 
durante a 
cravação 
 
Metálica 
 
50 m diários, 
ocorrendo variações 
em função das 
características do 
solo, profundidade 
da fundação, 
condições do 
terreno e distância 
entre estacas 
20 a 200 tf Não possui 
limitação de 
profundidade. 
A estaca possui 
aproximadamente 
12 m, podendo 
ser emendadas. 
 
Apresenta 
problemas de 
barulho durante a 
cravação. 
Podem ser 
cravadas sem 
causar grandes 
vibrações 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 125 
 
 
Estacas escavadas 
 
Strauss 30m diários 20 a 100 tf 20 a 25 m Ausência de 
trepidações e 
vibrações em 
prédios 
vizinhos 
Barretes 
 
50 m por dia, para 
uma espessura de 40 
cm. Além disso, a 
produtividade varia 
em função do tipo de 
solo e condições 
do terreno 
500 a 1250 tf Superior a 50 m 
 
 
Franki 
 
40 m diários 60 a 400 tf Até 36 m Provoca vibração 
e 
ruídos intensos 
durante 
a execução 
Raiz 30 m diários 
 
10 a 180 tf Ausência de 
vibrações 
Hélice 
contínua 
150 a 400 m por 
dia, dependendo da 
profundidade da 
estaca, do diâmetro 
da hélice, do tipo e 
resistência do 
terreno e do torque 
do equipamento 
25 a 390 tf 
 
20 a 24m, 
existindo alguns 
equipamentos 
que chegam 
a 30 m 
 
 
Não produz 
distúrbios, 
vibrações e 
descompressão 
do terreno 
 
 
Tubulões 
 
Tubulão a 
céu aberto 
4,0 m3 de escavação 
manual 
para tubulões até 
10 m de 
produndidade 
80 m3 de escavação 
mecânica para 
tubulões até 15 m 
de profundidade 
150 a 1000 tf Limitada pelo 
Nível de Água 
 
Ausência de 
trepidações e 
vibrações em 
prédios 
vizinhos 
Tubulão a ar 
comprimido 
Variável, pois 
depende muito do 
tipo de solo 
 
800 a 1000 tf 34 m abaixo do 
nível d´água 
 
 
Ausência de 
trepidações 
e vibrações em 
prédios 
vizinhos 
 
 
 
 
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 126 
 
5.2 – Escolha do Tipo de Estaca 
 
 
Segundo SIMONS e MENZIES, são considerados os seguintes aspectos relativos ao projeto 
de estacas: 
 
1. Tipos de estacas 
2. Estacas em solos coesivos 
3. Estacas em solos granulares 
4. Efeito de grupo de estacas 
5. Atrito lateral negativo 
6. Cargas laterais em estacas 
7. Ensaios de estacas 
 
Três critérios de projetos devem ser sempre observados: 
 
a) o material da estaca não deve ser solicitado em acesso; 
b) deve haver um coeficiente de segurança adequado à ruptura por cisalhamento; 
c) os recalques devem ser mantidos dentro de limites toleráveis. 
 
Deve-se observar que as estacas podem ser necessárias por diversos motivos, como: 
 
a) transferir as cargas a uma camada mais resistente e/ou menos compressível; 
b) resistir a forças horizontais de encontros de pontes ou muros de arrimo; 
c) aumentar a estabilidade de edifícios altos; 
d) resistir a forças de subpressão; 
e) evitar danos devidos à erosão superficial; 
f) compactar areias fofas. 
 
Em qualquer situação, o tipo de estaca escolhido e o método de projeto utilizado serão 
influenciados pelos fatores que determinam a decisão de usar estacas, em primeiro lugar. 
Há numerosos tipos de estacas, protegidos por patentes ou não, nos grupos anteriores. 
Considerando os fatores técnicos abaixo relacionados, a escolha se reduz a dois ou três tipos e a 
escolha final é feita em geral com base no custo total, embora a reputação de um empreiteiro de 
estanqueidade pode ser um fator decisivo na escolha. 
 
 
Fatores que determinam a escolha do tipo de estaca 
 
 Os fatores fundamentais que devem ser considerados na determinação do tipo de estaca a 
ser adotado são: 
 
 a localização e o tipo de estrutura; 
 
 as condições do solo, incluindo a posição do nível do lençol freático; 
 
 a durabilidade em longo prazo. As estacas de madeira ficam sujeitas à decomposição 
especialmente acima do lençol freático, e ao ataque dos microorganismos marinhos. O concreto, 
suscetível ao ataque químico na presença de sais e ácidos do solo, e as estacas de aço podem 
sofrer corrosão, se a resistividade específica da argila for baixa e o grau de despolarização for 
alto; 
 
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 127 
 custos totais para o cliente. A forma mais barata de estaqueamento não é, 
necessariamente, a estaca mais barata por metro de construção. Atrasos no contrato, devido à 
falta de apreciação de um problema particular por parte de um empreiteiro que executa as 
estacas, pode aumentar consideravelmente o custo total de um projeto. O de ensaios deve ser 
considerado de o empreiteiro que executará as estacas tiver pouca experiência para estabelecer o 
comprimento ou o diâmetro exigido para as estacas. Em particular, a ruptura de uma estaca 
durante a prova de carga pode implicar em despesas adicionais muito grandes ao contrato. É 
conveniente recorrer a uma firma conhecida, com boa experiência local. Deve-se enfatizar que a 
maioria dos atrasos e problemas em contratos de estaqueamento, poderiam ser evitados por meio 
de uma pesquisa completa do local, tão cedo quanto possível. 
 
Estacas de grande deslocamento 
 
Estacas cravadas e moldadas no local 
 
 As vantagens são: 
 podem ser cravadas com uma nega predeterminada; 
 os comprimentos das estacas são facilmente ajustáveis; 
pode ser executada em base alargada, aumentando a densidade relativa de uma camada de 
fundação granular, obtendo-se uma capacidade final de carga muito mais elevada; 
 a armadura não é determinada pelos efeitos do manuseio ou das tensões da cravação; 
podem ser cravadas com uma extremidade fechada, excluindo desta maneira os efeitos da água 
subterrânea; 
 podem ser cravadas com uma extremidade fechada, excluindo desta maneira os efeitos da 
água subterrânea; 
 o barulho e a vibração podem ser reduzidos podem para alguns tipos, como por exemplo, 
utilizando-se um tampão no fundo da estaca. 
 
As desvantagens são: 
 inchamento da superfície do solo vizinho, que pode afetar estruturas ou instalações 
próximas; amolgamento do solo, que pode provocar readensamento e o desenvolvimento de 
atritos laterais negativos nas estacas; 
 deslocamento de muros de arrimo próximos; levantamento de estacas previamente 
cravadas, onde a penetração do pé das estacas dentro da camada de apoio não foi suficiente para 
desenvolver a resistência necessária às forças ascendentes; 
 danos por tração nas estacas sem armadura ou estacas ainda com concreto fresco, onde as 
forças no pé da estaca eram suficientes para resistir aos movimentos ascendentes; 
 danos a estacas sem revestimentos ou com revestimento de pouca espessura au\inda com 
concreto fresco, devido ãs forças laterais desenvolvidas no solo, como por exemplo, 
estrangulamento; 
 o concreto não pode ser verificado após a conclusão do trabalho; 
 o concreto pode ser enfraquecido se um fluxo artesiano ocorrer no fuste na estaca durante 
a retirada do revestimento; 
 perfis leves de aço ou camisas de concreto de pré-moldado podem ser estragadas ou 
distorcidas durante a cravação; 
 limitação do comprimento, devido à força de levantamento necessária para retirar o 
revestimento; barulho; vibração e deslocamentos do solo podem causar, molestar ou provocar 
danos em estruturas adjacentes; 
 não pode ser cravada com diâmetros muito grandes e também não se pode executar bases 
alargadas muito grandes; 
 não pode ser cravada onde há limitações de altura para equipamento. 
Comprimentos de estacas de até 24 m e cargas nas estacas de aproximadamente 1500 kN 
são usuais. 
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 128 
Estacas pré-moldadas cravadas de concreto armado ou protendido 
 
 As vantagens são: 
 
 podem ser cravadas com um nega predeterminada; estável em solos compressíveis, por 
exemplo, argilas moles, siltes e turfas; 
 o material da estaca pode ser inspecionado antes da cravação; 
 pode ser recravada se for afetada por inchamento do solo; 
 o procedimento de construção não é afetado pelo lençol freático; 
 pode ser cravada com granes comprimentos; pode ser transportada acima do nível do 
terreno, por exemplo, dentro d’água para estruturas marítimas; 
 pode aumentar a densidade relativa de uma camada de fundação granular. 
 
 
 
 
 As fotos mostram condições de manuseio e um pátio de depósito de Estacas Pré-
Moldadas de seção quadrada. 
 
 As desvantagens são: 
 
 o inchamento e a alteração do solo circundante podem causar dificuldades, como as 
discutidas acima para as estacas cravadas e moldadas no local; 
 não se pode modificar o comprimento com rapidez; 
 pode sofrer danos durante a cravação; 
 a armadura pode ser determinada pelas exigências de levantamento e transportes, e não 
pelas cargas estruturais; 
 não pode ser cravada com diâmetros muito grandes ou em locais onde haja limitações de 
altura para equipamento; 
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 129 
 barulho, vibração e deslocamentos do solo podem causar dificuldades. 
Comprimento de estacas até 27 m e cargas até 1000 KN são usuais 
 
Estacas de madeira 
 
 As estacas de madeira são leves, de fácil transporte e, em alguns países, baratas. Podem 
ser agrupadas e reforçadas com pontas de cravação. As estacas de madeira estão sujeitas às 
decomposições e ao ataque por microorganismos marinho e geralmente são usadas somente 
abaixo do nível freático, mas podem ser impregnadas sob pressão, para 
protegê-las quando acima do lençol freático. Usualmente, são utilizadas como estacas 
funcionando por atrito lateral, mas, às vezes, trabalham por resistência de ponta. 
 
 Neste último caso, deve-se tomar cuidado para evitar os danos devidos ao excesso de 
cravação. O perigo de estragar a estaca durante a cravação pode ser reduzido, limitando-se a 
queda e o número de golpes do pilão do bate-estaca. O peso do pilão do bate-estaca deveria ser, 
pelo menos, igual ao peso da estaca para condições difíceis de cravação e de até 20 m e cargas 
até 600KN são usuais. 
 
 
Estacas de pequeno deslocamento 
 
 Exemplos destas estacas são os perfis laminados de aço, estacas helicoidais (em forma de 
parafuso) ou tubos de extremidade aberta e perfis ocos onde o solo, removido durante a 
cravação. Algumas das observações relacionadas no item Estacas de “Grandes Deslocamentos” 
também se aplicam aqui. 
 
 
 
 As estacas de perfis laminados de aço são de fácil transporte e podem ser cravadas com 
grande energia de cravação. Podem ser cravadas em comprimentos muito grandes, e o 
comprimento da estaca pode ser alterado rapidamente. Podem suportar cargas pesadas, e podem 
ser ancoradas com sucesso em superfícies rochosas com taludes acentuados (Bjerrum, 1957). As 
estacas estão sujeitas ã corrosão, que pode ser prevista no projeto, ou podem ser tratadas com 
proteção catódica, ou pintadas. 
 
 As estacas helicoidais são muito valiosas em obras no mar, porque podem resistir a forças 
de tração e de compressão. 
 De um modo geral, as estacas de pequeno deslocamento são particularmente úteis se os 
deslocamentos do solo e o amolgamento forem reduzidos ao mínimo. 
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 130 
 As estacas de perfis laminados de aço são usadas em comprimentos de até 36m, com 
cargas de trabalho de até 1700KN, e as estacas helicoidais, em comprimentos de até 24 m, com 
cargas de trabalho de até 2500KN. 
 
 
Estacas, sem deslocamento, escavadas e moldadas no local 
 
Vantagens 
 
 não há risco de inchamento do solo; 
 o comprimento pode ser prontamente alterado; 
 o solo pode ser inspecionado e comparado com dados de investigação do local; 
 podem ser executadas com comprimentos e diâmetros muito grandes, sendo possíveis 
alargamentos da base de até dois ou três diâmetros da estaca em argilas e rochas brandas; 
 a armadura não depende do transporte ou das condições de cravação; 
 pode ser instalada sem muito barulho ouvibração, e onde haja limitações de altura para o 
equipamento. 
 
Desvantagens 
 
 os métodos de escavação podem afofar os solos arenosos ou com pedregulho, ou 
transformar rochas moles em lama, como por exemplo, no caso de calcáreo mole ou 
marga; 
 suscetível a estrangulamento em solo compressível; 
 dificuldades na concretagem submersa. O concreto não pode ser inspecionado 
posteriormente; 
 a entrada de água pode causar danos ao concreto, caso ainda não tenha ocorrido a pega, 
ou a uma alteração do solo circundante, provocando redução da capacidade de carga da estaca; 
 não podem se executadas bases alargadas em solos granulares. 
 
O concreto deve ser lançado tão rápido quanto possível após a escavação para evitar o 
“amolecimento”do solo. É importante que o concreto tenha trabalhabilidade, adequada, de tal 
modo que o concreto possa fluir pelas paredes do fuste da estaca. Na prática, isto significa que o 
abatimento do concreto deve ser da ordem de 100mm a 150mm. Para evitar segregação, ninhos 
de abelha, exudação e outros defeitos causados por excesso de água, o uso de um aditivo 
plastificante pode ser conveniente. De um modo geral, o concreto deverá conter no mínimo 
300Kg de cimento por metro cúbico. 
Comprimento de estaca de até 45m, com cargas de até 10000KN, são usuais. 
 
 
5.3 - Peculiaridades dos Diferentes Tipos de Fundações Profundas 
 (Segundo a NBR 6122) 
 
 
1 ESTACAS DE MADEIRA 
As estacas de madeira devem atender às seguintes condições: 
a) a ponta e o topo devem ter diâmetros maiores que 15 e 25 centímetros respectivamente; 
b) a reta que une os centros das seções de ponta e topo deve estar integralmente dentro da estaca; 
c) os topos das estacas devem ser convenientemente protegidos para não sofrerem danos durante 
a cravação; quando, entretanto, durante a cravação ocorrer algum dano na cabeça da estaca, essa 
exigência pode ser dispensada; 
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 131 
d)as estacas de madeira devem ter seus topos (cota de arrasamento) abaixo d’água permanente; 
em obras provisórias ou quando as estacas recebem tratamento de eficácia comprovada, essa 
exigência pode ser dispensada; 
e)em terrenos com matacões, devem ser evitadas as estacas de madeira; 
f)quando se tiver que penetrar ou atravessar camadas resistentes, as pontas devem ser protegidas 
por ponteira de aço; 
g)em águas livres, as estacas de madeira devem ser protegidas contra o ataque de organismos. 
 
2 ESTACAS DE AÇO 
 Estacas de aço devem ser praticamente retilíneas e resistir à corrosão, pela própria natureza 
do aço ou por tratamento adequado. Quando inteiramente enterradas em terreno natural, 
independentemente da situação do lençol d’água, as estacas metálicas dispensam tratamento 
especial. Havendo, porém, trecho desenterrado ou imerso em aterro com matérias capazes de 
atacar o aço, é obrigatória a proteção desse trecho com um encamisamento de concreto ou outro 
recurso adequado (pintura, proteção católica, etc.) 
 As estacas de aço podem ser constituídas por perfis laminados ou soldados, simples ou 
múltiplos, tubos de chapa dobrada (seção circular, quadrada ou retangular), tubo sem costura e 
trilhos. 
 As estacas metálicas podem ser emendadas por solda, telas aparafusadas ou luvas. 
 Consideram-se retilíneas as estacas cujo raio de curvatura for maior que 400 metros. 
 
3 ESTACAS EM CONCRETO 
 
3.1 ESTACAS PRÉ-MOLDADAS OU PRÉ-FABRICADAS 
 
 As estacas pré-moldadas podem ser de concreto armado ou protendido, concretadas em 
formas horizontais ou verticais, ou por sistema de centrifugação. Devem receber cura adequada, 
de modo a terem resistência compatível com os esforços decorrentes de manuseio, transportes, 
cravação e utilização. 
 
3.2 ESTACAS MOLDADAS “IN LOCO” 
 
 As estacas moldadas “in loco” são executadas enchendo-se de concreto perfurações 
previamente executadas no terreno, através de escavações ou cravações de tubo de ponta 
fechada. Podem ou não ser alargadas (por ex. Tubulão). Essas perfurações podem ter suas 
paredes suportadas ou não e o suporte pode ser provido por um revestimento, recuperável ou 
perdido, ou por lama tixotrópica. Só é admitida a perfuração não suportada em terrenos não 
coesivos, acima do lençol d’água, natural ou rebaixado. 
 
Tubulão a Céu Aberto. (Caputo, 1994) 
 
Sistema “Chicago”: A figura a esquerda mostra um esquema 
em que a escavação é feita com pá, em etapas, cuja 
profundidade varia de 0,5 m a 2,0 m. Escoradas com madeira, 
ajustadas por meio de anéis de aço, escava-se nova etapa e, 
assim, prossegue-se. 
 
Sistema “Gow”: A figura a direita mostra a utilização de 
cilindros telescópicos de aço, cravados por percussão, os 
quais resistem o orifício escavado por pá ou picareta. Atingida 
a profundidade desejada, é feito o alargamento da base e, 
concomitantemente com a concretagem, são recuperados os 
cilindros. O sistema é mais empregado em solos não coesivos. 
 
 
 
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 132 
 
 
Análise de custo das fundações profundas (ABCP, 2008) 
 
Considerando uma escala relativa de custos da utilização de fundações profundas, 
podemos, de um modo genérico, afirmar que: 
 
. a estaca pré-moldada é uma das soluções mais econômicas; 
. a estaca tipo hélice já foi considerada de custo elevado porém, devido a sua alta 
produtividade e ao aumento da demanda, houve uma progressiva redução de custos ao longo 
dos anos; 
. a estaca Franki é considerada mais custosa que as estacas anteriores (pré-moldada e 
hélice), porém de custo inferior a estaca raiz; 
. a estaca do tipo raiz apresenta alto custo; 
. O tubulão é uma solução viável quando utilizado acima do nível d.água e com pequenas 
profundidades, de 4 a 6 m. 
 
Conclusão 
 
O melhor tipo de fundação é aquela que suporta as cargas da estrutura com segurança e 
se adequa aos fatores topográficos, maciço de solos, aspectos técnicos e econômicos, sem afetar 
a integridade das construções vizinhas. É importante a união entre os projetos estrutural e o 
projeto de fundações num grande e único projeto, uma vez que mudanças em um provocam 
reações imediatas no outro, resultando obras mais seguras e otimizadas. 
 
 
5.4 – Prescrições e Considerações da Norma 
 
São apresentadas aqui as prescrições da Norma Brasileira (NBR 6122) sobre a elaboração 
de projeto e a execução de fundações em profundidade, particularmente no que diz respeito: 
 
1.1) Cargas admissíveis a serem consideradas; 
Cargas admissíveis de uma Estaca ou Tubulão isolado 
 Tubulão isolado 
 Efeito de grupo de Estacas ou Tubulões 
1.2) Emendas de estacas; 
1.3) Preparo de cabeças e ligação com o loco de coroamento. 
 
 
1.1 Cargas admissíveis 
 
A determinação da carga admissível deve ser feita para as condições finais de trabalho 
da estaca, tubulão ou caixão. Essa observação é particularmente importante no caso de 
fundações passíveis de erosão, fundações em que parte fique fora do terreno e no caso de 
fundações próximas as escavações. 
 
1.1.1 Carga admissível de uma estaca ou tubulão isolado 
 
Conforme já definido, a carga admissível de uma estaca ou tubulão é aquela que provoca 
apenas recalques admissíveis para a estrutura e que apresenta segurança à ruptura do solo e do 
elemento de fundação. Na definição dos recalques admissíveis, deve ser examinada a 
sensibilidade da estrutura projetada a recalques, especialmente a recalques diferenciais; os quais, 
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 133 
de ordinário, são os que prejudicam sua estabilidade. Os dois primeiros aspectos (recalques e 
segurança à ruptura do solo) definem a carga admissível do ponto de vista geotécnico. Ona fase de projeto, num trabalho conjunto entre as equipes que calculam a estrutura e 
a fundação. As reações, para o cálculo das fundações, fornecidas pela primeira equipe, são usadas 
como ações pela segunda, que deverá, também, estimar os recalques correspondentes. Se os 
valores desses recalques não estiverem dentro da ordem de grandeza daquelas inicialmente 
fixados pela equipe de cálculo da estrutura, deverá ser feita ema reavaliação das cargas impondo-
se estes novos recalques. O confronto e ajuste 
entre esses valores (recalques prefixados pela equipe de fundações a partir dessas cargas) é que 
se denomina interação solo-estrutura. 
 
c) Durabilidade, apresentando a vida útil, no mínimo igual ao da estrutura. Nesse 
aspecto, torna-se necessário um estudo minucioso das variações das resistências dos materiais 
constituintes das fundações, do solo e das cargas atuantes, ao longo do tempo. 
 
A maneira como são atendidas as condicões acima irá refletir-se desempenho da fundação 
(Fig.). O bom desempenho está intimamente ligada ao controle e à garantia d qualidade mpostos 
pelas equipes envolvidas com o projeto e a execução da fundação. 
 
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Figura – Desempenho de uma Fundação e sua consequências (Adaptado de Alonso, 1991) 
 
 
Garantia da Qualidade 
 
Segundo a International Standards Organization (ISO), define-se garantia da qualidade ao 
conjunto de ações planejadas e sistemáticas necessárias para prover confiança adequada de que 
os produtos, processos e serviços satisfarão determinados requisitos de qualidade. 
 
 A qualidade nada mais é do que a adequação ao uso, isto é, a propriedade que permite 
avaliar e, consequentemente, aprovar, aceitar ou recusar qualquer serviço ou produto. É, 
portanto, um conceito relativo, que varia com o tempo, seja em decorrência da descoberta de 
novas tecnologias, seja em função dos custos envolvidos ou outros aspectos da questão. Segundo 
Velloso (1990), a garantia da qualidade tem uma função pedagógica, que deve se estender a toda 
a empresa, desde o topo da direção até o mis subalterno servidor, sendo a ignorância o maior 
inimigo da qualidade e a burocracia o maoir inimigo 
da garantia da qualidade. Além disso, só pode controlar aquilo que se pode verificar e só se pode 
exigir o que se pode controlar. 
 
 Ainda segundo Velloso, do ponto de vista de aua aplicabilidade, a garantia da qualidade 
requer certo número de precondições: 
 
a) A qualidade a ser obtida deve ser claramente definida; 
 
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b) Os procedimentos de garantia da qualidade devem ser definidos claramente e integrados no 
organograma para planejamento, projeto e execução; 
c) Os procedimentos da garantia da qualidade devem ser executados e os resultados devem ser 
documentados; 
d) Se o controle continuado provar que a qualidade não é obtida, o programa deve ser 
redirecionado no sentido de identificar os pontos de deficiência e elimina-los, através de nova 
metodologia de trabalho, treinamento, substituição de profissionais inadequados às funções 
que exercem etc. 
 
Concluindo, Velloso enfatiza que, especificamente em fundações, o cumprimento dos 
formalismos da garantia da qualidade não significa que o bom desempenho esteja assegurado, pis 
um aspecto que diferencia um projeto de estrutura de um projeto de fundações é que, no 
primeiro, as características dos materiais de construção são definidos pelo projetista e, no 
segundo, se trabalha com o solo, que é um material não fabricado pelo homem. Nesse 
aspecto da questão, nada substitui a competência e a experiência do projetista. Pouco adianta 
realizarmos ensaios sofisticados e, depois, utilizarmos métodos de cálculo, também sofisticados, 
se as amostras utilizadas foram retiradas sem os necessários cuidados, como se mostra na Figura, 
extraída da revista Ground Engineering, maio de 1984. 
 
 
Figura – Um aspecto importante em Fundações (Alonso, 1991) 
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Tripé em Fundações 
 
Uma boa Fundação é aquela que tem como apoio um tripé harmonioso, constituído pelo 
projeto, pela execução e pelo controle (Figura), conforme Alonso (1991). 
 
 
Figura – Tripé da Boa Fundação (adaptado de Alonso, 1991) 
 
No projeto, seleciona-se o tipo (ou tipos) de fundações a empregar, em função das 
características geotécnicas do local, das grandezas das cargas, da responsabilidade da obra e 
outros. É nesta fase que se definem os métodos construtivos e se fazem as previsões que darão 
suporte às equipes de execução e de controle. O projetista da fundação deve ter sempre em 
vista a forma como seu projeto será executado, levando em conta a disponibilidade de 
equipamentos e a segurança dos vizinhos. Fica, portanto, claro que nessa fase há um 
envolvimento intenso entre a equipe de projeto propriamente dita com a equipe de execução. A 
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primeira busca de soluções, tendo em vista os conhecimentos de Mecânica dos Solos e 
Resistência dos Materiais e a segunda, complementa esses conhecimentos com aspectos 
diferentes às limitações dos equipamentos que serão envolvidos, as limitações de acesso, o 
estado de construções limítrofes e outros aspectos inerentes aos métodos executivos. É por essa 
razão que duas estruturas com a mesma arquitetura, mesmos materiais e mesmas cargas 
não são, necessariamente, iguais quando se trata de suas fundações. Em fundações, é 
perigoso generalizar-se. Cada caso é um caso, que requer um estudo próprio que considere 
todas suas condicionantes e dados disponíveis. Nesse particular, até por exigência da norma 
NBR 6122, não se deve elaborar qualquer projeto de fundações sem que a natureza do subsolo 
seja conhecida, através de ensaios geotécnicos de campo, tais como sondagens de simples 
reconhecimento, ensaios de penetração estática, provas de cargas em protótipos etc. Se a 
fundação está sendo projetada em região ainda não totalmente conhecida, o conhecimento da 
natureza do subsolo deve ser complementado por estudos de Geologia de Engenharia. É 
importante lembrar que, em fundações, os ensaios de campo são mais recomendáveis que 
os de laboratório, pois estes dependem essencialmente da qualidade das amostras, 
conforme já se mencionou. 
 
 Durante a execução, as equipes envolvidas seguem, basicamente, o método executivo na 
fase do projeto. Na interface projeto-execução situa-se o controle da qualidade da fundação, que 
deverá aferir as previsões feitas, adaptando a execução às mesmas ou fornecendo subsídios ao 
projeto para reavaliação. 
 
 É importante lembrar frisar que um projeto de fundações só é concluído ao término da 
execução das mesmas, pois, como já dito anteriormente, trabalha-se com o solo, que não é um 
material fabricado pelo homem. Esse material tem todas as nuances impostas pela natureza. 
Além disso, sua capacidade de carga e suas características de deformabilidade são normalmente 
afetadas pelo método executivo. 
 
 Uma outra característica das fundações, é que as mesmas ficam enterradas e, portanto, 
não é possível inspeciona-las facilmente após sua conclusão, como acontece com outros 
elementos da estrutura (pilares, vigas, alvenaria, etc). É por essa razão que a eficiência e a 
competência das equipes envolvidas com projetos, execução e o controle são de primordial 
importância para um bom desempenho da fundação. 
 
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 Nesse aspecto, volta-se a lembrar de que só é válido controlar aquilo que se prevê. 
Controle sem previsão não tem sentido! Fazer controles do tipo: anotar se a cota de implantação 
da fundação estáúltimo aspecto (segurança à ruptura do elemento de fundação) define carga admissível do 
ponto de vista estrutural. 
 
1.1.1.1 Carga admissível a partir da segurança à ruptura 
 
1.1.1.1.1 A carga admissível à ruptura é determinada após um cálculo ou verificação 
experimental (em prova de carga) da capacidade de carga na ruptura. Essa capacidade de carga é 
dada pela soma de duas parcelas: 
 
pr PPP 1 
Onde: 
 
Pr = capacidade de carga na ruptura da estaca ou tubulão – também referido como Pu – 
capacidade de carga “última” 
P1 = parcela correspondente ao atrito lateral (positivo ou negativo) – também referido como Ps 
Pp = parcela correspondente à resistência de ponta – também referido como Pb 
 
1.1.1.1.2 A partir do valor calculado (ou determinado experimentalmente) para a capacidade de 
carga na ruptura, a carga admissível é obtida mediante aplicação de coeficiente de segurança 
adequado, não inferior a 2,0, salvo para o caso de estacas escavadas com uso de lama. (Ver 
Norma). 
 
1.1.1.1.3 O atrito lateral é considerado positivo no trecho do fuste de estaca ou tubulão ao 
longo do qual o elemento de fundação tenda a recalcar mais que o terreno circundante. 
 
 
1.1.1.4 O atrito lateral é considerado negativo no trecho em que o recalque do solo tender a ser 
maior que o da estaca ou tubulão. Este fenômeno ocorre no caso de solo em processo de 
adensamento provocado pelo peso próprio ou devido a sobrecargas lançadas na superfície, 
rebaixamento de lençol d’água ou amolgamento decorrente da execução de estaqueamento. 
 
1.1.1.5 No caso de estacas em que se prevêem ações de atrito negativo, a carga admissível deve 
ser obtida deduzindo da carga de ruptura a parcela prevista para o atrito negativo, e aplicando o 
coeficiente de segurança 2,0 à diferença. Isso equivale a admitir-se um coeficiente de segurança 
inferior a 2,0 sobre a soma das cargas útil e de atrito negativo. 
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 134 
1.1.1.6 Recomenda-se calcular o atrito negativo segundo métodos teóricos que levem em conta o 
funcionamento real do sistema estaca-solo. 
1.1.1.7 Os seguintes métodos são usados na determinação da capacidade de carga do solo 
(capacidade de carga de fundações profundas); 
 
a) Métodos estáticos 
 
Podem ser teóricos, quando o cálculo é feito com teoria desenvolvida dentro na Mecânica 
dos Solos, ou semi-empíricos, quando são usadas correlações com ensaios “in situ”. 
Os coeficientes de segurança a serem aplicados devem ser os recomendados pelos autores 
das teorias ou correlações. 
Na análise das parcelas de resistência de ponta e de atrito lateral, é necessário levar em 
conta a técnica executiva, as peculiaridades de cada tipo de estaca ou tubulão; quando o 
elemento de fundação tiver base alargada, o atrito lateral deve ser desprezado ao longo de um 
trecho inferior do fuste (acima do início do alargamento da base) igual ao diâmetro da base. 
 
b) Provas de carga 
 
A capacidade de carga pode ser determinada por 
provas de carga executadas de acordo com a NBR 6121. 
 Neste caso, na determinação da carga admissível, 
o fator de segurança contra a ruptura deve ser igual a 2,0, 
devendo-se contudo observar que durante a prova de 
carga o atrito será sempre positivo, ainda que venha a ser 
negativo a longo da vida útil da estaca. Tal fato terá 
repercussões diretas em 1.1.1.1.5. 
 
O carregamento da estaca ou tubulão de prova 
pode não indicar uma carga de ruptura nítida, isto 
ocorre quando não se pretendia levar a estaca ou tubulão 
à ruptura. Ou então a estaca e o tubulão têm capacidade 
de resistir a uma carga maior do que aquela que se pode 
aplicar na prova (por uma limitação de reação, p, ex.), ou 
quando a estaca é carregada até apresentar um recalque 
considerável, mas a curva carga-recalque não indica uma carga de ruptura, mas um 
crescimento constante do recalque com a mesma. Nos dois primeiros casos, deve-se extrapolar a 
curva para de obter a carga de ruptura, o que deve ser feito por métodos consagrados na 
Mecânica dos Solos. 
 No terceiro caso, a carga de ruptura pode ser convencionada com aquela que corresponde 
na curva carga x deslocamento (ver Figura) ao recalque expresso pela fórmula a seguir, ou por 
outros métodos consagrados. 
30
D
DA
LP
r 
 
Onde: 
r = recalque de ruptura convencional 
P = carga de ruptura convencional 
L = comprimento da estaca 
A = área da seção transversal da estaca 
E = módulo de elasticidade do material da estaca 
D = diâmetro do circulo circunscrito à estaca 
 
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 135 
 
 
Na interpretação da prova de carga devem ser consideradas a natureza do terreno, a 
velocidade de carregamento e a estabilização dos recalques (deslocamentos); uma prova de carga 
em que não houve estabilização dos recalques, só indica a carga de ruptura; para que se possa 
estabelecer uma relação carga-recalque (deslocamento) é necessário que haja estabilização dos 
recalques (deslocamentos) nos estágios do ensaio pelo menos até aquela carga. 
 Deve-se observar também o disposto em 1.1.1.2. 
 
c) Métodos dinâmicos 
 
São métodos de estimativa da capacidade de carga de estacas cravadas a percussão, 
baseados na observação do seu comportamento durante a cravação. Dentre os métodos 
dinâmicos estão as chamadas “Fórmulas Dinâmicas” e os métodos que usam a “Equação da 
Onda”. O coeficiente de segurança a adotar nas fórmulas dinâmicas não deve ser inferior ao 
proposto pelos autores, e deve conduzir às cargas admissíveis compatíveis com as estimativas 
por métodos estáticos ou provas de carga no local da obra. 
 
Nota: Os métodos dinâmicos não devem ser usados isoladamente, ou seja, não dispensam o 
cálculo estático ou prova de carga. 
 
 O melhor uso dos métodos dinâmicos é no sentido de se garantir a qualidade (ou 
homogeneidade) de um estaqueamento, através da observação de que as estacas apresentem um 
mesmo comportamento na cravação, cabendo aos métodos estáticos ou provas de carga 
definirem a profundidade mínima a ser atingida pelas estacas. 
 
1.1.1.2 Carga admissível a partir do recalque 
 
1.1.1.2.1 A verificação do recalque pode ser feita através de cálculo por método consagrado, 
teórico ou semi-empírico, sendo as propriedades do solo obtidas em ensaios de laboratório ou “in 
situ” (eventualmente através de correlações) e levando-se em consideração as modificações 
nessas propriedades causadas pela instalação do elemento de fundação, ou por prova de carga. 
1.1.1.2.2 No caso de verificação por prova de carga, a carga admissível a carga admissível não 
pode ser superior a 
5,1
1
 daquela que produz o recalque (medido no topo) aceitável pela estrutura. 
 
1.1.1.2.2 Quando em um projeto forem especificados o tipo de estaca ou tubulão, a carga e o 
recalque admissível, a compatibilidade destes elementos deve ser verificada através da realização 
de prova de carga. Deve ser adotado um procedimento análogo no caso de elementos de 
fundação submetidos a cargas horizontais com deslocamentos especificados. 
 
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 136 
1.1.1.3 Para estacas trabalhando à tração sujeitas a esforços horizontais ou a momentos 
 
1.1.1.3.1 No caso de prova de carga à tração ou para carga horizontal, vale o coeficiente de 
segurança 2,0 à ruptura e o coeficiente de segurança 1,5 em relação à carga correspondente ao 
deslocamento compatível com a estrutura. Se a prova de carga horizontal for realizada sem carga 
vertical simultânea, a fixação do deslocamento compatível deve-se considerar a influência da 
carga vertical que atua na estaca ou tubulão. 
 
1.1.1.3.2 Em estruturas sujeitasa esforços cíclicos, as eventuais provas de carga devem ser 
feitas de modo a verificar a influência desse tipo de carregamento. 
 
 
1.1.2 Tubulão isolado 
 
1.1.2.1 De acordo com o já definido, a carga admissível sobre um tubulão isolado depende da 
sensibilidade da construção projetada aos recalques , especialmente aos recalques diferenciais, os 
quais de ordinário são os que prejudicam a sua estabilidade. 
 
1.1.2.2 A carga admissível pode ser determinada através de métodos teóricos, provas de carga e 
correlações. 
 
a) Métodos teóricos 
 
Como no caso de estacas, a capacidade de carga na ruptura de um tubulão é dada pela 
soma das duas parcelas, sendo a primeira correspondente ao atrito lateral e a segunda à 
resistência de ponta; 
 A determinação das duas parcelas deve ser feita de acordo com teoria desenvolvida pela 
Mecânica dos Solos, que leva em conta as características dos solos atravessados e de apoio, a 
técnica executiva e a existência ou não de base alargada; 
 A partir do valor calculado, a carga admissível é obtida mediante a aplicação de um 
coeficiente de segurança que deve ser igual ao recomendado pelo autor da teoria, válidas as 
considerações de Pressão Admissível para Fundações Superficiais; 
 Quanto ao atrito lateral, ver o disposto em 1.1.1.1; 
 
b) Provas de carga 
 
A capacidade de carga pode ser determinada por provas de carga. Na determinação da 
carga admissível, o coeficiente de segurança contra a ruptura deve ser no mínimo igual a 2,0, 
devendo contudo observar que durante a prova de carga o atrito dera sempre positivo, ainda que 
venha a ser negativo ao longo da vida útil do tubulão. Tal fato terá repercussões diretas no item 
1.1.1.1.5; 
O tubulão a ser ensaiado deve ser um dos tubulões a ser utilizado na obra, e caso isso não 
seja possível, um tubulão executado de maneira a reproduzir o mais próximo possível das 
condições dos tubulões a serem utilizados e com dimensões tais que os resultados obtidos 
possam ser satisfatoriamente analisados e corretamente extrapolados. 
 
Nota: São válidas as demais prescrições aplicáveis às estacas conforme 1.1.1.1; 
 
c) Correlações 
 
A capacidade de carga do tubulão pode ser determinada através de correlações diversas, 
devidamente justificadas. 
 
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 137 
1.1.3 Efeito de grupo de estacas ou tubulões 
 
1.1.3.1 Entende-se por efeito de grupo de estacas ou tubulões, o processo de interação das 
diversas estacas ou tubulões que constituem uma fundação, ao transmitirem ao solo as cargas 
que lhes são aplicadas. Essa interação acarreta uma superposição de tensões, de tal sorte que o 
recalque do grupo de estacas ou tubulões, para a mesma carga por estaca é, em geral, diferente 
do recalque da estaca ou tubulão isolado. 
 
1.1.3.2 A carga admissível de um grupo de estacas ou tubulões, e assente a uma profundidade 
não pode ser maior que a de uma sapata de mesmo contorno que o do grupo. Se assente a uma 
profundidade acima das pontas das estacas ou tubulões igual a 1/3 do comprimento de 
penetração da camada suporte (ver Figura), a distribuição de pressões calculada por um dos 
métodos consagrados na Mecânica dos Solos. Em particular, deve ser feita uma verificação de 
recalques, que é, sobretudo, importante quando houver uma camada compressível abaixo da 
camada onde assentam as estacas. 
 
 
 
 
 
1.1.3.2.1 No caso particular de conjunto de tubulões de base alargada a verificação deve ser feita 
em relação a uma sapata que envolva as bases alargadas e seja apoiada na mesma cota de apoio 
dos tubulões. 
 
1.1.3.2.2 Pode-se adotar qualquer outro método consagrado de cálculo, desde que leve em 
conta as características reais do comportamento do solo. 
 
1.1.3.3 Atendida a consideração de 1.1.3.2, o espaçamento mínimo entre as estacas ou tubulões 
paralelos fica condicionado, apenas, às razões de ordem executiva. 
 
1.1.3.4 As considerações de 1.1.3.2 não são válidas para blocos de elementos inclinados. 
 
 
1.2 Emendas de Estacas 
 
 As estacas de madeira, aço, de concreto armado ou protendido podem ser emendadas, 
desde que as seções emendadas possam resistir a todas as solicitações que nelas ocorram durante 
o manuseio, à cravação e durante o trabalho da estaca. 
 
 Atenção especial deve ser dada aos esforços de tração decorrente da cravação por 
percussão ou vibração. 
 
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 138 
 No caso de estacas metálicas, o eletrodo a ser utilizado na solda deve ser compatível com 
o material da estaca. O uso de telas parafusadas ou soldadas é obrigatório nas emendas, sendo 
que seu dimensionamento deve satisfazer às normas em vigor. 
 
 
 
 
 
A foto ao lado mostra-nos uma 
emenda de duas estacas através de 
soldagem. 
As peças são produzidas com anéis 
metálicos, incorporados às duas 
extremidades, e com comprimentos padrões 
até 12 metros 
 
 
 
 
 
1.3 Preparo de cabeças e ligação com o bloco de coroamento 
 
1 O topo de estacas pré-moldadas danificado durante a cravação ou acima da cota 
de arrasamento deve ser demolido. Nessa operação dede-se empregar, nas estacas de seção 
transversal menor que 2000 cm
2
 um ponteiro trabalhando com pequena inclinação em relação à 
horizontal. Nas estacas de maior seção, pode-se utilizar um martelete leve, tomando-se o mesmo 
cuidado quanto à inclinação, recompondo-se quando necessário o trecho de estaca até a cota de 
arrasamento. 
 
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 139 
2 As estacas moldadas no solo apresentam, em geral, um excesso de concreto em 
relação à cota de arrasamento, o qual deve ser retirado, com os mesmos cuidados indicados no 
item anterior. É indispensável que o desbastamento do excesso de concreto seja levado até 
atingir o concreto de boa qualidade, ainda que isso venha a ocorrer abaixo da cota de 
arrasamento, recompondo-se, a seguir, o trecho de estaca até essa cota. 
 
3 No caso de estacas de aço ou madeira, deve ser cortado o treco danificado durante 
a cravação ou o excesso em relação à cota de arrasamento, recompondo-se, quando necessário, o 
trecho da estaca até essa cota. 
4 Nas estacas de concreto, quando a armadura da mesma não tiver função resistente 
após a cravação, não há necessidade de sua penetração no bloco de coroamento. Caso contrário, 
a armadura deve penetrar suficientemente no bloco a fim de transmitir a solicitação 
correspondente. 
5 Nas estacas de aço de perfis laminados ou soldados, quando se tratar de estacas de 
compressão, basta uma penetração de 20 cm no bloco. Pode-se, eventualmente, fazer uma 
fretagem, através de espiral, em cada estaca nesse trecho. No caso de estacas trabalhando à 
tração, deve-se soldar uma armadura de modo a transmitir as solicitações correspondentes. 
 6 No caso de estacas de aço tubulares, ou se utiliza o disposto em 5 ou, se a estaca 
for cheira de concreto até a altura tal que transmita a carga por aderência à camisa, o disposto em 
4 como estaca de concreto. 
7 Nas estacas vazadas de concreto ou aço, antes da concretagem do bloco, o furo 
central deve ser convenientemente tamponado. 
8 O topo dos tubulões apresenta, normalmente, dependendo do tipo de 
concretagem, concreto não satisfatório. O mesmo deve ser removido até que se atinja material 
adequado, ainda que abaixo da conta de arrasamento prevista, reconcretando-se a seguir o trecho 
eventualmente cortado abaixo dessa cota. 
9 Tubulões sujeitos apenas a esforços de compressão não precisam ter ferragem de 
ligação com o bloco de coroamento, se este existir. 
10 Em qualquer caso, deve ser garantida a transferência adequada de carga do pilar 
para o tubulão. 
11 É obrigatório o usode lastro de concreto magro em espessura não inferior a 10 cm 
para execução do bloco de coroamento de estaca ou tubulão. No caso de estacas de concreto ou 
madeira e tubulões, o topo dessa camada deve ficar 5 cm abaixo do topo acabado da estaca ou 
tubulão. 
 
1.4 Blocos de coroamento 
 
Podemos definir blocos de coroamento como maciços de concreto armado que 
solidarizam as cabeças das estacas responsáveis pela transmissão dos esforços, provenientes de 
um mesmo pilar, até uma camada resistente do solo. No caso desta transmissão ser feita por uma 
única estaca, os blocos de coroamento servirão como elemento entre a estaca e o pilar. 
 
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 140 
 
Detalhe de bloco com duas estacas e 
concretagem de bloco triangular – com três estacas 
 
Sempre que se utiliza estaqueamento é necessário que exista bloco de ligação entre a 
estrutura e a (as) estaca (as), logo, esse elemento tem importância fundamental na edificação, 
porém não permite uma inspeção visual quando está em serviço. Por isso é necessário conhecer 
seu comportamento quando está sobre a ação ou efeito de cargas. Os blocos são estruturas 
tridimensionais, o que torna seu funcionamento complexo. (FERREIRA et al, 2015) 
 
A distribuição das estacas no bloco de coroamento deve ser feita de forma que se obtenha 
segurança e economia. De acordo com o número de estacas por bloco as disposições das mesmas 
são feitas de maneiras diferentes, como pode ser visto em sugestão de Alonso (1983). 
 
 
Distribuição sugerida para 2ø, 3ø, 4ø, 5ø, 6ø, 7ø e 8ø de estacas. (ALONSO, 1983) 
 
Alonso (1983) apresenta na tabela a seguir, valores orientativos para o dimensionamento 
de alguns tipos de estacas, onde se vê valores mínimos para distâncias entre o eixo das estacas e 
as divisas (“a”) e para distâncias entre o eixo das estacas (“d”). 
 
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 141 
 
Tabela: Valores orientativos para o dimensionamento de estacas. (ALONSO,1983) 
 
 
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 140 
 
Unidade 06 
CAPACIDADE DE CARGA DE FUNDAÇÕES PROFUNDAS 
 
 
 
ESTIMATIVA DE CAPACIDADE DE CARGA ADMISSÍVEL 
 
A capacidade de carga de ruptura de fundações profundas, com objetivo de evitar seu 
colapso ou o escoamento do solo que lhe confere sustentação, é definida pelo menor dos dois 
valores seguintes: 
 
a) resistência estrutural do material que compõe o elemento de fundação; 
b) resistência do solo que lhe confere suporte. 
 
O conceito de carga de ruptura é relativamente diverso, dependendo da definição do seu 
autor. Segundo Décourt a carga de ruptura “é definida como sendo a carga corresponde a 
deformação de ponta (ou do topo) da estaca correspondente ao valor de 10% de seu diâmetro, no 
caso de estacas de deslocamento (grande ou pequeno) e de estacas escavadas em argilas, e de 
30% de seu diâmetro, no caso de estacas escavadas em solos granulares”. 
Neste contexto, normalmente a situação mais frágil é aquela que envolve a resistência do 
solo. Fato este que não é de difícil identificação em situações onde (1) um mesmo elemento de 
fundação, com comprimentos diferentes, colocado em um mesmo solo, apresenta capacidades de 
carga distintas (Pb > Pa); e, por outro lado, (2) um mesmo elemento de fundação, com igual 
comprimento, porém executado em solos diferentes, pode também apresentar capacidades de 
carga distintas (PII ≠ PI), conforme ilustra a Figura abaixo. 
 
 
Por esta razão, por si mesma comprovada, é extremamente prudente e não recomendável 
que a capacidade de carga admissível de elementos de fundação não deve ser pré-fixada a partir – 
exclusivamente – da capacidade resistente estrutural do elemento. Esta situação pode servir como 
referencia inicial para uma estimativa preliminar do número de elementos necessários (número 
de estacas para absorver a carga de um pilar, por exemplo), mas a capacidade de carga admissível 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 141 
final continuará dependendo de dados do solo e da profundidade de implantação do 
elemento, além do tipo da estaca. (Giugliani, E., 2006 - Notas de Aula - Estruturas de Concreto 
Armado III - Departamento de Engenharia Civil, PUCRS) 
 A capacidade de carga última Pu de uma fundação profunda do tipo estaca (em tubulões 
despreza-se frequentemente o atrito lateral) se compõe de duas parcelas: A resistência de atrito 
lateral (Psu) e a resistência de ponta (Pbu ) 
 
Pu = Psu + Pbu 
 
 Se, no entanto, por qualquer motivo (por exemplo: adensamento de uma camada 
compressível), o movimento relativo so1o-estaca é ta1 que o solo se desloca mais que a estaca, 
ocorre o chamado atrito negativo (solo sobre a estaca), o qual sobrecarrega a estaca. Isto pode 
ocorrer quando proveniente da carga do aterro ou ocasionado pelo aumento das pressões efetivas 
devidas a um rebaixamento do nível do lençol d'àgua. 
 
Os dois terrnos Psu e Pbu, reconhece-se, são difíceis de serem avaliados corretamente. 
Daí o grande número de fórmulas, baseadas em hipóteses mais ou menos questionáveis. 
 
 ESTACAS DE PONTA OU FLUTUANTE: 
 Se Pbu » Psu diz-se que a estaca trabalha de ponta e se Psu » Pbu diz-se que a estaca 
trabalha por atrito (é a chamada estaca flutuante). 
 
 
6.1 – Determinação da Capacidade de Carga 
 
 A determinação da capacidade de carga de uma estaca isolada pode ser feita por 
fórmulas estáticas (teóricas ou empíricas), fórmulas dinâmicas, ou provas de carga. Existem 
várias teorias de capacidade de carga, devidas a diferentes autores. 
 
 Prova de Carga 
A avaliação da carga de ruptura de uma estaca pode ser feita através da interpretação das 
curvas carga-recalque obtidas de provas de carga estáticas executadas por diversos métodos. 
Entre eles podem ser citados o prescrito na NBR-6122, o de Davisson e o de Van der Veen... 
 A utilização deste procedimento, no entanto se justifica para grandes obras ou para 
aquelas em que há muita incerteza no seu dimensionamento. 
 
 
 
 Formulação Estática 
 Utiliza-se de métodos convencionais da Mecânica dos Solos para a avaliação, a partir de 
parâmetros previamente determinados 
 
 Formulação Dinâmica 
 Utiliza-se de dados obtidos no campo, na cravação da estaca 
A interpretação destas verificações não 
serão abordadas neste curso, que se propõe 
a fazer uma introdução à prática da 
Engenharia de Fundações. 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 142 
6.2 - Formulação Estática 
 
 Adiante apresentaremos uma formulação conceitual básica, para o dimensionamento de 
estacas (em geral), que nem sempre é possível de se aplicar: Utilizaremos - como será visto no 
item seguinte - diferentes Métodos de Cálculo que nos possibilitarão tal avaliação 
(quantificação), de uma forma eminentemente prática - 6.4 - Métodos Diretos para Cálculo da 
Capacidade de Carga por meio do SPT. 
 
Essas fórmulas, de emprego mais recente que as dinâmicas, baseiam-se nas 
caracteristicas do terreno, as quais deverão ser determinadas experimentalmente em cada caso. 
 
Duas circunstâncias levaram ao seu estabelecimento: 
 * uma resultou das críticas e restrições que recaem sobre as fórmulas dinâmicas 
 * e outra foi o aparecimento dos tipos de estacas moldadas "in loco", às quais não se 
aplicam .as fórmulas de cravação. 
 
Formulação Teórica-Conceitual 
 (Segundo Poulos e Davis em “Pile Foundation Analysis and Design - 1980) 
 
Nesta formulação apresentada é utilizada a nomenclatura para atrito e coesão: 
 a ângulo de atrito estaca - solo Caadesão (coesão) estaca - solo 
 a’ ângulo de atrito efetivo estaca-solo Ca’ adesão efetiva estaca -solo 
 u ângulo de atrito do solo não drenado Cu adesão do solo não drenada 
 ’ ângulo de atrito efetivo do solo C’ adesão efetiva do solo 
 
 A capacidade de carga de uma estaca, Pu, compõe-se de duas parcelas a resintência de 
atrito lateral, Psu, e a resistência de ponta, Pbu. 
 
Pu = Psu + Pbu - W 
 
Capacidade de Resistência relativa Resistência. Peso da 
carga “última” ao Atrito Lateral relativa a Base estaca 
 
 Para o cálculo da resultante de reação do solo (força de reação – referido aqui como 
capacidade de carga) utilização do conceito de tensão = força/área, tendo como conseqüência a 
expressão para a força de reação = tensão solo/estrutura * área. Observe nas expressões abaixo: 
 
Parcela devido ao Atrito Lateral - Psu 
 
Psu = P a
L dz0 Resistência (tensão) de cisalhamento ao longo de toda a área 
 L = Perímetro 
 
 a = Ca + u tg a 
 
 resistência ao adesão tensão ângulo de atrito 
 cisalhamento solo normal entre solo - estrutura 
 solo - estaca estaca entre solo-estaca 
 
A tensão normal entre solo-estaca pode ser determinada a partir da tensão vertical: 
 
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 143 
u = Ks v , sendo Ks o coeficiente de pressão lateral 
 
Então a Resistência ao Atrito Lateral pode ser escrito: 
 
Psu = P
L
0
 ( ca + v Ks tg a ) dz 
 
ou de uma forma mais simples, e prática, podemos escrever: 
 
 
 
 
Parcela devido a Capacidade de Suporte da Base - Pbu 
 
Pbu determinado a partir de teorias de capacidades de carga dos solos 
 
Pbu = Ab ( cNc + vbNq + 0,5 dN ) 
 
sendo vb = h (sobrecarga) 
 Parcela 0,5 d N : Muito pequeno - d - neste tipo de fundação 
 
ou de uma forma mais simples, e prática, podemos escrever: 
 
 
 
 
SOLOS COM RESISTÊNCIA NÃO-DRENADAS E DRENADAS 
(ARGILAS SATURADAS, AREIAS, ...) 
Fazendo agora uma avaliação das condições de capacidade de carga em termos de resistência não 
drenada e resistência drenada, temos: 
 Para condição não drenada ou carregamento rápido 
 c , , ca , não drenado 
 v , vb , Tensão total 
 Para areias ou carregamento lento 
 c‟, ‟, ca , drenado 
 v , vb , tensões efetivas 
 
 
6.2.1 - Capacidade de carga em argilas 
 
 6.2.1.1 - Não drenado 
u = 0 
a = 0 Pu = P c dz A c N Wa b u c vb
L
. . ( )
0
 
Nq = 1 
N = 0 adesão coesão 
 não não 
 drenada drenada 
Psu = Afuste fu atrito lateral médio 
Pbu = Abase qu resistência de ponta. 
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 144 
No caso de fundações profundas em estacas temos um pequeno diâmetro, logo: 
 
 Ab. vb W P c dz A c Na b u c
L
.
0
 
 
 tipo estaca 
Os valores de ca é função do tipo solo 
 métodos de instalação 
 
como exemplos Argila Mole cuescrito também da seguinte forma: 
 
 
 
 P h = R e + Z 
 
onde: 
 
P = peso do martelo; 
h = altura de queda; . 
R = resistência oferecida pelo terreno 
 à penetração da estaca; 
e = nega; 
Z = soma das perdas de energia durante 
 a cravação (compressão do terreno, 
 da estaca, do capacete etc.). 
 
 
 
 
 A dificuldade consiste na determinação do valor de Z, daí se originando, pelas hipóteses 
admitidas para avaliá-lo, as diferentes fórmulas dinâmicas. A utilização prática dessas 
fórmulas - assunto muito discutido - encontra-se atualmente limitada às areias, tendo em 
vista a diferença de comportamentos dinâmico e estático das estacas em argila, conforme 
estudos comparativos realizados pela American Society of Civil Engieneers (ASCE), entre 
outras. 
 
 Por outro lado, das observações práticas sobre o emprego destas fórmulas, conclui-se que 
as mais complicadas não conduzem a nenhuma vantagem sobre o emprego das mais simples. 
 
 
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 147 
 Face ao exposto, apresentaremos umas delas, escolhidas dentre as mais simples e as de 
maior emprego. 
Fórmula de BRIX 
 
 Vejamos inicialmente a fórmula de Brix, cujo fundamento é a teoria do choque 
newtoniano, apesar desta não se aplicar aos problemas dessa natureza. 
 
Admitamos inicialmente as seguintes hipóteses simplificadoras: 
 a) despreza-se a elasticidade que possam apresentar a estaca e o martelo; 
 b) admite-se que, logo após o choque, o martelo separe-se da estaca para efetuar o 
segundo golpe, não continuando o seu peso a auxiliar a penetração da estaca. 
 
 Deste modo, igualando as expressões do trabalho resistente Re (onde R é a resultante das 
forças exercidas pelo solo e “e”a penetração da estaca para um golpe do martelo) e da energia 
cinética 
Q
g
u
.
2
2
 com que a estaca inicia a penetração (onde „Q‟ é o peso da estaca, „g‟ a 
aceleração da gravidade e „u‟ a velocidade comum dos dois corpos supostos inelástico - martelo e 
estaca - no instante do choque), temos: 
Re = 
Q
g
u
.
2
2
 
 
 A teoria do choque, para corpos de massas m1 e m2 animados respectivamente das 
velocidades v1 e v2 , fornece-nos 
u
m v m v
m m
1 1 2 2
1 2
 
 
Para os corpos martelo-estaca, temos: 
m1 = 
P
g
 (P é o peso do martelo) 
v1 = 2gh (h é a altura de queda do martelo sobre a estaca) 
m2 = 
Q
g
 
v2 = 0 
donde: u
P
g
gh
P Q
g
P
P Q
gh
2
2 
 
Elevando ao quadrado e substituindo (1), vem : 
Re = Qh
P
P Q
2
2( )
, 
ou 
R = 
eQP
QhP
2
2
)(
 que é a conhecida fórmula de Brix. 
 
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 148 
 Adotando-se um coeficiente de segurança (5 é o valor recomendado por alguns autores), a 
fórmula nos dará a carga admissível sobre a estaca. 
 
 
P = 
R
FS
, 
 
 Uma fórmula de uso também muito generalizado é a chamada fórmula dos holandeses 
(Woltmann): 
eQP
hP
R
)(
2
 
 
 à qual se aplica um coeficiente segurança igual a 10, aconselhado por Chellis. 
 
 
NEGA 
 O uso destas expressões matemáticas permite a determinação de valores numéricos 
limites para a chamada “nega” das estacas, ou seja, o valor que deve ser obtido na cravação para 
“garantir” dinamicamente (vejam que são utilizados fatores de segurança extremamente 
elevados) a capacidade de carga esperada para a estaca. 
 
 
A foto ilustra o operário com uma régua para “riscar” a estaca e medir a penetração, 
após 10 golpes para verificação da “nega” 
 
Sobre esta avaliação descreve a BENETON Fundações (2009): 
“Mesmo a capacidade de carga sendo avaliada em projeto, utilizando-se Métodos 
Estáticos Empíricos, (a ser visto adiante) o controle da capacidade de carga em estacas é 
tradicionalmente efetuado através da recusa à penetração da estaca no solo associada a uma 
determinada energia de cravação (Nega)”. 
“Considera-se satisfatória a profundidade atingida quando o elemento estrutural recusa-se 
a penetrar no solo, obtendo uma “nega” predeterminada com base em Fórmulas Dinâmicas de 
Cravação”. 
“Na prática diária, se as negas não são satisfatórias, a estaca é recusada. Ocorre que, 
sendo a nega apenas um indicador de impenetrabilidade do elemento estrutural no solo, a melhor 
utilização para tal critério, consiste no Controle de Qualidade e Homogeneidade do 
estaqueamento e não na avaliação da capacidade de carga das estacas. 
 
 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 149 
6.4 - Métodos Diretos para Cálculo da Capacidade de Carga por meio do SPT 
 
 
 A utilização dos resultados deste ensaio na determinação da capacidade de carga das 
fundações, seja quanto à ruptura, seja quanto aos recalques, pode ser feita diretamente, isto é, 
por meio de correlações entre carga de ruptura ou recalque e o índice de penetração N, ou 
indiretamente, isto é, por meio de correlações entre N e ou parâmetros de resistência ao 
cisalhamento e com previsibilidade cujos valores, assim determinados, são levados às fórmulas 
da Mecânica dos Solos. 
 
 São apresentados a seguir os procedimentos de cálculo da capacidade de carga das 
fundações profundas, encontrados na literatura especializada e mais utilizados em nosso país. 
 
 É utilizado aqui, como referência principal o trabalho “Capacidade de carga por meio 
do SPT”, publicado por Dirceu de Alencar Velloso no 2
0
 Seminário de Engenharia de 
Fundações Especiais, realizado em São Paulo entre 19 e 21 de Novembro de 1991. 
 
 
6.4.1 - MÉTODO DE MEYERHOF 
 
 Em 1956 (Meyerhof, 1956) publicou seu primeiro trabalho no Journal of the Soil 
Mechanics and Foundations Division of the American Socity of Civil Engineers. O tema foi 
retomado na “11th Terzaghi Lecture” (Meyerhof, 1976). 
 
 Os principais resultados obtidos por este autor foram os seguintes: 
 
1
o 
) Para estacas cravadas até uma profundidade Db em solo arenoso, a resistência unitária de 
ponta (em Kgf/cm
2
) é dada por: 
 
 q
ND
B
Np
b0 4
4
,
 (1.1) 
 
Onde B é o diâmetro da estaca, e a resistência unitária por atrito lateral (em Kgf/cm
2
) é dada por: 
 f
N
s 50
 (1.2) 
 
2
o
) Para siltes não-plásticos pode-se adotar como limite superior da resistência de ponta (em 
Kgf/cm
2
): 
 qp = 3N (1.3) 
 
3
o
) Para estacas escavadas em solos não coesivos a resistência de ponta é da ordem de um terço 
dos valores dados por (1.1) e (1.3) e a resistência lateral é da ordem da metade do valor dado por 
(1.2). 
 
4
o
) Para estacas com base alargada tipo franki a resistência de ponta é da ordem do dobro da 
fornecida pelas equações (1.1) e (1.3). 
 
5
o
) Se as propriedades da camada suporte arenosa variam nas proximidades da ponta da estaca, 
deve-se adotar para N um valor médio calculado ao longo de 4 diâmetros para cima e um 
diâmetro abaixo da ponta da estaca. 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 150 
 
6
o
) Quando a camada suporte arenosa for sobrejacente a uma camada fraca e a espessura H entre 
a ponta da estaca e topo desta camada fraca for menor que a espessura crítica da ordem de 10B, a 
resistência da ponta da estaca será dada por: 
 qp q
q q H
B
q0
1 0
10
1
( ).
 (1.4) 
 
 
 
7
o
) Para estacas em argilas, nenhuma relação direta entre capacidade de carga e N é apresentada. 
 
8
o
) O recalque S (em polegadas) de um grupo de estacas em areia é dado aproximadamente pela 
expressão: 
S
p B
N
2
 (1.5) 
 
Onde B é a largura do grupo de estacas, em pés; p a pressão aplicada ao solo pelo grupo de 
estacas em tsf (ou em Kgf/cm
2
) e N o S.P.T. médio ao longo de uma profundidade igual à largura 
do grupo. Paraareias siltosas, recomenda-se adotar o dobro do valor dado por (1.5). Se as estacas 
penetram D‟ na camada suporte, o valor obtido por (1.5) será multiplicado por um fator de 
influência I dado por: 
 I
D
B
1
8
05
'
. (1.6) 
 
 
EXPERIÊNCIA BRASILEIRA – MÉTODOS SEMI-EMPÍRICOS 
 De acordo com a NBR 6122, são considerados métodos semi-empíricos aqueles 
em que as propriedades dos materiais, estimados com base em correlações, são usadas em 
teorias adaptadas da Mecânica dos Solos. 
 “É o caso típico dos métodos de Aoki & Velloso (1975) e de Décourt & Quaresma 
(1978), propostos para fundações em estacas, mas que podem ser utilizados para 
determinação da tensão admissível em fundações por tubulões, considerando-os como 
“estacas” escavadas”. (CINTRA e outros, 2003) 
 
 São relações relativamente simples, porém baseado em experiência dos seus 
autores – com base em estudos estatísticos (como destaca Schnaid, 2000, que atribui os 
métodos como “estatístico” nas próprias denominações dos mesmos) e que devem ser 
aplicados com bastante propriedade. 
 
 onde: qo e q1 são resistências limites na 
camada fraca inferior e na camda resistente, 
respectivamente. 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 151 
A preocupação do seu uso indevido levou Dirceu Velloso a escrever em 1998: 
(publicado por Schnaid, 2000) 
 As correlações baseadas no SPT são malditas, 
porém são necessárias. 
Ainda assim, pelo uso indevido da metodologia, 
há ocasiões em que me arrependo de tê-las publicado. 
 
 
6.4.2 - MÉTODO ESTATÍSTICO DE AOKI-VELLOSO 
 
 Este método foi apresentado em contribuição ao 5
o
 Congresso Panamericano de Mecânica 
dos Solos e Engenharia de Fundações realizado em Buenos Aires, 1975 (Aoki e Velloso, 1975). 
 Este método foi originalmente concebido a partir de correlações entre os resultados dos 
ensaios de penetração estática (cone, CPT) e dinâmicos (amostrador, SPT). 
Os autores partiram de correlações estabelecidas para os solos brasileiros entre o N e a 
resistência UNITÁRIA de ponta RP em Kgf/cm
2
, pode-se escrever: 
 
 RP = K . N (2.7) 
 
Para K (em Kg /cm
2
)foram determinados inicialmente os seguintes valores (Costa Nunes e 
Velloso, 1969): 
Tabela 2.1 
TIPO DE SOLO K 
Argilas, argilas siltosas e siltes argilosos 2,0 
Argilas arenosas e siltes arenosos 3,5 
Siltes arenosos 5,5 
Areias argilosas 6,0 
Areias 10,0 
 
 Para a resistência UNITÁRIA por atrito lateral local no ensaio do cone, preferiu-se adotar 
correlações estabelecidas por Begemann (1965) entre este parâmetro e a resistência de ponta: 
 
 R 1 = . RP (2.8) 
 
Tabela 2.2 
TIPO DE SOLO (%) 
Areias finas e médias 1,2 - 1,6 
Areias siltosas 1,6 - 2,2 
Siltes areno-argilosos 2,2 - 4,0 
Argilas > 4,0 
 
 O conhecimento dessas correlações permite a estimativa dos parâmetros correspondentes 
para uma estaca pelas expressões: 
R P
RP
F
K N
F
R
R
F
K N
F
'
.
'
. .
1 1
1
1
2 2
 
 
(2.9) 
 
 
 
 (2.10) 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 152 
 Os coeficientes F1 e F2 levam em consideração a diferença de comportamento entre a 
estaca (protótipo) e o cone (modelo). Seus valores foram determinados por comparações com 
resultados de provas de carga: 
 
Os valores de F1 e F2 foram inicialmente avaliados para estacas Franki, Metálica, Pré-
moldada de concreto e depois escavada sem distinção do diâmetro. Posteriormente estes valores 
foram reavaliados (1988) e sugeridos novos parâmetros para outras estacas, assim como, para 
os valores apresentados na Tabela 2.4 - de Coeficientes K e (corresponde ao segundo 
número das tabelas, para os casos em que houve proposta de modificação). Estes valores foram 
publicados por Laprovitera (1988) em dissertação de mestrado. Estes, contudo não vem sendo 
utilizados com certa frequência pelo meio técnico, não sendo recomendados o seu uso, a não ser 
quando devidamente justificado. 
 
Tabela 2.3 
TIPO DE SOLO F1 - reavaliados (1988) F2 - reavaliados (1988) 
Franki 2,5 5,0 - 2,0 
Metálica 1,75 - 1,7 3,5 - 3,0 
Pré-moldada de concreto D 60 cm 2,5 1,4 
Escavada D 2 x Carga útil da estaca 
 
Utilização em cálculo de tubulões: (Cintra e outros, 2003) 
* Considera exclusivamente a resistência de base 
* Aplica-se um fator de segurança mínimo de 3 por se tratar de caso em que se considera 
exclusivamente a resistência de base (NBR 6122/96) 
* O coeficiente F1 para estaca escavada pode ser considerado igual a 3, de acordo com Aoki e 
Alonso (1992), apud Cintra e Aoki (1999). 
Psu = Afuste fu atrito lateral médio 
Pbu = Abase qu resistência de ponta. 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 154 
 Interessante registro pode ser visto na foto apresentada a seguir, da presença dos 
Professores Nelson Aoki e Dirceu Velloso na UFJF, em participação no 1
0
 Congresso de 
Engenharia Civil realizado em 1994. Estão também neste registro o ilustre Prof. Vitor F. B. de 
Melo, este Prefessor e alunos da nossa Faculdade. 
 
 
Presença dos Profs. Aoki e Velloso na UFJF, em 1994, em palestra sobre 
“Estaqueamento de Encontro de Pontes” 
 
 
6.4.3 - MÉTODO ESTATÍSTICO DE DÉCOURT-QUARESMA 
 
 Em 1978 os Engs. Luciano Décourt e Arthur Quaresma apresentaram ao 6
o
 Congresso 
Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações um método para a determinação da 
capacidade de carga de estacas a partir de valores de SPT, que transcrevemos parte dele: 
 
 “Nesse, trabalho é apresentado processo expedido para a determinação da carga 
admissível deestacas a partir, apenas, dos dados normalmente fornecidos por sondagens (SPT)”. 
 
 Não se visou a obtenção de valores exatos, mas sim de estimativas que fossem além de 
bastante aproximadas, seguras e de fácil determinação. 
 
1. Generalidades 
 Há vários anos, vem o primeiro autor utilizando os valores de SPT para avaliar, tanto a 
resistência por atrito lateral de estacas, quanto sua resistência de ponta. Os coeficientes então 
utilizados eram fruto apenas de experiência profissional, sem nunca terem sido confrontados, de 
forma sistemática, com dados fornecidos por provas de carga. 
 
2. Processo de Cálculo 
 O processo ora apresentado leva em conta os valores de SPT além de, no caso da 
resistência de ponta, o tipo de solo. 
 
 Para a estimativa da resistência UNITÁRIA lateral propôs inicialmente a utilização da 
Tabela I, considerando os valores médios de SPT ao longo do fuste, sem levar em conta aqueles 
utilizados para a estimativa da resistência de ponta. Nenhuma distinção é feita quanto ao tipo de 
solo. (obs.: l Kg /cm
2
 = 10t/ m
2
 = 100 KPa = 0,1 MPa) 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 155 
TABELA I 
SPT 
(médio ao longo do fuste) 
ADESÃO 
(t/m
2
) 
 3 2 
6 3 
9 4 
12 5 
 15 6 
 
 Para a estimativa da resistência UNITÁRIA de ponta (em t/m
2
) utiliza-se a 
seguinte expressão: 
qp = C.N. 
 
 onde: C é um coeficiente tirado da Tabela II e N é a resistência a penetração (SPT), 
tornando o valor médio entre correspondente à ponta da estaca, o imediatamente anterior e o 
imediatamente posterior. 
 
TABELA II 
SOLO C (t/m
2
) 
Argilas 10 
Siltes (alt. de rocha) 30 
Areias 50 
 
3. Análises Efetuadas 
 
 Foram consideradas 41 provas de carga executadas pelo segundo autor para serem 
confrontadas com os valores obtidos pelo processo acima indicado. 
 Os valores obtidos confirmaram, em linha gerais, os dados da Tabela I e nos levaram a 
rever a Tabela II. 
 
 Na Tabela III são apresentados os dados considerados mais adequados. 
 
TABELA III 
SOLO C (t/m
2
) 
Argilas 12 
Siltes argilosos (alt. de rocha) 20 
Siltes arenosos (alt. de rocha) 25 
Areias 40 
 
 Entre as 41 provas de carga apenas 13 apresentaram dados de ruptura. 
 No trabalho original são apresentamos os valores de ruptura calculados e os fornecidos 
pelas provas de carga. 
 Por outro lado para podermos utilizar dados de todas as provas procuramos trabalhar com 
valores de cargas admissíveis e não de cargas de ruptura. 
 
 No trabalho original são apresentados os dados de todas as estacas e sondagens 
analisadas, assim como os valores de cargas admissíveis, calculados e medidos. 
 No trabalho original são também apresentados em gráfico os valores de carga admissível, 
calculados e medidos. 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 156 
4. Considerações Sobre Estacas de outros Tipos 
 
 Embora o estudo tenha sido efetuado basicamente para estacas pré-moldadas de concreto, 
admitimos em primeira aproximação que seja também válida para estacas tipo Franki, para 
estacas Strauss (apenas com ponta em argila, como aliás, deve sempre ocorrer) e estacas 
escavadas. 
 
 Os autores não apresentam qualquer indicação (nesta versão apresentada, a esta data) 
quanto ao coeficiente de segurança a adotar. 
 
 
Contribuições ao MÉTODO por DÉCOURT (1982) 
 
 O Eng. Décourt tem procurado aperfeiçoar o método exposto no item 6.4.3. Em 1982, 
levou ao 2
o
 Simpósio Europeu sobre Ensaios de Penetração (Amsterdam) uma contribuição em 
que propõe: 
1
o
) A resistência lateral, em tf/m
2
, é dada por: 
q
N
s 3
1 (4.13) 
onde N é o valor médio do N ao longo do fuste. A expressão independe do tipo de solo. 
 
2
o
) Na determinação de N os valores de N maiores que 50 devem ser considerados iguais a 50. 
 
3
o
) A resistência de ponta é calculada como apresentado anteriormente. 
 
4
o
) A carga admissível de uma estaca cravada é determinada aplicando-se um coeficiente de 
segurança global igual a 2 à soma das cargas de ponta e lateral: 
Q
Q Q Q
u p
2 2
2
 (4.14) 
 
5
o
) Para estacas escavadas com lama bentonítica cujo recalque não deve exceder 1cm, só se 
consideraria a resistência lateral calculada pela expressão (4.13). 
 
6
o
) Quando se admite maiores recalques pode-se considerar uma resistência de ponta admissível 
que, em Kgf/cm
2
, seria igual a N/3 em que N é a média dos S.P.T.s no nível da ponta de estaca, 
1m acima e 1m abaixo. Essa resistência de ponta admissível é somada à resistência lateral. 
Uma estaca assim projetada tem um recalque em cm da ordem de 2/3 do diâmetro em metros: 
S1 (cm) = 
2
3
 D (m) (4.15) 
 
Um recalque adicional devido à deformação do solo contaminado ou amolgado é estimado pela 
expressão: 
 S
L
E2
.
 (4.16) 
onde: 
 = pressão na ponta; 
 L = espessura da camada contaminada ou amolgada; 
 E = módulo de deformação que pode ser estimada em : 
 E = 15N (Kgf/cm
2
) para argilas; 
 E = 30N (Kgf/cm
2
) para areias. 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 157 
Se S3 é o recalque necessário para a mobilização do atrito lateral, o recalque total da estaca será: 
 S = S1 + S2 + S3 (4.17) 
 
7
o
) Coeficientes de Segurança. 
 O coeficiente de segurança global F pode ser escrito: 
 
 F Fp Ff Fd Fw. . . (4.18) 
onde: Fp Coeficiente de segurança relativo aos parâmetros do solo ( = 1,1 para o atrito 
lateral; 1,35 para a resistência de ponta ). 
 Ff Coeficiente de segurança relativo à formulação adotada ( = 1,0 ). 
Fd = Coeficiente de segurança para evitar recalques excessivos ( = 1 para o atrito lateral; 
= 2,5 para a resistência de ponta ). 
 Fw Coeficiente de segurança relativo à carga de trabalho da estaca ( = 1,2 ). 
 
Com isso, ter-se-á: 
 - para a resistência lateral: 
 Fs 11 1 0 1 0 1 2 1 32 13, , , , , . 
 - para a resistência de ponta: 
 Fp 1 35 1 0 2 5 1 2 4 05 4, , , , , 
e a carga admissível na estaca será dada por: 
 
 Q
Qs
Qp
1 3 4,
 (4,19) 
 
 Em 1986, o autor (Décourt, 1986), em comunicação feita na Divisão Técnica de 
Mecânica dos Solos e Fundações do Instituto de Engenharia de São Paulo, recomendou novos 
valores para o cálculo da resistência de ponta das estacas escavadas com lama bentonítica 
(Tabela 2.7). 
 
Tabela 2.7 
TIPO DE SOLO 
 
(tf/m2) 
 
Argilas 10 
Siltes argilosos (alt, de rocha) 12 
Siltes arenosos (alt, de rocha) 14 
Areias 20 
 
 
MÉTODO DÉCOURT-QUARESMA (1996) 
 
Este método foi, posteriormente (Quaresma e outros, 1996), estendido para outros tipos 
de estacas também muito utilizadas e mais recentemente difundidas, não indicadas inicialmente. 
Para tanto, são considerados os parâmetros “α” e “ ” a seguir relacionados (Tabela 
abaixo). Estes valores são de majoração ou de minoração, respectivamente para a resistência de 
ponta e para a resistência lateral. 
 
Neste caso, a expressão geral para a determinação da carga de ruptura da estaca é dada por: 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 158 
Qu = α . qp . Ap + . qs . As 
 
(veja que as parcelas de ponta e atrito ficaram multiplicadas por alfa e beta, respectivamente) 
 
ou ainda, 
Qu = α . K. Nspt p . Ap + 10 . . [( Nspt s/3 + 1) . As] em kN/m2 
 
onde: 
Nsptp : Nspt na ponta da estaca (valor médio entre correspondente à ponta da estaca, o 
imediatamente anterior e o imediatamente posterior) 
Nspt s : Nspt ao longo do fuste da estaca 
 
 
 
DIMENSIONAMENTO 
Obtidos os valores de atrito e base unitários, tem-se o valor final de capacidade de carga 
na ruptura (último) multiplicando-se estes valores pelas suas áreas correspondentes,como no 
método de Aoki-Velloso. 
Para o cálculo da carga admissível (útil) da estaca deve-se adotar os Fatores de Segurança 
sugeridos pelos autores. 
 
Utilização em cálculo de tubulões: (Cintra e outros, 2003) 
* Considera exclusivamente a resistência de base 
* Aplica-se um fator de segurança mínimo de 4 de acordo com a recomendação dos autores para 
a resistência de base. 
 
 
6.4.4 – MÉTODO P. P. VELLOSO 
 
 Em 1981, o Eng. P.P. Velloso apresentou um critério para o cálculo de capacidade de 
carga e recalques de estacas e grupos de estacas (Velloso, 1981). 
 
Fig. 
Estaca: dimensões e solicitações 
 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 159 
 A capacidade de suporte Pu de uma estaca, com comprimento L pode ser estimada com 
base na expressão 
 
 Pu Psu Pbu (4.20) 
onde: Psu = capacidade de suporte do solo por atrito, ou aderência, lateral ao longo do 
fuste da estaca; 
 Pbu = capacidade de suporte do solo sob a base (ponta) da estaca. 
 
Os valores de Psu e Pbu poderiam ser estimados a partir das expressões: 
 
 Psu U lifui( ) Pbu Ab qu 
 
onde: 
 U = perimetro da seção transversal do fuste (diâmetro d) 
 Ab= área da base (diâmetro db) 
 = fator da execução da estaca 
 
1 0
0 5
,
,
para estacas cravadas
para estacas escavadas
 
 
= fator de carregamento 
= 
1 para estacas comprimidas
0,7para estacas tracionadas 
 
 
 = fator da dimensão da base 
1 016 0 016
0
, ,
,
db
dc
para estacas tracionadas ( para db = d )
 
 
dc = diâmetro da ponta do ensaio de cone (3,6 cm no cone holandês); 
 
fui= atrito, ou aderência, lateral médio em cada camada de solo, com espessura, atravessada 
pela estaca (UNITÁRIO). 
qu= pressão de ruptura do solo sob a ponta da estaca (UNITÁRIO). 
 
 ** No caso de se dispor dos resultados de um ensaio de penetração do cone, nas 
imediações da estaca, pode-se adotar: 
 fu = fc 
 qu
qc qc1 2
2
 
 
fc = atrito, ou aderência, lateral medida na haste ( lisa ) do ensaio de cone. 
qc1= média dos valores medidos da resistência de ponta (qc ) no ensaio de cone, numa espessura 
igual a 8db logo acima do nivel da ponta da estaca (adotar valores nulos de qc, acima do nivel do 
terreno, quando L = db). 
qc2 = idem, numa espessura igual a 3,5 db logo abaixo do nível da ponta da estaca. 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 160 
 ** No caso de se dispor apenas dos resultados de sondagem a percussão, pode-se adotar: 
 qu = a N + b 
fu = a‟N + b‟ (para Ncom blocos de 1, 2, 3 e 4 estacas 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 163 
 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 164 
6.7 – Exercícios 
 
1- Utilizando o método de Aoki e Velloso, calcular a carga admissível de uma estaca do tipo 
Franki, com diâmetro do fuste = 40 cm e volume da base V= 180 l. O comprimento da estaca e 
as características geotécnicas do solo são dados a seguir. 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 165 
 
 
Observe que neste exemplo o cálculo foi feito calculando: 
 
1
0
) os parâmetros fixos da geometria da estaca 
2
0
) o atrito lateral correspondente a cada horizonte de solo, adotado os parâmetros k e α 
3
0
) a carga admissível, adotado o fator de segurança global – final sem distingir ponta e 
atrito lateral (como proposto pelos autores) 
4
0
) Por fim, foi avaliada a capacidade estrutural máxima 
 
2- Utilizando o exemplo anterior (método de Aoki e Velloso, estaca do tipo Franki, com 
diâmetro do fuste = 40 cm) calcular a carga admissível para a estaca assente no perfil 
apresentado abaixo: 
 
 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 166 
Dimensionamento 
Este mesmo cálculo poderá ser feito por intervalos de 1 metro. Desta forma, nos permite 
definir um comprimento de estaca compatível com uma capacidade de carga que se tenha 
interesse em atender. O cálculo é feito para um comprimento maior que o requerido o que 
permite avaliar o comprimento necessário para a estaca. 
 
3- Considerando o perfil abaixo (Shopping Vila Guilherme - SP), determine a capacidade de 
carga estática admissível (tf) para um comprimento de estaca (pré-moldada) fixado em 9,0m e 
= 20 cm. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
MÉTODO DÉCOURT-QUARESMA (1978) 
 PsuPbuQu 
 lsppu AqAqQ 
a) Atrito lateral: 
 
 SPT 7 
 9 
 14 
 5 
 2 
 3 
 4 
 14 
 9,0 23 SPTs de ponta: 14 / 23 / 20 
 20 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 167 
 
Atrito lateral médio = Adesão média (A): 
SPT7 = 6,28 )/(09,3 2mtA Não considerados no cálculo da adesão os SPT utilizados 
para a resistência de ponta anterior e posterior (14 / 23 / 20). 
Pode-se usar a tabela I ou a expressão: A = 1
3
N
qs (Décourt, 1982) 
Psu = Adesão média x Al hp = 25670090063 cmhp 
tPsu
Psu
52,17
67,509,3
 
 
b) Resistência de ponta: 
 
Ncqp 
 
19
3
202314
N 
40c (tabela III) 
)/(7601940 2mtqp 
Pbu tmAq bp 86,230314,0760 2
 
 
c) Resistência total: 
 
tPPQ
ubusu 38,4186,2352,17 
 
Utilizando FS = 2 (Fator Global), temos: 
tQ 69,20
2
38,41
 
 
 
MÉTODO AOKI VELLOSO (1975) 
PsuPbuQu 
AlRApRQu lp 
lp RRunitáriaR 
21 F
KN
F
KN
Runit 
a) Resistência de ponta: 
SPTNKRp 
 
Areia argilosa: K = 6,0 ou 5,3 (valor reavaliado em 1988) e = 3 
Considerando F1 = 1,75 ou 1,9 (reavaliado) 
Não utilizados os dados da reavaliação do método, temos: 
 
2/86,78
75,1
230.6
' cmKgfR p 
Pbu tmmt
m
t
AR pp 77,240314,0/6,788
0001,0
07886,0 22
2
 
 
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 168 
b) Atrito lateral: 
Rl = 
2F
KN
 Psu = Rl x Al Psu = K N x 
2F
lU
 (fazer o somatório, se maior que 1m) 
 
2
2
18,0
5,3
10063
m
cmcm
F
lU
 (constante) 
.
2
canas
cponta
su KN
F
lU
P 
 
Quadro para calcular o atrito lateral acumulado em cada profundidade inteira (1m) 
Profundidade (m) Valor do SPT Coef. K (t/m
2
) Coef. (/100 ) 
2F
lU
 Psu (t) 
1 
2 
3 
4 
5 
6 
7 
8 
9 
7 
9 
14 
5 
2 
3 
4 
14 
23 
33 
33 
33 
33 
33 
33 
60 
22 
60 
0,03 
0,03 
0,03 
0,03 
0,03 
0,03 
0,03 
0,04 
0,03 
 
 
 
 
0,18 
1,247 
2,851 
5,346 
6,237 
6,593 
7,128 
8,424 
10,642 
18,094 
 
tPsu 09,18 Não considerado no cálculo 100l como pode ser levado em conta, por 
exemplo, no trecho de 6,0 a 7,0 m. No caso de 6,0 a 6,8 - SPT = 4, K = 3,3 e = 0,03 e 6,8 a 7,0 
– SPT = 4, mas K = 6,0 e = 0,03. 
 
c) Resistência total: 
tPPQ
ubusu 86,4277,2409,18 
Utilizando FS = 2, temos: 
 
tQ 43,21
2
86,42
 
Utilizando FS = 2, temos: 
 
tQ 69,20
2
38,41
 
 
 
6. 8 - Efeito de Grupo 
(segundo Moraes, 1976) 
 
 
Eficiência – Grupo de Estacas 
Para o caso de estacas agrupadas sob único bloco, não estando trabalhando de “ponta”, 
faz-se necessário verificar a eficiência do conjunto devido à interferência de bulbos. Para as 
estacas pré-moldadas, quando o espaçamento entre elas não é inferior a 3 vezes o seu diâmetro, 
ou lado (seção quadrada), a capacidade de carga do grupo é igual a soma das capacidades de 
carga de cada estaca. 
 
 
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 169 
1 - Critério de Feld 
Segundo a regra prática de Feld a carga de cada estaca é reduzida de tantos 1/16 quantas 
forem as estacas vizinhas, na mesma fila ou em diagonal. É preciso, também, como para as 
estacas pré-moldadas, guardar um espaçamento entre os centros geométricos das estacas, um 
valor não inferior a 3 vezes o seu diâmetro. 
 
 
 
2 - Critério de Labarre 
Outra expressão muito usada para determinar a eficiência de um grupo de estacas é a de 
Labarre 
mn
nmmn
E
90
11
1 
Onde: 
m - número de filas 
n – número de estacas em uma fila 
- ângulo cuja tangente é igual a 
s
d
 em graus. 
s – distância entre os eixos de duas estacas. 
d – diâmetro da estaca. 
 
Exemplo de cálculo: 
 
 Como se pode notar, tanto Labarre como Feld não fazem qualquer referência ao tipo de 
solo, o que tem dado motivo a críticas. 
 
3 - Critério de Terzaghi-Peck 
 Outro procedimento é indicado por Terzaghi-Peck adotando, para capacidade de carga do 
conjunto de estacas, a expressão: 
 
fdrc UDQQ 
 
 
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 170 
Onde: 
Qdr – capacidade de carga de uma fundação direta de área igual à delimitada pelo grupo 
de estacas assentadas na profundidade Df 
Df – comprimento da estaca 
U – perímetro do bloco que envolve as estacas 
 - resistência ao cisalhamento médio do solo entre a superfície do terreno e a 
profundidade Df. 
 
Referindo-se à capacidade de carga de uma estaca, o melhor é efetuar prova de carga 
sobre uma estaca, no próprio local da obra. 
Tem sido norma geral, quando possível, adotar uma única estaca, critério condenado por 
diversos autores, entretanto, muito usado, podendo-se afirmar que os insucessos por está prática 
são poucos constatados. 
Como já foi apresentado, a capacidade de carga de um grupo de estacas sob um mesmo 
bloco não é igual à soma das capacidades de cada estaca atuando isoladamente (caso em que não 
se trabalha de “ponta”) . A eficiência de um grupo de estacas, mergulhadas em argila é sempre 
inferior a 1 (unidade), a não ser no caso de estacas pré-moldadas apoiadas unicamente pelas 
pontas. Para uma estaca isolada, existem muitos ensaios e pesquisas com a finalidade de 
determinar sua capacidade de carga; o mesmo não vem acontecendo com o grupo de estacas, 
devido aos diversos problemas que ocorrem para tais ensaios, isto é, para tais provas de cargas. 
Em 1967, A. S. Vesic afirmou que um grupo de estacas cravadas em areia homogênea 
apresentava eficiência superior à unidade, devido ao aumento de esforços horizontais e, portanto,a resistência devido ao atrito lateral, também crescia com o aumento do ângulo de atrito do solo 
com as estacas. O professor Vesic também comprovou que a eficiência de um grupo de estacas 
cresce com o afastamento entre elas, até um máximo de três diâmetros, sendo que a partir de tal 
valor a capacidade do conjunto começa a decrescer. 
 
 Exemplos de geometria de blocos: 
 
 
 
 
 FIM – 23/04/2018igual ao projetado, se o tempo da obra estava bom ou com chuvas, se o 
equipamento teve ou não problemas etc., não são mais do que registros de eventos. O controle é 
muito mais abrangente, é um acompanhamento, passo a passo, daquilo que se previu durante o 
projeto. Sua finalidade básica é detectar, o mais rapidamente possível, fatos que permitem 
concluir se o projeto que está sendo executado atende ou não às premissas do projeto e, neste 
caso, disparar todo o processo para readaptação do mesmo. Não confundir controle fundação 
com registros de eventos da fundação. 
 
Etapas do Controle durante a Execução 
 
 O controle durante a execução de uma fundação deve ser exercido em três frentes 
distintas, conforme figura apresentada. 
 
 
Figura – Etapas do controle de qualidade em fundações. (Alonso, 1991) 
 
 Frente 1: O controle do material ou dos materiais que comporão os elementos estruturais 
da fundação, tanto no que diz respeito à sua seleção, quanto às suas resistências, sua integridade 
estrutural e sua durabilidade. 
 
 Frente 2: Controle da capacidade de carga do binômio solo–fundação. Esse controle deve 
ser exercido durante a fase de instalação dos elementos estruturais que comporão a fundação. Se 
não for possível, como acontece, por exemplo, nas fundações “concretadas in loco”, onde se 
requer um tempo mínimo para a cura do concreto, deve-se lançar mão de recursos (por exemplo, 
usar cimento de alta resistência inicial, ou aditivos aceleradores de resistência) que permitam 
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abreviar o tempo decorrido entre a confecção da fundação e seu controle da capacidade de carga. 
Nesse controle deve ser escolhido e testado um número significativo de elementos para permitir a 
extrapolação de seus resultados a toda à fundação. 
 
Frente 3: Observação do comportamento da fundação, à medida que esta vai sendo 
carregada pela estrutura. Para isso deve-se estabelecer um período mínimo de observação, a ser 
fixado em função da finalidade da construção. Para esse controle, são necessárias medidas de 
recalques e de cargas reais atuantes na fundação. Infelizmente, essa etapa de controle tem sido 
negligenciada nas obras correntes (prédios e pontes), sendo realizada em poucas obras e, mesmo 
assim, de maneira incompleta, visto que, normalmente, medem-se recalques, mas não as cargas 
reais que atuam na fundação. Essas são estimadas a partir dos desenhos de cargas, cujos valores 
são teóricos e não, necessariamente, reais. 
 
 Ao se atender a essas três frente de controle da qualidade da fundação é possível conhecer 
o grau de confiabilidade dos serviços executados, permitindo a emissão de documentos técnicos 
de garantia da qualidade. A emissão formal desses documentos de controle poderá ser delegada a 
órgãos reconhecidos junto à comunidade técnica ou aos responsáveis diretos pelos serviços. 
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 15 
 
Unidade 02 
GEOTECNIA DO SUBSOLO 
 
 
Introdução: 
 
 O estudo do solo é um requisito prévio para o projeto de qualquer obra, sobretudo as de 
grande porte (obras de arte, edifícios, cortes, aterros, etc..). O conhecimento da formação 
geológica do local, o estudo das rochas, solos e minerais, bem como a verificação da presença e 
posicionamento do lençol freático, são fatores fundamentais. Como se sabe, em se tratando de 
solos e rochas, a heterogeneidade é a regra e a homogeneidade a exceção. Os estudos são, pois 
indispensáveis para se alcançar uma boa engenharia, ou seja, aquela que garante a necessária 
condição de segurança e economia. (GEOESP, 2018) 
 
2. 1 - Reconhecimento do Subsolo 
 
 
Para fins de Fundações de Edifícios 
 
A escolha do tipo de fundação é responsabilidade do engenheiro projetista e é feita 
baseada nas informações geotécnicas, as quais devem fornecer dados sobre o terreno de 
fundação. 
 O método mais comum para investigação geotécnica do subsolo de fundações de edifícios 
é o de sondagem à percussão com circulação de água, acompanhado pelo ensaio normalizado de 
penetração (SPT) ou sondagem de simples reconhecimento do solo (Normas ABNT). Este 
método fornece um perfil com descrição das camadas do solo e a resistência oferecida por elas à 
penetração de um amostrador normalizado. Pode fornecer, ainda, a profundidade do nível de 
água estático. 
 
 
Vista de um tripe de sondagem: Investigação do subsolo para a furura construção de fundações de 
estrutura de cobertura de quadras poliesportivas no campus da UFJF. 
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 16 
 Quando a fundação é rochosa, ou parcialmente rochosa, usa-se outro método de 
sondagem, a sondagem rotativa com broca de diamante e extração de testemunho de sondagem. 
A rocha amostrada é descrita e avaliada quanto à resistência. 
 
 Em casas ou construções que aplicam baixa tensão sobre o solo (fundações diretas – por 
meio de sapatas), muitas vezes não são realizadas sondagens à percussão. Pode-se executar uma 
sondagem de reconhecimento com o auxílio de um trado, sendo válido, neste caso, a experiência 
do Engenheiro responsável, ou mesmo construtor, para estabelecer até onde deve ir a escavação 
para ser colocada a fundação classificada como direta. A experiência é reforçada pelo 
conhecimento dos solos da região, com a devida atenção para as diversas condições geotécnicas 
desfavoráveis para fundações diretas, conforme ilustrado na figura a seguir. 
 
 
Condições geotécnicas desfavoráveis para fundações diretas. 
 
 
2. 2 – Formações Geológicas-Geotécnicas 
 
 O solo deve ser considerado sob o aspecto de ente natural e, como tal é tratado pelas 
ciências que estudam a natureza, como a geologia, a pedologia e a geomorfologia. 
 
 Uma boa introdução sobre o assunto voltada para a área de Engenharia Civil, é 
apresentada pelo Prof. Milton Vargas (1978). Outra boa abordagem sobre o assunto 
principalmente no que se refere as diferentes formações geológicas dos solos deve-se a Salomão 
e Antunes (1998), sendo ambas referências bibliográficas utilizadas na redação deste subitem. 
 
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 17 
 
 Vista aérea (1994) de uma “obra de terra” - Construção de um grande aterro nas proximidades 
de uma das cabeçeiras do Aeroporto de Juiz de Fora, que utilizou apenas solo como material de 
construção. Observe a coloração diferenciada do solo cortado, mostrando o contorno da antiga rocha ali 
existente, que se intemperizou, transformando-se em solo. 
 
 
 A palavra solo não tem um significado intuitivo imediato. Em português clássico, o termo 
solo significa tão somente a superfície do chão, sendo o significado original da palavra herdada 
do latim “solum”. 
 
 Agricultura Diferentes conceitos. 
 Geologia Adquire significados específicos de acordo com a finalidade. 
 Eng
a
 Civil 
 
 No campo específico da agricultura, solo é a camada de terra tratável, geralmente de 
poucos metros de espessura, que suporta as raízes das plantas. 
 Na geologia o termo adquire um significado já abordado no capítulo anterior, qual seja: 
Produto do intemperismo físico e químico das rochas, situado na parte superficial do manto de 
intemperismo. Constitui-se de material rochoso decomposto. 
 
 Com a finalidade específica da Engenharia Civil, portanto, os termos solo e rocha 
poderiam ser definidos, considerando-se o solo como todo o material da crosta terrestre que não 
oferecesse resistência intransponível à escavação mecânica e que perdesse totalmente toda 
resistência, quando em contato prolongado com a água; e rocha, aquele cuja resistência ao 
desmonte, além de ser permanente, a não ser quando em processo geológico de decomposição, 
só fosse vencida por meio de explosivos. 
 
 Portanto, sob um pontode vista puramente técnico, aplica-se o termo solo a materiais da 
crosta terrestre que servem de suporte, são arrimados, escavados ou perfurados e utilizados nas 
obras da Engenharia Civil. Tais materiais, por sua vez, reagem sob as fundações e atuam 
sobre os arrimos e coberturas, deformam-se e resistem a esforços nos aterros e taludes, 
influenciando as obras segundo suas propriedades e comportamentos. O estudo teórico e a 
verificação prática dessas propriedades e atuação é que constituem a Mecânica dos Solos. É essa 
última, portanto, um ramo da Mecânica, aplicada a um material preexistente na natureza. 
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 18 
Origem e Constituição: 
 
Mecanismo de formação dos solos 
 
(processo físico-químico de 
fragmentação e decomposição 
das rochas, transporte 
e evolução pedogênica). 
 
 
 
 
 
 
 1
o
 Estágio: Expansão e contração térmica, alternadas das rochas sãs. 
 Fraturamento mecânico 
 Decomposição química, transformando os fragmentos em argilas/areia. 
 Percolação de água e crescimento de raízes de plantas nas fissuras das 
 rochas. 
 Surgem grandes blocos a pequenos fragmentos. 
 
 2
o
 Estágio: Alteração química das espécies minerais. 
 Ataque pela água acidulada, ácidos orgânicos, oxidação .... 
 Decomposição química, transformando os fragmentos em argilas/areia. 
 
 3
o
 Estágio: Transporte por agente qualquer, para local diferente ao da transformação. 
 (Pode ou não ocorrer) 
 Formação dos “solos transportados” ou “sedimentares”. 
 
 4
o
 Estágio: Evolução pedogênica 
 Processos físico-químico e biológicos 
 Lixiviação do horizonte superficial com concentração de partículas 
coloidais (menores) no horizonte profundo. Impregnação com húmus (matéria 
orgânica) do horizonte superficial. 
 
 
 Exs.: Processo de formação. 
 
 No caso da rocha madre ser por exemplo, um basalto em clima tropical (Brasil), de 
invernos secos e verões úmidos, a decomposição se faz, principalmente, pelo ataque químico das 
águas aciduladas aos plagioclásios e outros elementos melanocráticos, dando como resultado 
predominantemente argilas. Não apareceria neste solo a fração areia, pois o basalto não contém 
quartzo, mas aparecem, em pequenas porcentagens, grãos de óxidos de ferro, muitas vezes sob a 
forma de magnetita. É o caso da terra roxa, do interior Centro-Sul do Brasil, que é 
predominantemente uma argila vermelha. 
 
 Os arenitos, das formações sedimentares brasileiras dão origem a um solo essencialmente 
arenoso, pois não existem feldspatos ou micas em sua composição. O elemento que altera é o 
cimento que aglutina os grãos de quartzo. Quando esse cimento é silicoso - forma-se um solo 
residual extremamente arenoso. Quando o cimento é argiloso aparece no solo residual de arenito 
uma pequena porcentagem de argila. 
 
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 19 
2. 3 – Classificação dos Solos 
 
Registros Fotográficos: Amostragem para classificação dos solos em laboratório ou campo 
 
 
a) Coleta em uma jazida a ser ensaiada para ser utilizada como material de construção. 
b) Coleta em um subleito de futura Avenida em São Pedro, próximo a UFJF. 
c) Investigação do subsolo através de sondagem, com amostragem para avaliação das características e 
 classificação de diferentes horizontes de solo (classificação em sondagem – no campo). 
 
a) - Quanto a Textura ou Granulometria: 
 
 Sabe-se que o comportamento dos solos está de certo modo ligado ao tamanho das 
partículas que os compõem. De acordo com a granulometria, os solos são classificados nos 
seguintes tipos, de acordo com o tamanho decrescente dos grãos: 
 
a) Pedregulhos ou cascalho b) Areias - Grossas, Médias e Finas c) Siltes d) Argilas 
 
 Na natureza, raramente um solo é do tipo “puro”, isto é, constituído na sua totalidade de 
uma única granulometria - diâmetro fixado em escalas como as apresentadas a seguir. Dessa 
maneira, o comum é o solo apresentar certa porcentagem de areia, de silte, de argila, de cascalho, 
etc. 
 
 2mm 0,06mm 0,002mm 
 
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 20 
Segundo a NBR 6502/05 tem-se quanto à textura: 
Pedregulhos grossos tem grãos compreendidos entre 20,0 e 60,0 mm; 
Pedregulhos médios tem grãos compreendidos entre 6,0 e 20,0 mm; 
Pedregulhos finos tem grãos compreendidos entre 2,0 e 6,0 mm. 
 Areias grossas: tem grãos compreendidos entre 0,60 mm e 2,0 mm; 
 Areias médias: tem grãos compreendidos entre 0,20 mm e 0,60 mm; 
 Areias finas: tem grãos compreendidos entre 0,06 mm e 0,20 mm. 
 
 A NBR 6502/05 apresenta inicialmente a terminologia para a designação relativa às 
rochas, de interesse na geotecnia, a saber: 
Bloco de Rocha: fragmento de rocha com diâmetro ( ) > 1 m; 
Matacão: entre 20 e 100 cm; 
Pedra ou Pedra-de-mão: entre 6 cm e 20 cm 
 
 Características das Frações: 
 
 Areia: A espécie mineralógica é, comumente, o quartzo. Mineral inerte, não se 
 decompondo na presença da água. 
 Argila: As pesquisas em argilas revelam, que elas são constituídas de pequeníssimos 
minerais cristalinos, chamados minerais argílicos, dentre os quais destinguem-se três 
grupos principais: caolinitas, montmorilonitas e ilitas. 
 
 Qualitativamente, a consistência de uma argila é avaliada como: 
 Muito mole, se escorre entre os dedos, quando apertada nas mãos; 
 Mole, se pode ser facilmente moldada pelos dedos; 
 Média, se pode ser moldada pelos dedos; 
 Rija, se requer grande esforço para ser moldada pelos dedos; 
 Dura, se não pode ser moldada, e quando submetida à grande esforço, desagrega-
 se ou perde a estrutura original. 
 
 Observe-se que a consistência depende do teor de umidade do solo. 
 
 Características básicas dos Solos: (em função da granulometria) 
 
Solo argiloso : Presença de coesão (atração das partículas - interação físico-química), 
propriedade responsável pela resistência à ruptura destes solos. 
 Comportamento plástico (se deixam moldar em diferentes formas) 
Solo siltoso: São solos de granulação fina que apresentam pouca ou nenhuma 
plasticidade. Um torrão de silte seco ao ar pode ser desfeito com bastante 
facilidade 
Solo arenoso: Comportamento depende apenas da sua granulometria, não importando sua 
constituição mineralógica. 
 Não apresenta coesão, sua resistência à ruptura se dá apenas por atrito entre 
suas partículas. 
 
 Como exemplo de um solo predominantemente arenoso, e que apresenta uma 
porcentagem de argila variável é o conhecido saibro, solo largamente utilizado na construção 
civil para confecção de massa de reboco e emboço de alvenaria, construção de pavimento de 
estradas... Abaixo são mostrados exemplos de composição (granulometria) de dois saibros de 
jazidas de Juiz de Fora, em %. 
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 21 
 
Jazida Pedregulho Areia Silte Argila 
Linhares 0.2 90.7 2.8 6.3 
Milho Branco 0.3 70.1 17.3 12.3 
 
 Nomeclatura: 
 
 Tendo-se como referência a granulometria atribui-se a nomenclatura baseado na 
predominância de uma fração ou na conjunção de diferentes frações granulométricas. 
 Exemplos: Pedregulhoso, arenoso, siltoso, argiloso ou argilo-arenoso % argila 
 % areia 
 
 Ex.: Formação de um solo com a rocha mãe sendo o granito 
 GRANITO Rocha 
 M.E. (Feldspatos, Muscovita, Biotita e Quartzo) 
 Silicato de Silicato Hidratado de Silica 
 Al e K Al e K Al,K,Fe e Mg 
 Intemperismo 
 Minerais Grãos Minerais Material 
 Argílicos (Palhetas)Argílicos Granular (areia) 
 
 SOLO Tamanhos de Grãos diferentes 
 ARENO-ARGILOSO 
 M. A. (Zircão e Apatita) 
 
 Obs. M. E. = Minerais Essenciais e M. A. Minerais Acessórios 
 
Registros Fotográficos: Ensaios para determinação de granulometria e posterior 
classificação de amostras de solo, em laboratório. 
 
 
a) Diversas amostras em pátio (UFJF) de secagem ao ar, a serem ensaiadas. 
b) Tigelas esmaltadas com solo lavado, submetido ao ensaio de granulometria. 
c) Laboratoristas operando equipamentos, realizando anotações e cálculos de ensaios de laboratório. 
 
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 22 
b - Quanto a Origem de Seus Constituintes: (Genética - Formação Geológica) 
 
 Quando o solo, produto do processo de “decomposição” das rochas permanece no próprio 
local em que se deu o fenômeno, ele se chama “residual”. Quando em seguida é carregado pela 
água das enxurradas ou rios, pelo vento ou pela gravidade - ou por vários desses agentes 
simultaneamente - ele é dito “transportado” ou “sedimentar”. Existem outras designações (tipos) 
de solos. Há aqueles nos quais aparecem elementos de decomposição orgânica que se misturam 
ao solo transportado, existem os solos provenientes de uma evolução pedogênica, tais como os 
solos superficiais que suportam as raízes das plantas ou os solos “porosos” dos países tropicais. 
Basicamente podem serem estabelecidos as seguintes formações: 
 
 2. 3. 1 – Solos in situ ou Residual 
 2. 3. 2 – Solos Transportados (Sedimentares) 
 coluviões - gravidade 
 tálus - gravidade (água) 
 aluviões - água 
 terraços fluviais - água 
 sedimentos marinhos 
 eólicos - vento 
 2. 3. 3 – Outros Solos 
 Orgânicos 
 Turfas 
 Pedogênicos (lateríticos) 
 
 No desenvolvimento do projeto de fundações é importante que o profissional Engenheiro 
identifique claramente em que tipo de formação geológico-geotécnica será implantado o projeto. 
Esta compreenção contribue muito para o desenvolvimento de um projeto efetivamente adequado 
às particularidades geotécnicas que se apresentam. Assim, cada uma das formações acima 
descritas serão abordadas nos itens seguintes. 
 
 
 
2. 3. 1 - Solos in situ ou Residual: 
 
Salomão e Antunes (1998) descrevem estas formações como segue. 
“Os solos formados a partir da decomposição das rochas pelo intemperismo, seja 
químico, seja físico, ou combinação de ambos, e que permaneçam no local onde foram 
formados, sem sofrer qualquer tipo de transporte, são denominados solos residuais. A natureza 
desses solos, ou seja, sua composição mineralógica e granulométrica, estrutura e espessura, 
dependem do clima, relevo, tempo e tipo de rocha de origem. Assim, em regiões do clima 
tropical, como na maior parte do Brasil, o manto de solo residual, formado pela decomposição 
das rochas com predomínio do intemperismo químico, apresenta, quase sempre, espessura da 
ordem de dezenas de metros, enquanto que, em regiões com predomínio de clima temperado, 
este manto tem espessura normalmente de poucos metros. 
A natureza e a espessura do manto de intemperismo de solos residuais têm grande 
importância na Geologia de Engenharia. Mantos de solos residuais muito espessos podem, por 
exemplo, impossibilitar a fundação de obras hidráulicas de concreto sobre o maciço de rocha 
sã, que se encontra a grandes profundidades, obrigando que estas fiquem apoiadas em solos 
residuais. Vários desses casos de obras antigas e recentes, com fundações de solos residuais, 
são encontradas no Brasil.” 
 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
 23 
 Subdivididos, conforme a zona de intensidade de intemperismo, em horizontes que, 
geralmente, se organizam da superfície para o mais profundo, mas que, eventualmente, podem 
estar ausentes, num perfil de solo residual. Por outro lado a transição entre um horizonte e outro 
é gradativa, de forma que a separação entre dois deles pode ser arbitrária. 
 
Perfil de Intemperismo: 
 
 
 O perfil acima, à direita (dados reais obtidos em uma boletim de sondagem) evidencia a 
ocorrência de solo do tipo residual. 
 Observe a ocorrência de um horizonte de argila avermelhada sobre um horizonte de silte 
arenoso róseo. Abaixo deste é identificada na sondagem um solo de alteração sobre alterada, 
fraturada até sã. 
 
 
 
Fenômeno de erosão 
contribuindo para o 
desmoronamento de 
grandes volumes de solo 
permitindo-nos visualizar 
um horizonte (mais 
superficial) de solo 
orgânico sobre um 
horizonte quase que 
inexistentes de solo 
residual maduro, seguido 
abaixo de horizonte 
considerável de solo 
jovem - saprolito. 
Observe as “manchas” 
claras evidenciando a 
decomposição das 
concetrações de 
determinados minerais 
provenientes da rocha de 
origem. 
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 Solo residual maduro - superficial ou inferior a um horizonte “poroso” ou “húmico”. É a 
situação em que o solo perdeu toda a estrutura original da rocha-madre e tornou-se relativamente 
homogêneo. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 Solo de alteração de rocha - Material proveniente da alteração de rochas “in situ”, que se 
encontra em estágio avançado de desintegração. Possui a estrutura original da rocha e a ela se 
assemelha em todos os aspectos visuais perceptíveis, salvo na coloração. Sua constituição é 
variável, mostrando o conjunto em geral, anisotropia ou heterogeneidade acentuada, decorrente 
da presença de núcleos de material consistente entremeados a uma massa com características de 
solo. É descrita pela textura, plasticidade e consistência ou compacidade, com indicação do 
grau de alteração e, se possível, rocha de origem. 
 
 Obs.: Blocos em material alterado - é o horizonte em que a alteração progrediu ao longo 
de fraturas ou zonas de menor resistência, deixando relativamente intactos grandes blocos da 
rocha original envolvidos por solo de alteração de rocha (pode ou não ocorrer). 
 
 As imagens abaixo ilustram a ocorrência de solo residual (em corte realizado, expondo 
os materiais). Observe na foto à esquerda a ocorência de solo residual maduro e jovem e 
na foto à direita o aspecto dos solos sobre material (solo) de alteração e este sobre rocha 
alterada. Abaixo deste material identificou-se (não mostrada na foto) a ocorrência de 
rocha fraturada e abaixo praticamente sã (com poucas fraturas). 
 
 
 Solo Residual Jovem - Situação em que 
o solo mantém a estrutura original da rocha-
madre, inclusive veios intrusivos, fissuras, 
xistosidade e camadas, mas perdeu totalmente 
sua consistência. À vista pode confundir-se 
com uma rocha alterada, porém, pela pressão 
dos dedos, desintegra-se completamente. 
(observe a foto ao lado). 
 Também é denominada saprolito ou 
saprólito. 
 
 
Corte em rodovia Muriaé – Limeira 
 Corte na Rua Dr. 
 Romualdo – J. Fora/MG 
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 ** Exemplo de boletim de sondagem à percussão de ocorrência residual. Observe os 
dados indicativos (diferentes horizontes) ao longo do perfil que evidenciam a formação 
geológica abordada neste subitem. 
 
 
 
Exemplo de subsolo 
interpretado a partir 
da representação de 3 
furos de sondagens 
alinhados (“terreno” 
de formação residual 
após terraplenagem – 
remoção da formação 
argilosa e execução de 
aterro) 
 
 
* Local de ocorrência – Região correspondente 
a parte elevada de uma encosta (mais 
próximo do seu “cume”) ; 
 
 * Camadas sobreposta de argila, silte(com areia 
fina) e silte com alteração 
 
* Valores de SPT crescentes 
 
* Presença de solo residual jovem (destacadocom boletim entre parênteses (“solo 
residual”) – solo saprolítico 
 
* Presença do impenetrável na sequência do 
aumento da compacidade da camada 
residual jovem 
 
* Cores do horizonte superior em tom amarelo e 
horizonte inferior “variegado” 
 
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2. 3. 2 - Solos Transportados (Sedimentares): 
 
Antunes descreve estas formações como segue. 
“Os solos transportados são os que sofreram transporte por agentes geológicos do local 
onde se originaram até o local onde foram depositados, não tendo ainda sofrido consolidação. 
Assim como os solos residuais, a maioria dos solos transportados, inconsolidados, se 
formaram a partir do Cenozóico (era geológica), podendo estar, ainda, em processo de 
formação. 
Os solos transportados têm grande importância em Geologia de Engenharia. Apenas 
para citar alguns exemplos, estes podem ser excelentes fontes de materiais naturais de 
construção. Entretanto, podem constituir fundações problemáticas para muitas obras de 
engenharia e, em certos casos, causar problemas de estabilidade de taludes de cortee encostas 
naturais.” 
Algumas formas de ocorrência dos principais tipos de solos transportados e sua inter-
relação com os solos residuais estão apresentados a seguir. 
 
 
 Classificam-se segundo o agente de transporte: 
 
a) - Solos Coluviais: 
 
 Coluviões 
 
Salomão e Antunes (1998) descrevem estas formações como segue. 
“Os coluviões são depósitos de materiais incosolidados, normalmente encontrados 
recobrindo encostas íngremes, formados principalmente pela gravidade e também pela água. 
Estes coluviões constituem depósitos compostos por misturas de solo e blocos de rocha 
pequenos (15-20 cm), sendo normalmente encontrados recobrindo encostas de serras, como a 
Serra do Mar. Estes materiais têm como característica importante sua baixa resistência ao 
cisalhamento, podendo apresentar movimentos lentos como o rastejo (creep) e sendo, 
freqüentemente, envolvidos pela maioria dos escorregamentos das encostas destas regiões. 
 Estes solos são compostos predominantemente por materiais bastante homogêneos, com 
granulometria mais fina, tais como areias argilosas e argilas arenosas. Sua espessura é bastante 
variável, de apenas 0,5m até 15-20m. Uma das características importantes destes solos é 
apresentar, freqüentemente, estrutura porosa, baixos valores de SPT (1 a 6 golpes) e colapso de 
estruturas, quando submetidos a saturação e ao carregamento.” 
 
 Transporte e sedimentação por um agente transportador: 
 Desde a simples gravidade, que faz cair as massas de solo e rocha ao longo dos taludes, 
até um enxurrada, por exemplo, que carreia o material constituinte dos solos residuais. 
 
 Nas escarpas abruptas, como as da Serra do Mar, os mantos de solo residual com blocos 
de rocha podem escorregar, sob a ação de seu próprio peso, durante chuvas violentas, indo 
acumular-se ao pé do talude em depósito de material detrítico, geralmente fofo, formando os 
“talus”. 
 
 Tálus 
 
Salomão e Antunes (1998) descrevem estas formações como segue. 
 “Tálus são depósitos formados pela ação da água e, principalmente, da gravidade, 
compostos predominantemente por blocos de rocha de variados tamanhos, em geral, 
arredondados, envolvidos ou não por matriz areno-silto-argilosa, freqüentemente saturada. 
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Estes depósitos podem ter variadas dimensões, ocorrendo, ao contrário dos coluviões, de forma 
localizada, com morfologia própria, ocupando os sopés das encostas de relevos acidentados 
como serras, escarpas, etc. Os tálus também podem apresentar movimentos como o rastejo, que 
podem se alterar caso tenham seu frágio equilíbrio alterado, como, por exemplo, por um talude 
de corte. 
 Em vista disto são depósitos quase sempre problemáticos e de difícil contenção quando 
estáveis. 
 Depósitos de tálus mais antigos, provavelmente de idade terciária, apresentam quase 
sempre a matriz laterizada, sendo, nestes casos, depósitos mais consolidados, sem nível d’água e 
mais estáveis.” 
 
 Assim, tem-se que os “talus” são sujeitos a movimento de rastejo (expansões e contrações 
periódicas, pelo efeito de temperatura, que resultam num lento movimento talude abaixo). Esse é 
o transporte por gravidade ou coluvial. Mas, nem todo transporte coluvial é tão “violento”, 
muitas vezes uma topografia suavemente ondulada é o resultado de erosão no topo dos morros de 
solo residual profundamente alterado e deposição coluvial nos vales. Esse é o caso do planalto 
brasileiro, onde ocorrem camadas recentes de solo coluvial fino sobre solo residual de material 
semelhante. 
 
 OBS: a gravidade não forma o solo, ela já estava formado, sendo apenas transportado. 
 
 
 
 
 O perfil acima, na extremidade sul do túnel da “Lagoinha”, em Belo Horizonte, 
exemplifica uma situação de ocorrência de solo columionar acima de um solo residual. 
 
 
** Exemplo de boletim de sondagem à percussão de ocorrência coluvionar (talus). 
Observe os dados indicativos (horizontes) ao longo do perfil que evidenciam a formação 
geológica abordada neste subitem: 
 
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b) - Solos Aluviais: 
 
 Aluviões 
 
Salomão e Antunes (1998) descrevem estas formações como segue. 
 “Os aluviões são materiais constituídos por materiais erodidos, retrabalhados e 
transportados pelos cursos d’água nos seus leitos e margens. São também depositados nos 
fundos de lagoas e lagos, sempre associados a ambientes fluviais. 
 Variações na natureza dos materiais e na capacidade de transporte dos cursos d’água 
refletem-se na formação de camadas com características distintas. Cada camada representa 
uma fase de deposição e, conseqüentemente, tem espessura, continuidade lateral, mineralogia e 
granulometria particulares. Conseqüentemente, o pacote aluvionar é altamente heterogêneo. 
Entretanto, as camadas isoladas podem apresentar-se muito homogêneas. “ 
 
 A princípio as grandes torrentes carregam consigo todo o detrito das erosões, mas logo 
depositam os grandes blocos e depois os pedregulhos. Ao perder sua velocidade, e portanto sua 
capacidade de carrear os sedimentos, os grandes rios passam a depositar as camadas de areia e, 
em seguida, os grãos de menor diâmetro, formando os leitos de areia fina e silte. Finalmente, 
somente os microcristais de argila permanecem em suspensão nas grandes massas de água dos 
lagos ou das lagunas próximas ao mar. A sedimentação da argila dá-se, então, ou por floculação 
das partículas em suspensão, devido à neutralização de suas cargas elétricas de mesmo sinal, pelo 
 
 
* Local de ocorrência – Região correspondente 
a parte intermediária de uma grande 
encosta (mais próximo da parte baixa – 
“ pé” da encosta) ; 
 
 * Camadas alternadas de predominância 
argilosa e siltosa 
 
* Valores de SPT variaveis (não crescentes) 
 
* Valores baixos de SPT – consistência ou 
compacidades baixas 
 
* Presença de pedra ou matacão à 4,00m 
deprofundidade 
 
* Presença de solo residual jovem à 18,00m de 
profundidade, com textura típica (silte 
arenoso) com valores de SPT 
crescentes 
 
* Cores dos horizontes superiores ao horizonte 
de solos residual jovem descritas como 
“variegado” ou marrom 
 
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contato com água salgada do mar, ou por efeito da radiação solar nas águas doces dos lagos 
interiores. 
 Assim, a enxurrada e as águas dos rios em seu caminho para o mar transportarão os 
detritos de erosão e os sedimentos em camadas, na ordem decrescente de seus diâmetros. 
Inicialmente sedimentam-se as camadas de pedregulhos, depois as de areias e siltes e, por fim, a 
camada de argila. Essas camadasconstituem os solos transportados aluvionares, formando o seu 
conjunto, “ciclos de sedimentação”. Em cada camada predominam ordenadamente os tamanhos 
de grãos correspondentes aos pedregulhos, areias, silte e argila (ver figura). 
 
 
Figura - Diferentes tamanhos de grãos, correspondentes aos pedregulhos e as areias 
 
 
Figura - Aspecto da deposição de sedimentos por transporte fluvial (aluvionar) 
 
 Embora os aluviões sejam, via de regra, fonte de materiais de construções, são, por outro 
lado, péssimos materiais de fundações. 
 
 
Ocorrência de aluvião 
no traçado do “Acesso 
Norte” em Juiz de 
Fora, próximo ao 
Cimento Tupi, próximo 
à Benfica. 
 
Observa-se o fato do 
local estar próximo do 
rio paraibuna. 
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** Exemplo de boletim de sondagem à percussão de ocorrência aluvionar. Observe os 
dados indicativos (horizontes) ao longo do perfil que evidenciam a formação geológica 
abordada neste subitem: 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
* Local de ocorrência – Região 
correspondente a parte 
baixa – vale. Área“plana”; 
 
 * Camadas de predominância de 
argila e areia 
 
* Valores baixos de SPT (ocorrência 
significativa do perfil) – 
consistência “mole” ou 
compacidades “fofa” 
 
* Presença de pedregulhos nos 
horizontes 
 
* Presença do impenetravél não muito 
profundo – região de curso 
d’água de baixo volume 
 
* Cores cinza dos diferentes 
horizontes 
 
 
 
 Exemplos de perfis de solos de formação aluvionar. Observa-se uma pequena variação nos tons de cores 
(claras), tendo o primeiro perfil com predominância arenosa e o segundo argilosa. 
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 Terraços fluviais 
 
Salomão e Antunes (1998) descrevem estas formações como segue. 
 “Os terraços fluviais são aluviões antigos, depositados quando o nível do curso d’água 
encontrava-se em posição superior à atual. Em conseqüência os terraços são sempre 
encontrados em cotas mais altas do que os aluviões. 
 Esta condição topográfica introduz uma importante diferença entre aluviões e os 
terraços já que, estes últimos, em geral são saturados. Os terraços se distinguem, ainda, por se 
apresentarem, quase sempre, constituídos por areia grossa e cascalho.” 
 
 
 ** Exemplo de ocorrência desta natureza foi encontrada na área de construção do CTU, 
no bairro Fabrica, em cotas elevadas como o caso do entrada de veículos, construido para o 
acesso ao bairro Monte Castelo. 
 
 
 
c) - Sedimentos marinhos: 
 
Salomão e Antunes (1998) descrevem estas formações como segue. 
 “Os sedimentos marinhos são produzidos em ambientes de praia e manguezal. Em 
regiões tropicais, ao longo das praias, a deposição é essencialmente, de areias limpas, finas a 
médias, quartzonas. Nos manguezais, as marés transportam apenas os sedimentos muito finos e 
argilosos, que se depositam incorporando matéria orgânica, dando origem às argilas orgânicas 
marinhas. 
 A linha de praia sofre tanto deslocamentos horizontais, devido ao processo de erosão e 
deposição a que está submetida, como variações verticais pronunciadas, decorrentes de 
oscilações do nível do mar, fenômenos do processo de Dinâmica Superficial. Numa regressão 
marinha, os sedimentos previamente depositados são esculpidos pela erosão e, quando o mar 
volta a invadir a planície costeira, novos sedimentos são depositados ao lado dos antigos. Em 
conseqüência, camadas arenosas interdigitam-se com camadas de argila orgânica, resulatando 
num pacote com camadas diferentemente adensadas devido às origens e idades distintas. 
 Quando a costa é bordejada por elevações de porte expressivo, como ocorre na região 
da Serra do Mar, parte apreciável apreciável da planície costeira fica constituída por aluviões 
depositados pelos rios que provêm da serra, sendo freqüentes ambientes mistos, fluviais e 
marinhos.” 
 
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 ** Exemplo de boletim de sondagem à percussão de ocorrência marinha. Observe os 
dados indicativos (diferentes horizontes) ao longo do perfil que evidenciam a formação 
geológica abordada neste subitem. 
 
 
 
d) - Solos Eólicos: 
 
Salomão e Antunes (1998) descrevem estas formações como segue. 
 “No Brasil, os solos de origem eólica, transportados e depositados pela ação do vento, 
ocorrem junto à costa, principalmente nas regiões Sudeste, Nordeste e Sul. São constituídos por 
areia fina quartzona, bem arredondada, ocorrendo na forma de franjas de dunas, margeando a 
costa ou, quando os ventos são mais intensos, como na costa do Maranhão, na forma de campos 
de dunas. As dunas apresentam a típica estratificação cruzada de solos eólicos (Processos de 
Dinâmica Superficial). 
 No sul, dunas eólicas também ocorrem no interior, em regiões ambientalmente 
degradadas da Formação Botucatu, onde seus solos residuais ficam sujeitos ao 
retrabalhamento eólico, criando ambientes desérticos, como Alegrete (RS).” 
 
 Assim, temos os dépositos de material granular, proveniente do transporte, pelo vento, 
das areias das praias ou desertos. 
 
 Apresenta uma grande uniformidade dos grãos (seleção dos ventos). 
 loess = depósitos eólicos formados a grandes distâncias. Partículas muito finas. 
 
* Local de ocorrência – Região 
litorrânea (Macaé/RJ), 
correspondente a parte 
baixa – área“plana”; 
 
 * Camadas de predominância arenosa 
(poderia ser argilosa) – 
espessura considerável de 
sedimento depositado – 
constância de ocorrência 
 
* Cores com tons de cinza – marrom 
(ambiente de saturação – 
NA elevado - ferro sob 
“redução”) 
 
 
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2. 3. 3 - Outros Solos: 
 
a) - Solos Orgânicos: 
 
 
Solo formado pela mistura homogênea de matéria orgânica decomposta e de elementos de 
origem mineral, apresentando geralmente cor preta ou cinza-escuro. Quando houver um teor 
apreciável de matéria orgânica, deve ser indicada sua presença, pelo acréscimo da expressão 
“com matéria orgânica” à designação dada ao solo. Se forem muito moles, pode ser 
adicionado, entre parênteses, o termo “lodo”. 
 
 Decomposição da matéria orgância: 
 - Produto escuro: húmus 
 - Facilmente carregado pela água 
 O húmus impregna permanentemente as argilas e siltes, que são solos finos, e em menor 
extensão as areias e os pedregulhos (solos permeáveis). 
 
 Exemplos: 
Areia grossa, fofa, com matéria orgânica. 
Argila siltosa, com matéria orgânica (lodo). 
 
 Dá-se pela impregnação da matéria orgânica em sedimentos pré-existentes ou pela 
transformação carbonífera de materiais, geralmente de origem vegetal, contidos no material 
sedimentar. 
 São os solos de cor escura encontrados nas baixadas litorâneas ou nas várzeas dos rios 
interioranos. 
 
 
 Turfa 
 
 Solo com grande porcentagem de partículas fibrosas e matéria orgânica no estado 
coloidal, com coloração marrom escura a preta. É um material mole, altamente compressível, 
não plástico, combustível, e com cheiro característico. 
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Unidade 03 
INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA 
E PARÂMETROS PARA FUNDAÇÕES 
 
 
 
3. 1 - Investigação Geotécnica de Campo 
 
A quantidade de dados necessária à determinação das fundações é relativa a cada 
situação, oscilando em função de variáveis como: porte da edificação, funcionalidade, concepção 
estrutural adotada, problemas relativos ao solo, entre outras. 
 
Segundo Schnaid (2000), o custo envolvido na execução de sondagens de 
reconhecimento, no Brasil, varia entre 0,2 e 0,5% do custo total da obra, sendo que essas 
informaçõesgeotécnicas são indispensáveis na previsão dos custos para a solução de projetos. 
Porém existem casos em edificações residenciais, onde estes valores podem alcançar 3 e 4%. 
Nestas situações, cabe ao projetista avaliar cada caso, qualificando a implantação da 
infraestrutura. 
 
BornSales Engenharia (2018) descreve que o plano de investigação geotécnica consiste 
no planejamento e execução de ensaios de campo e laboratório, com o objetivo de identificar as 
camadas de solo e substrato rochoso, permitindo definir o modelo de comportamento do terreno 
de fundação e os valores dos parâmetros geotécnicos. 
 
A participação do Projetista de Fundação na definição do plano de investigação 
geotécnica é fundamental, pois a sua experiência o credencia na escolha correta do tipo de 
investigação, buscando otimizar custos e tempo, e melhorando a qualidade dos resultados a 
serem encontrados. 
 
Numa investigação adequada do terreno de fundação, deve-se inicialmente definir um 
programa com base nos objetivos a serem alcançados: 
 
• Investigação preliminar: conhecer as principais características do terreno, definindo a 
sua estratigrafia; 
• Investigação complementar ou de projeto: esclarecer feições relevantes do subsolo e 
caracterizar as propriedades das camadas de solo mais importantes; 
• Investigação para a fase de execução: visa confirmar as condições de projeto em áreas 
críticas da obra. 
 
3. 2 - Ensaios Disponíveis x Parâmetros obtidos 
 
A investigação geotécnica de campo, a ser programada e executada tem como objetivo 
principal fornecer parâmetros geotécnicos para o dimensionamento das fundações, utilizando-se 
de sólido conhecimento acadêmico e experiência profissional. 
 
O projetista geotécnico é o responsável pela a execução e análise dos resultados dos 
ensaios de campo e laboratório contratados. No que refere à investigação preliminar do subsolo, 
Geotecnia de Fundações e Obras de Terra - 2018 Prof. M. Marangon 
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de uma forma geral, a tabela a seguir apresentada os principais ensaios disponíveis para esta 
investigação. 
 
 Tipo de Ensaio Tipo de Solo Principais características 
 Melhor 
Aplicável 
Não 
Aplicável 
que podem ser determinadas 
 
 
1 - Ensaio Padronizado de 
Penetração (SPT) 
 
 
Granulares 
 Avaliação qualitativa do estado 
de compacidade.* 
Comparação qualitativa da 
estratigrafia do subsolo. 
* ou consistência 
 
 
2 - Ensaio de Penetração de 
Cone (CPT) 
 
 
Granulares 
 Avaliação contínua da 
compacidade e resistência de 
solos granulares. Avaliação 
contínua de resistência não 
drenada de solos argilosos. 
3 - Ensaio de Palheta Coesivos Granulares Resistência não drenada de 
solos argilosos. 
 
4 - Ensaio Pressiométrico 
 
Granulares 
 Coeficiente de empuxo no 
repouso; compressibilidade e 
resistência ao cisalhamento. 
* Segundo Rocha Filho et al. Interpretações dos Ensaios de SPT, CPT, Palheta e Pressiométricos para Projetos 
 Geotécnicos. Ed. PUC – Rio. 
 
No que se refere a ensaios para aplicação em projeto de fundações, tem-se o “ensaio 
padronizado de penetração” como o mais famoso dos testes utilizados no Brasil. Trata-se de um 
procedimento geotécnico capaz de amostrar o subsolo, associado ao ensaio de penetração 
dinâmica (Standard Penetration Test – SPT) que fornece um “índice”, o número NSPT que nos 
fornece uma ideia de “resistência” do solo ao longo da profundidade perfurada. 
 
3.2.1 - Ensaio Padronizado de Penetração (SPT) 
 
1 – Definição 
 
 Consiste na medição do número de golpes necessários à penetração de um amostrador 
padrão de 50,2 mm de  externo sob a ação de um martelo padronizado de 65 kg em queda livre 
de uma altura padronizada de 75 cm. O índice de resistência à penetração (N), correspondente ao 
número de golpes associados à penetração dos últimos 30 cm do amostrador padrão, juntamente 
com a amostra coletada no amostrador ou por outro processo, fornece apenas uma indicação 
qualitativa das propriedades mecânicas e estratigráfica solo. Este ensaio é padronizado pela 
ABNT através da NBR-6484. 
 
2 - Âmbito 
 
 Através do número de golpes (N), necessários para cravar os últimos 30 cm do 
amostrador padrão, pode-se estimar qualitativamente o estado de compacidade ou consistência de 
solos. O valor do número de golpes (N), associado em certos casos com a profundidade de 
execução do ensaio e via correlações de natureza empírica, é utilizado para fornecer valores 
estimados do módulo de elasticidade (E) e o valor do ângulo de resistência ao cisalhamento (’) 
em solos granulares e o valor da resistência ao cisalhamento não drenada (Su) em solos coesivos. 
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3.2.2 - Ensaio de Penetração de Cone (CPT) 
 
1 - Definição 
 
 Consiste na medição do esforço necessário à cravação no solo de um cone penetrômetro 
padronizado sob velocidade constante. Este ensaio indica o valor da resistência de ponta (qc 
ou qT) e o valor da resistência lateral, total ou localizada (fs). 
 
 
Resultados de ensaios em fundação de argila na C.P.M. - Juiz de Fora -MG 
 
No ensaio ilustrado acima, foram investigados 13,00 m, sendo plotados resultados de 
Resistência de Ponta qT, Poro-Pressão na base u2 e atrito lateral fs. Por se tratar de ensaio de 
penetração de um cone, pode-se fazer algumas correlações destes parâmetros com fundações 
profundas, a ser visto adiante neste curso. 
 
 Existem dois tipos básicos de ensaios de penetração quasi-estática do cone: descontínuos 
(penetrômetro ou cone mecânico) e contínuos (penetrômetro ou cone elétrico). O cone elétrico 
(chamado de piezocone) é provido de um sensor com duas células de carga e um sensor de poro-
pressão (pressão da água entre os grãos de solo). 
 
2 - Âmbito 
 
 Através dos valores das resistências de ponta (qc ou qT) e/ou do atrito lateral localizado 
(fs), associados com a profundidade de execução do ensaio, pode-se estimar: 
 
 a) Via correlações de natureza empírica, o módulo de elasticidade (E) dos solos; 
 
 b) Via correlações de natureza semi-empírica, o valor do ângulo de resistência ao 
cisalhamento (’) de solos granulares e o valor da resistência ao cisalhamento não drenada (Su) 
de solos coesivos. 
 
 c) Via associação direta do fenômeno; o comportamento de fundações quanto às 
características de deformação e capacidade de suporte. Adicionalmente, através do valor da razão 
de atrito (fs / qc%) pode-se obter o tipo de solo penetrado. 
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3.2.3 - Ensaio de Palheta (“Vane - Test”) 
 
1 - Definição 
 
 Consiste na medição do torque necessário à rotação de um molinete ou uma palheta 
cravada no solo, sob velocidade constante. Este ensaio tem como objetivo indicar o valor da 
resistência ao cisalhamento de materiais argilosos, sob condições não drenadas. É executado 
em geral no interior de furos de sondagens ou perfurações. 
 
Resultados de ensaios em fundação de argila na C.P.M. - Juiz de Fora -MG 
 
No ensaio ilustrado acima, foram investigados 2 furos, um com 3 ensaios e outros com 4 
ensaios, sendo plotados resultados de Su. 
 
2 - Âmbito 
 
 Através de valores do torque e correspondente ângulos de rotação do molinete ou da 
palheta, pode-se determinar, via a utilização das equações de estática, a resistência ao 
cisalhamento não drenada (Su) dos solos coesivos. 
 
 
3.2.4 - Ensaios Pressiométricos (PT) 
 
1 - Definição 
 
 Consiste na medição da pressão necessária à expansão de uma câmara sonda cilíndrica 
introduzida no terreno, dentro de perfurações. 
 Este ensaio tem como objetivo determinar as características de pressão x variação 
volumétrica do material. 
 
2 - Âmbito 
 
 Através dos valores da pressão de