COMPARAÇÃO ENTRE AS CARGAS ADMISSÍVEIS OBTIDAS POR MÉTODOS SEMIEMPÍRICOS E ENSAIO DE CARREGAMENTO DINÂMICO EM ESTACAS DO TIPO HÉLICE CONTÍNUA MONITORADA

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Elisa Kaori Harger Sakiyama 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
COMPARAÇÃO ENTRE AS CARGAS ADMISSÍVEIS 
OBTIDAS POR MÉTODOS SEMIEMPÍRICOS E ENSAIO 
DE CARREGAMENTO DINÂMICO EM ESTACAS 
DO TIPO HÉLICE CONTÍNUA MONITORADA 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Universidade Federal de Viçosa 
Curso de Graduação em Engenharia Civil 
Viçosa-MG 
2014 
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Elisa Kaori Harger Sakiyama 
 
 
 
 
 
 
 COMPARAÇÃO ENTRE AS CARGAS ADMISSÍVEIS 
OBTIDAS POR MÉTODOS SEMIEMPÍRICOS E ENSAIO 
DE CARREGAMENTO DINÂMICO EM ESTACAS 
DO TIPO HÉLICE CONTÍNUA MONITORADA 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Trabalho Final de Curso apresentado ao 
Departamento de Engenharia Civil da 
Universidade Federal de Viçosa, como parte 
das exigências da conclusão do curso de 
graduação em Engenharia Civil. 
Orientador: Paulo Sérgio de Almeida Barbosa 
– 6354-1 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Universidade Federal de Viçosa 
Curso de Graduação em Engenharia Civil 
Viçosa-MG 
2014 
 
Elisa Kaori Harger Sakiyama 
 
 
 
 COMPARAÇÃO ENTRE AS CARGAS ADMISSÍVEIS 
OBTIDAS POR MÉTODOS SEMIEMPÍRICOS E ENSAIO 
DE CARREGAMENTO DINÂMICO EM ESTACAS 
DO TIPO HÉLICE CONTÍNUA MONITORADA 
 
 
 
Trabalho Final de Curso apresentado ao 
Departamento de Engenharia Civil da 
Universidade Federal de Viçosa, como parte 
das exigências da conclusão do curso de 
graduação em Engenharia Civil. 
Orientador: Paulo Sérgio de Almeida Barbosa 
– 6354-1 
 
Aprovada em: 12 de dezembro de 2014. 
 
 Enivaldo Minette, 
Membro da Banca Examinadora. 
 
 
 Carlos Augusto Malachias Filho, 
Membro da Banca Examinadora. 
 
 
Sérgio Paulino Mourthé de Araujo, 
Membro da Banca Examinadora. 
 
 
 
Paulo Sérgio de Almeida Barbosa, 
Orientador. 
ii 
 
AGRADECIMENTOS 
À minha família, ao Ulisses e à Adriana, pelo apoio e carinho. 
Ao Prof. Paulo Sérgio de Almeida Barbosa, pela excelente orientação e amizade. 
Aos engenheiros Carlos Augusto Malachias Filho e Sérgio Paulino Mourthé de 
Araujo e Prof. Enivaldo Minette, por todo material e tempo cedidos, além de 
compartilharem sua experiência. 
Ao Prof. Renê Chagas da Silva, pelas informações de grande utilidade. 
À UFV, pela oportunidade. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
iii 
 
RESUMO 
Para a verificação do desempenho do estaqueamento, o ensaio de carregamento 
dinâmico apresenta uma grande vantagem em relação às provas de carga estática quanto 
ao custo. Uma consequência do custo reduzido é a possibilidade de ensaiar mais estacas, 
aumentando a representatividade do programa de ensaios. Além disso, é um ótimo 
procedimento de avaliação da integridade das estacas. Este ensaio, apesar de ter sido 
desenvolvido para estacas cravadas, pode ser empregado também em estacas moldadas 
"in loco", como a estaca em hélice contínua monitorada. 
A fundação profunda em estaca tipo hélice contínua monitorada tem conquistado 
o mercado de fundações por diversas vantagens que apresenta: pode ser executada em 
grande gama de solos, com elevada produtividade, alta velocidade de execução e baixo 
nível de ruído e vibrações na vizinhança. 
Este trabalho analisa criticamente um estudo de caso em Divinópolis, MG, em que 
se propõe calcular a capacidade de carga de algumas estacas hélice contínua monitorada 
por diversos métodos semiempíricos e, posteriormente, confronta as cargas admissíveis 
previstas pelos métodos com valores experimentais obtidos em ensaios dinâmicos. 
Os resultados reiteram a competitividade do ensaio de carregamento dinâmico. 
Quanto aos métodos semiempíricos usados para a avaliação da carga admissível, os 
resultados desse trabalho não podem por si só determinar a eficiência ou ineficiência 
dos métodos testados para a avaliação da carga admissível de estacas hélice contínua 
monitorada. No entanto, podem ser tomados como referência para a região ou o tipo de 
solo. 
 
Palavras-chave: Fundação por estacas. Estaca em hélice contínua monitorada. Ensaio de 
carregamento dinâmico. Métodos semiempíricos. 
 
 
 
 
 
 
iv 
 
ABSTRACT 
The axial load capacity of a foundation element is an important parameter during 
its design. The fact that it is not easy to adjust a physical and mathematical model for 
the failure in pile foundations justifies the preference for semi-empirical methods over 
theoretical methods for computing the pile load capacity. However, it is important to 
apply these semi-empirical methods only to foundations that are comparable to those on 
which they were developed. For known Brazilian semi-empirical methods correlate the 
pile load capacity with SPT results: Aoki-Velloso (1975), Décourt-Quaresma (1978), 
Antunes-Cabral (1996), e Pedro Paulo Velloso (1979). 
For the verification of piling performance, dynamic testing is far more appealing 
cost-wise than static testing. This allows for a greater number of piles to be tested, 
which improves the representativity of testing data. Moreover, dynamic testing is also 
an excellent means of acessing pile integrity. Dynamic testing was originally developed 
for driven piles, but can also be used for cast in situ piles, such as monitored continuous 
flight auger piles. 
The deep foundation in continuous flight auger piles has conquered the foundation 
market due to its several advantages: it can be performed in a wide range of soils with 
high productivity, high execution speed and low noise and vibration. 
This work critically examines a case study in Divinópolis, MG, and calculates the 
load capacity of some monitored continuous flight auger piles by several semi-empirical 
methods to later confront the allowable loads provided by the methods with 
experimental values obtained with dynamic testing. 
The results confirm the competitiveness of dynamic testing. As for the semi-
empirical methods used to evaluate the allowable loads, the results of this study cannot 
by themselves determine the efficiency or inefficiency of the tested methods for 
assessing the allowable loads for monitored continuous flight auger piles. However, 
they may be taken as a reference for the region or soil type. 
 
Keywords: Piling foundation. Monitored continuous flight auger piles. Dynamic testing. 
Semi-empirical methods. 
 
 
 
v 
 
 
ÍNDICE 
 
1  Introdução ................................................................................................................. 1 
2  Objetivos ................................................................................................................... 3 
2.1  Objetivo Geral .................................................................................................... 3 
2.2  Objetivos específicos ......................................................................................... 3 
3  Revisão de literatura ................................................................................................. 4 
3.1  Definições e funções de uma fundação .............................................................. 4 
3.2  O engenheiro de fundações ................................................................................ 4 
3.2.1  Incertezas .................................................................................................... 5 
3.2.2  Racionalismo e empirismo ......................................................................... 6 
3.3  Investigação do subsolo ..................................................................................... 6 
3.3.1  SPT – “Standard Penetration Test” ............................................................ 7 
3.4  Tipos de fundação .............................................................................................. 8 
3.5  Classificação das estacas..................................................................................11 
3.6  Estacas hélice contínua monitorada ................................................................. 12 
3.6.1  Execução ................................................................................................... 13 
3.6.2  Controle de execução ............................................................................... 15 
3.7  Capacidade de carga de elementos de fundação por estaca ............................. 16 
3.7.1  . Método Aoki-Velloso (1975) ................................................................. 19 
3.7.2  Método Décourt-Quaresma (1978) ........................................................... 22 
3.7.3  Método Antunes-Cabral (1996) ................................................................ 24 
3.7.4  Método Pedro Paulo Velloso (1979) ........................................................ 24 
3.8  Carga admissível de uma estaca ...................................................................... 27 
3.8.1  Quando a capacidade de carga é calculada por método semiempírico ..... 27 
3.8.2  Quando a capacidade de carga é calculada por método estático .............. 27 
vi 
 
3.8.3  Quando a capacidade é aferida por interpretação de prova de carga ........ 27 
3.9  Desempenho de fundações ............................................................................... 27 
3.10  Prova de carga estática ................................................................................. 29 
3.11  Ensaio de carregamento dinâmico ............................................................... 30 
3.11.1  Teoria da equação de onda ....................................................................... 31 
3.11.2  Método numérico de Smith ...................................................................... 32 
3.11.3  Equipamento e instrumentação ................................................................. 35 
3.11.4  Interpretação dos resultados ..................................................................... 37 
3.11.5  Método CASE .......................................................................................... 39 
3.11.6  CAPWAP ................................................................................................. 41 
3.11.7  Controle de integridade da estaca ............................................................. 43 
3.12  Interpretação de provas de carga .................................................................. 45 
3.12.1  . Modos de ruptura .................................................................................... 45 
3.12.2  Critérios de ruptura física ......................................................................... 46 
3.12.3  . Critérios de ruptura convencional........................................................... 48 
4  Metodologia ............................................................................................................ 50 
4.1  Levantamento de dados.................................................................................... 50 
4.2  Interpretação das curvas carga x deslocamento ............................................... 50 
4.3  Métodos semiempíricos ................................................................................... 51 
4.4  Cálculo dos fatores de segurança dos métodos ................................................ 54 
5  Resultados e discussões .......................................................................................... 55 
5.1  Estaca E02A ..................................................................................................... 56 
5.2  Estaca E16A ..................................................................................................... 58 
5.3  Estaca E95B ..................................................................................................... 60 
5.4  Estaca E104A ................................................................................................... 62 
5.5  Estaca E29B ..................................................................................................... 64 
5.6  Estaca E91 ........................................................................................................ 66 
vii 
 
5.7  Estaca E36A ..................................................................................................... 68 
5.8  Estaca E46/47C ................................................................................................ 71 
5.9  Estaca E96/97C ................................................................................................ 73 
5.10  Dispersões dos métodos semiempíricos ....................................................... 75 
5.11  Fatores de segurança .................................................................................... 77 
6  Conclusões .............................................................................................................. 81 
 Referências ............................................................................................................. 83 
 ANEXO A - Planta do projeto de fundação ........................................................... 85 
 ANEXO B - Relatório de sondagens ...................................................................... 87 
 ANEXO C - Relatório dos ensaios de carregamento dinâmico ............................. 103 
 ANEXO D - Relatório da prova de carga estática ................................................. 194 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
1 
 
1 Introdução 
As fundações profundas são empregadas quando se trabalha com estruturas mais 
robustas e as camadas adjacentes à superfície não são capazes de receber toda a tensão 
gerada pelo carregamento aplicado. Em camadas mais profundas são encontradas 
maiores resistências e a transferência das tensões ocorre por atrito lateral do solo com o 
elemento estrutural e pelo efeito de ponta. 
A fundação profunda em estaca tipo hélice contínua monitorada tem conquistado 
o mercado de fundações por diversas vantagens que apresenta: pode ser executada em 
grande gama de solos, com elevada produtividade, alta velocidade de execução e baixo 
nível de ruído e vibrações na vizinhança. 
É difícil ajustar um bom modelo físico e matemático à questão da ruptura em 
estacas. Isso justifica a pouca utilização de métodos teóricos em projetos, sendo 
preteridos em prol dos métodos semiempíricos. Quatro métodos semiempíricos 
brasileiros baseados em/correlacionados com ensaios SPT muito utilizados são: Aoki-
Velloso (1975), Décourt-Quaresma (1978), Antunes-Cabral (1996), e Pedro Paulo 
Velloso (1979). 
Para a verificação do desempenho de fundações por estacas podem ser 
empregadas provas de carga estática e ensaios de carregamento dinâmico. Segundo 
Cintra et al (2013), há ainda certa relutância no meio técnico brasileiro na aceitação do 
ensaio de carregamento dinâmico porque o carregamento que as estacas geralmente 
sofrem em sua vida útil é estático. Para contrapor esse argumento, os autores lembram a 
enorme tradição brasileira em projetar fundações com base no SPT – um ensaio 
dinâmico. Além do mais, o importante é sempre a parcela de resistência estática que se 
deduz da resistência total da prova de carga dinâmica. A relutância mencionada pode ser 
apenas uma postura conservadora, mediante um ensaio que emprega tecnologia mais 
sofisticada e exige análise e interpretação especializada dos resultados. Portanto, é 
interessante que seja divulgado todo e qualquer resultado. 
Além de ser um ótimo mecanismo de avaliação da integridade das estacas, o 
ensaio de carregamento dinâmico apresenta uma grande vantagem em relação às provas 
de carga estática quanto ao custo. Uma consequência do custo reduzido é a 
 
 
2 
 
possibilidade de ensaiar mais estacas, aumentando a representatividade do programa de 
ensaios. 
Este trabalho analisa criticamente umestudo de caso, em que se propõe calcular a 
capacidade de carga de algumas estacas hélice contínua monitorada por diversos 
métodos semiempíricos e, posteriormente, confronta as cargas admissíveis previstas 
pelos métodos com valores experimentais obtidos em ensaios dinâmicos. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
3 
 
2 Objetivos 
2.1 Objetivo	Geral	
O objetivo geral desse trabalho é comparar as cargas admissíveis obtidas por 
métodos de cálculo estáticos semiempíricos com resultados de ensaio de carregamento 
dinâmico em estacas do tipo hélice contínua em obra de Divinópolis e analisar 
criticamente o projeto dessa obra. 
2.2 Objetivos	específicos	
 Emprego de quatro métodos semiempíricos brasileiros baseados no ensaio SPT 
para determinar a carga admissível de cada estaca já executada, ou seja, com 
comprimento já definido. Os métodos são: 
 Método de Aoki-Velloso (1975) 
 Método de Décourt-Quaresma (1978) 
 Método de Antunes-Cabral (1996) 
 Método de P.P. Velloso (1979) 
 Interpretação dos resultados de ensaios de carregamento dinâmico realizados nas 
estacas e comparação com as cargas admissíveis obtidas pelos métodos 
semiempíricos; 
 Comparação entre um resultado de ensaio de carregamento dinâmico e uma 
prova de carga estática realizada em estaca próxima e de mesmo diâmetro. 
 
 
 
 
 
4 
 
3 Revisão de literatura 
3.1 Definições	e	funções	de	uma	fundação	
Uma fundação é o conjunto de elementos estruturais destinados a transmitir ao solo 
as cargas da edificação sem provocar ruptura dos mesmos e não apresentar deformações 
excessivas ou diferenciais. 
Analisa-se a possibilidade de utilizar um dos vários tipos de fundação possíveis, 
em ordem crescente de complexidade e custos. 
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.1 
3.2 O	engenheiro	de	fundações	
A engenharia de fundações não se encaixa perfeitamente em nenhuma das 
subdisciplinas tradicionais da engenharia civil. Ela deve ser multidisciplinar e possuir 
um conhecimento prático de cada uma das seguintes áreas: 
 Engenharia das estruturas – A fundação é um elemento estrutural que deve ser 
capaz de transmitir as cargas aplicadas, então é necessário dominar os princípios 
e as práticas da engenharia das estruturas. Além disso, a fundação suporta uma 
estrutura e, por isso, é fundamental o entendimento das causas e naturezas das 
ações estruturais, assim como a tolerância da estrutura aos movimentos da 
fundação. 
 
 Engenharia geotécnica – Todos os elementos de fundação interagem com o 
terreno. Por isso, o projeto deve refletir as propriedades e o comportamento do 
solo ou rocha adjacente. Portanto, o engenheiro de fundações deve entender a 
engenharia geotécnica. Muitos engenheiros de fundações também se consideram 
engenheiros geotécnicos. 
 
 
1 ARAUJO, S. P. M. Notas de aula – Fundações – Pós graduação PUC. Belo 
 Horizonte, 2014. Não publicado. 
 
 
 
5 
 
 Engenharia de construção – Finalmente, as fundações precisam ser construídas. 
Embora a construção em si seja feita por empreiteiros e engenheiros de 
construção, é muito importante que o engenheiro projetista tenha amplo 
conhecimento dos métodos e equipamentos de construção para desenvolver um 
projeto que possa ser construído economicamente. O conhecimento da 
engenharia de construção também se mostra necessário ao se lidar com 
problemas que surgem durante a construção. 
 
3.2.1 Incertezas 
Apesar dos muitos avanços na teoria da engenharia de fundações, ainda há muitas 
lacunas (gaps) no nosso entendimento. Em geral, as maiores incertezas são devidas ao 
nosso conhecimento limitado das condições do solo. Embora engenheiros de fundação 
usem várias técnicas de teste e investigação em uma tentativa de definir as condições do 
solo abaixo do local proposto para a fundação, até o programa de investigação mais 
minucioso se depara com uma pequena porção do substrato e baseia-se fortemente em 
interpolações e extrapolações. 
Limitações no entendimento da interação entre o elemento de fundação e o solo 
também introduz incertezas. Questões como o desenvolver da resistência por atrito 
lateral ao longo da superfície de uma estaca e o efeito que a instalação de uma estaca 
acarreta nas propriedades de engenharia dos solos adjacentes são assuntos de pesquisa 
até hoje. (CODUTO, 2001) 
Também é difícil prever as cargas de serviço que de fato atuarão solicitarão em 
uma fundação, especialmente as cargas vivas. 
Em decorrência dessas e de outras incertezas, o engenheiro mais sábio não segue 
cegamente os resultados de testes e análises. Estes testes e análises devem ser 
temperados com precedentes, senso comum e prática de engenharia. É perigoso encarar 
a engenharia de fundações como uma compilação de fórmulas e gráficos a serem 
seguidos usando uma receita de projeto. É essencial o entendimento do comportamento 
dos sistemas de fundações e as bases e limitações dos métodos de análise. 
 
 
6 
 
3.2.2 Racionalismo e empirismo 
Como não se compreende totalmente o comportamento das fundações, a maioria 
das análises e métodos de projetos incluem uma mistura de técnicas racionais e 
empíricas. 
Um dos requisitos para o sucesso em engenharia de fundações é a compreensão 
dessa mistura de racionalismo e empirismo, os pontos fortes e fracos de ambos, e como 
os aplicar aos problemas práticos de projeto. 
3.3 Investigação	do	subsolo	
Diferentemente do concreto e do aço, que são materiais artificiais fabricados com 
controle para atender às características especificadas pela construção civil, o solo é um 
material natural e, portanto, muito variável quanto à composição e ao comportamento 
sob carga. Ao examinar uma vertical traçada a partir da superfície do terreno ou 
comparar duas verticais relativamente próximas, é possível detectar a variabilidade do 
maciço de solos em termos de tipo de solo, consistência, compacidade, características 
de resistência e deformabilidade, evidenciando uma heterogeneidade tridimensional. 
Por isso, em cada projeto de fundações deve-se proceder previamente a uma 
análise do maciço de solos, a chamada investigação geotécnica, com o objetivo de 
descobrir, caso a caso, as condições que a natureza oferece. 
O ensaio de penetração SPT (Standard Penetration Test), originário dos EUA, é o 
mais difundido método de prospecção geotécnica no Brasil e é comumente designado de 
sondagem à percussão. Com as amostras obtidas a cada metro, o SPT fornece o perfil do 
subsolo, muito útil para o projeto de fundações. Além disso, o número de golpes (NSPT) 
necessário para conseguir a cravação do amostrador representa uma medida indireta da 
resistência do solo. 
A programação de sondagens deve satisfazer a exigências mínimas que garantam 
o reconhecimento das condições do subsolo. A Norma Brasileira NBR 8036: 1983 
regulamenta tais exigências, apresentando recomendações quanto ao número, 
localização e profundidade de sondagens de simples reconhecimento. As sondagens 
devem ser, no mínimo, de uma para cada 200 m de área da projeção em planta do 
edifício, até 1200 m de área. Entre 1200 m e 2400 m deve-se fazer uma sondagem para 
cada 400 m que excederem de 1200 m. Acima de 2400 m o número de sondagens deve 
 
 
7 
 
ser fixado de acordo com o plano particular da construção. Em quaisquer circunstâncias 
o número mínimo de sondagens deve ser: dois para área da projeção em planta do 
edifício até 200 m2; três para área entre 200 m2 e 400 m2. 
De acordo com Pinto (2006), alguns projetos justificam a execução de ensaios ao 
longo da profundidade, como a cravação contínua de um cone, medindo-se a resistência 
à cravação, CPT (Cone Penetration Test), ou a resistênciaà torção de uma palheta em 
argilas moles (Vane Test). Os índices obtidos nesses procedimentos são de qualidade 
superior ao SPT, mas não permitem a amostragem do solo. Sua utilização é, portanto, 
complementar. 
Para a obra em estudo, o ensaio utilizado para a investigação geotécnica foi o 
SPT, melhor descrito no item 3.3.1. 
3.3.1 SPT – “Standard Penetration Test” 
O SPT é reconhecidamente a mais popular, rotineira e econômica ferramenta de 
investigação em muitos países. Constitui-se em uma medida de resistência dinâmica 
conjugada a uma sondagem de simples reconhecimento. 
No nosso país, O SPT deve seguir as recomendações da Norma Brasileira NBR 
6484:2001. A perfuração é realizada por tradagem e circulação de água utilizando-se 
um trépano de lavagem como ferramenta de escavação. Amostras representativas do 
solo são coletadas a cada metro de profundidade por meio de amostrados-padrão, de 
diâmetro externo de 50,8 mm ± 2 mm e diâmetro interno de 39,4 mm ± 2 mm. O 
procedimento de ensaio consiste na cravação deste amostrador no fundo de uma 
escavação, usando um peso de 65,0 kg, caindo de uma altura de 750 mm. O valor de 
NSPT (índice de resistência à penetração) é o número de golpes necessário para fazer o 
amostrador penetrar 300 mm, após uma cravação inicial de 150 mm. 
No Brasil, algumas empresas executoras de sondagem realizam uma medida 
adicional após a cravação do amostrador (antes da sua retirada) em cada metro da 
sondagem: o torque necessário à rotação do amostrador. Esse tipo de sondagem é 
designado como SPT-T. Trata-se de uma invenção brasileira, de autoria de Ranzini, em 
1988. (CINTRA et al, 2013) 
As vantagens deste ensaio com relação aos demais são: simplicidade do 
equipamento, baixo custo e obtenção de um valor numérico que pode ser relacionado 
com regras empíricas de projeto. Apesar das críticas válidas que são continuamente 
 
 
8 
 
feitas à diversidade de procedimentos utilizados para a execução do ensaio e à pouca 
racionalidade de alguns dos métodos de uso e interpretação, este é ainda o processo 
dominante na prática da Engenharia de Fundações. Métodos rotineiros de projeto de 
fundações diretas e profundas usam sistematicamente os resultados de SPT, 
principalmente no Brasil. (SCHNAID, 2000) 
Cintra et al (2013) entendem que a sondagem seve ser modernizada para 
acompanhar os desenvolvimentos de outros ensaios. Eles incentivam, por exemplo, a 
tendência de substituir nosso sistema manual pelo mecanizado, com a devida previsão 
em norma. 
Finalmente, Pinto (2006) alerta que o projetista deve prestar uma atenção especial 
à qualidade das sondagens, já que, por esse procedimento de sondagem à percussão ser 
realizado em campo sem supervisão permanente do engenheiro e depender de vários 
detalhes de operação, como a livre queda do martelo, a folga do tubo de revestimento no 
fundo ou a limpeza prévia do furo, os resultados podem apresentar discrepâncias muito 
acentuadas. 
3.4 Tipos	de	fundação	
As fundações são convencionalmente separadas em dois grandes grupos: 
 fundações superficiais (ou "diretas" ou rasas); 
 fundações profundas. 
A distinção entre estes dois tipos é feita segundo o critério (arbitrário) de que uma 
fundação profunda é aquela cujo mecanismo de ruptura de base não surge na superfície 
do terreno. Como os mecanismos de ruptura de base atingem, acima dela, tipicamente 
duas vezes sua menor dimensão, a norma NBR 6122 determinou que fundações 
profundas são aquelas cujas bases estão implantadas a uma profundidade superior a 
duas vezes sua menor dimensão (Figura 1), e a pelo menos 3 m de profundidade. Neste 
tipo de fundação incluem-se as estacas e os tubulões. 
 
 
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A NBR 6
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Notas de au
o publicado.
 
10 
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11 
 
vibração), estaca tipo Strauss, tipo Franki, estaca escavada (sem revestimento, com 
revestimento de aço – provisório ou perdido - e com escavação estabilizada por fluido), 
estaca raiz, microestaca injetada e estaca hélice. 
3.5 Classificação	das	estacas	
De acordo com o material, podem ser classificadas em estacas (i) de madeira, (ii) 
de concreto, (iii) de aço e (iv) mistas. De acordo com o processo executivo, as estacas 
podem ser separadas segundo o efeito no solo (ou tipo de deslocamento) que provocam 
ao serem executadas e são classificadas como: 
– “de deslocamento”, que são as estacas cravadas em geral, uma vez que o solo no 
espaço que a estaca vai ocupar é deslocado horizontalmente; 
– “de substituição”, que são as estacas escavadas em geral, uma vez que o solo no local 
que a estaca vai ocupar é removido, causando algum nível de redução nas tensões 
horizontais geostáticas. 
Em alguns processos de estacas escavadas, em que não há praticamente remoção 
de solo e/ou, na ocasião da concretagem, são tomadas medidas para restabelecer as 
tensões geostáticas (ao menos parcialmente), estas estacas podem ser classificadas numa 
categoria intermediária, que são chamadas de "sem deslocamento". 
A Tabela 1 situa nas categorias acima os principais tipos de estaca executados no 
Brasil. As estacas hélice continua estão classificadas em duas categorias, uma vez que, 
dependendo de haver remoção ou não de solo durante sua execução, elas podem se 
aproximar de uma estaca escavada ou de uma estaca cravada (quando são chamadas de 
"estacas hélice de deslocamento"). Este trabalho foca nas estacas hélice contínua em 
geral, ou seja, as classificadas quanto ao tipo de execução como “de substituição”. 
 
 
 
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3.6Esta
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12 
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13 
 
Os equipamentos mais comuns permitem executar estacas com diâmetros de 30 
cm a 100 cm e comprimentos de 15 m até 30 m. 
O processo executivo em hélice contínua monitorada resulta uma conformação de 
ponta da estaca em formato de cone. Além disso, como o concreto é injetado à medida 
que se retira a hélice, muitas vezes verifica-se um concreto misturado com solo na ponta 
da estaca e um solo solto abaixo da ponta da estaca. Por isso, a resistência de ponta é 
pequena nesse tipo de estaca e deve ser considerada com cautela. Não devem ser 
utilizadas em espessas camadas de solos muito compressíveis e com presença de 
matacões. 
3.6.1 Execução 
Perfuração. A perfuração consiste na introdução da hélice no terreno, por meio de 
movimento rotacional transmitido por motores hidráulicos acoplados na extremidade 
superior da hélice, até a cota de projeto sem que a hélice seja retirada da perfuração em 
nenhum momento (Figura 5). Os equipamentos devem apresentar as características 
mínimas mencionadas na Tabela 2, obtida do Anexo F da NBR 6122:2010, além de 
torque compatível com o diâmetro da estaca e a resistência do solo a ser perfurado, para 
a minimização do desconfinamento durante a perfuração. 
 
 
 
 
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Notas de au
o publicado.
 
14 
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o 
 
 
15 
 
todos os vazios deixados pela extração da hélice. A concretagem é levada até um pouco 
acima da cota de arrasamento da estaca. 
Armadura. O processo executivo da estaca hélice continua impõe que a 
colocação da armadura seja feita após o término da concretagem. A "gaiola" de 
armadura é introduzida na estaca manualmente por operários ou com auxílio de um 
peso. As estacas submetidas apenas a esforços de compressão levam uma armadura no 
topo, em geral, com 4 m de comprimento (abaixo da cota de arrasamento). No caso de 
estacas submetidas a esforços transversais ou de tração, é possível introduzir uma 
armadura de maior comprimento (armaduras de 12 e até 18 m já foram introduzidas em 
estacas executadas com concretos especiais). Na extremidade inferior, a gaiola de 
armadura deve ter as barras ligeiramente curvadas para formar um cone (para facilitar a 
introdução no concreto), e deve ter espaçadores tipo rolete. 
O principal problema executivo está na descida da armação e a impossibilidade de 
controle de arrasamento das estacas, bem como as perdas excessivas de concreto. 
3.6.2 Controle de execução 
A execução dessas estacas deve ser monitorada eletronicamente por meio de 
computador e sensores instalados na máquina. Como resultados do monitoramento 
podem ser obtidos os seguintes elementos: 
– comprimento da estaca; 
– inclinação; 
– torque; 
– velocidade de rotação; 
– velocidade de penetração do trado; 
– pressão no concreto; 
– velocidade de extração do trado; 
– volume de concreto (apresentado como “perfil da estaca”); 
– sobreconsumo de concreto (relação entre o percentual de concreto consumido e o 
volume teórico calculado com base no diâmetro informado). 
A análise e a interpretação desses dados permitem uma avaliação da estaca 
executada. A Figura 6 reproduz uma folha de controle. 
 
 
Nos 
estac
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p
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Figura 6 – Fo
3.7 Cap
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17 
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(Figura 7). 
 
OPES, 2010). 
s, o peso pr
peso 
Esse 
 (1) 
róprio 
 
 
18 
 
Para obter a parcela da ponta ( ultpQ , ), multiplica-se a resistência de ponta ( ultpq , ) 
pela área da seção transversal ( pA ). Já para a parcela de atrito, representemos por U o 
perímetro do fuste e façamos o somatório das forças resistentes por atrito lateral nos 
diversos segmentos da estaca. A expressão (1) pode então ser reescrita da seguinte 
maneira: 
pultpLultlult AqqUQ   ,, )( (2) 
Observações experimentais de diversospesquisadores revelam que a condição de 
mobilização do atrito é atingida para baixos valores de recalque da estaca, geralmente 
entre 5 e 10 mm, independentemente do tipo de estaca e do diâmetro do seu fuste. Ao 
contrário, a máxima mobilização da resistência de ponta exige recalques bem mais 
elevados, com valores correspondentes a cerca de 10% do diâmetro da base, para 
estacas cravadas, e de até 30% do diâmetro da base, para estacas escavadas, diferença 
esta justificada pelo processo executivo da estaca. (CINTRA et al, 2010) 
Quanto às fórmulas teóricas de capacidade de carga de elementos de fundação por 
estacas, há uma diversidade de proposições, decorrente da dificuldade de ajustar um 
bom modelo físico e matemático à questão da ruptura em fundações profundas. De 
acordo com Cintra et al (2010), existem diversas tentativas de equacionar o problema, 
mas que ainda não são eficazes. Isso justifica a pouca utilização dos métodos teóricos 
em projetos, sendo preteridos em prol dos métodos semiempíricos. 
A seguir, serão apresentados quatro métodos semiempíricos brasileiros baseados 
em/correlacionados com ensaios SPT: Aoki-Velloso (1975), Décourt-Quaresma (1978), 
Antunes-Cabral (1996), e Pedro Paulo Velloso (1979). 
 
 
 
 
 
 
 
 
19 
 
3.7.1 . Método Aoki-Velloso (1975) 
A capacidade de carga (R) é equivalente à expressão (2), substituindo Qult por R e 
qult por r: 
ppLL ArrUR   )( (3) 
Pelo método, as incógnitas geotécnicas Lr e pr são inicialmente correlacionadas 
com ensaios de penetração estática (CPT), por meio dos valores de resistência de ponta 
do come ( cq ) e do atrito lateral unitário na luva (fs): 
1F
q
r cp  (4) 
 
2F
f
r sL  (5) 
 
Onde, 1F e 2F são fatores de correção que levam em conta o efeito da escala, ou 
seja, a diferença de comportamento entre a estaca (protótipo) e o cone do CPT (modelo) 
e também a influência do método executivo de cada tipo de estaca (ver Erro! Fonte de 
referência não encontrada.). Mas como no Brasil o CPT não é tão empregado quanto 
o SPT, o valor da resistência de ponta cq pode ser substituído por uma correlação com o 
SPTN : 
SPTc NKq  (6) 
em que o coeficiente K depende do tipo de solo (ver Tabela 4). 
Essa substituição possibilita exprimir também o atrito lateral em função de SPTN , 
com a utilização da razão de atrito  , que é função do tipo de solo: 
c
s
q
f
 (7) 
Logo: 
SPTcs NKqf   (8) 
 
 
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22 
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por: 
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


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
 
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3
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
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L
 
 
ntonítica, es
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o método, te
 
 (15) 
stacas 
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 (15) 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
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3.7.4 M
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24 
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cm2 sejam, r
2 40kgfN p 
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al a2, a cap
2
R
Radm  
elloso (1979
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guintes equa
 CUL
ipo hélice 
respectivam
2/ cmgf 
 
e solo, conf
β1 e β2 (PRESA
pp AN2 
pacidade de
 
9) 
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ações 20 e 2
LNCL 
contínua, 
mente: 
 
 
forme Tabel
A, 2004). 
 
e carga adm
 
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sugere qu
 
 
la 7. 
 
 
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 (17) 
 (18) 
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onde
P : c
L : c
L : c
p : c
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 p NC
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 pC
diâm
Ta
 
e: 
coeficiente 
coeficiente 
coeficiente 
coeficiente 
1,016 – 0,01
 holandês (=

acima
N é a m
staca, acima

abaixo
N é a 
metro da esta
Segundo o
Tabela 
abela 9 – Coefi
PR 

de correlaç
de correlaç
de correlaçã
de correlaçã
16 (dp/dc), o
=3,6cm); 
média dos v
a da ponta d
média dos v
aca, abaixo 
o método, d
8 – Coeficiente
icientes de L e
ppP A
0,2

ção do atrito
ção do atrito
ão para com
ão para com
onde dp é o
valores NC p
da estaca; 
valores C p
da ponta da
eve-se utiliz
es de L e p e
e p em função 
 
25 
 
acp
NC
o de ponta;
o lateral da e
mpressão ou
mpressão ou
o diâmetro d
N calculad
N calculada
a estaca. 
zar 40 quan
 
m função do ti
da solicitação
 pcima NC
estaca ao lo
u tração con
u tração con
da ponta da 
da num inter
a num inter
ndo N (SPT)
ipo de estaca (M
 de esforços na
 
abaixo
N 
ngo do seu 
nforme solic
nforme solic
estaca; e dc
rvalo de 8 v
rvalo de 3,5 
) for superio
MAGALHÃE
 
a estaca (MAG
 
 
comprimen
citação later
citação de po
c é o diâmet
vezes o diâm
vezes o 
or 40. 
S, 2010). 
GALHÃES, 201
 (21) 
 
nto; 
al; 
onta; 
tro do 
metro 
10). 
 
 
Tab
admi
bela 10 – Parâm
A capacid
Com o fa
issível da es
metros de atrit
ade total de
ator de seg
staca será: 
to lateral e pon
e carga da es
R
gurança def
R
 
26 
nta CL e Cp em
staca será:
pL RRR 
finido pelo 
5,2
R
Radm 
m função do tip
p 
autor de 2
 
o de solo (MAG
 
 
2,5, a capa
 
GALHÃES, 20
 
cidade de 
 
010). 
 (22) 
carga 
 (23) 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
27 
 
3.8 Carga	admissível	de	uma	estaca	
A NBR 6122:2010 define a carga admissível de uma estaca como sendo a força 
adotada em projeto que, aplicada sobre a estaca atende, com coeficientes de segurança 
predeterminados, aos estados-limites último (ruptura) e de serviço (recalques, vibrações, 
etc.) Esta grandeza é utilizada quando se trabalha com ações em valores característicos. 
3.8.1 Quando a capacidade de carga é calculada por método semiempírico 
Quando a resistência (capacidade de carga) de uma estaca é calculada por método 
semiempírico, a NBR 6122:2010 estabelece que o fator de segurança a ser utilizado para 
determinação da carga admissível é 2,0. 
3.8.2 Quando a capacidade de carga é calculada por método estático 
Ainda de acordo com a NBR 6122:2010, quando se utiliza de método estático é 
necessário levar em conta a técnica executiva e as peculiaridades de cada tipo de estaca, 
na análise das parcelas de resistência de ponta e atrito lateral. No caso específico de 
estacas escavadas, a carga admissível deve ser no máximo 1,25 vez a resistência do 
atrito lateral calculada na ruptura, ou seja, no máximo 20% da carga admissível pode ser 
suportada pela ponta da estaca. 
3.8.3 Quando a capacidade é aferida por interpretação de prova de carga 
Quando a carga de ruptura é determinada por provas de carga, o fator de 
segurança deve ser no mínimo igual a 2,0 com relação à carga de ruptura obtida na 
prova de carga ou por sua extrapolação (ver item 3.12.2). 
3.9 Desempenho	de	fundações		
O objetivo da verificação do desempenho de uma fundação é demonstrar que o 
comportamento previsto no projeto está sendo confirmado na prática da execução, 
sendo a meta fundamental a ser atingida a de minimizar-se a probabilidade de ruptura da 
obra de fundação. A segurança à ruptura, ou seja, a resistência e a integridade do 
elemento estrutural e a resistência do solo, é o principal aspecto estrutural a ser 
 
 
28 
 
verificado e deve ser comprovada pelo fornecedor do serviço de fundações, durante ou 
após a execução. 
A comprovação do valor da carga especificada no projeto pode ser feita 
aplicando-se métodos estáticos ou dinâmicos. 
A NBR 6122:2010 prescreve que, para fundações em estacas, quando o número de 
estacas da obra for superior ao valor da coluna (B) da Tabela 11, deve ser executado um 
número de provas de carga estática igual a no mínimo 1% da quantidade total de 
estacas, arredondando-se sempre para mais. A norma permite a substituição das provas 
de carga estática por ensaios dinâmicos na proporção de cinco ensaios dinâmicos para 
cada prova de carga estática em obras que tenham um número de estacas entre os 
valores da coluna B (Tabela 11) e duas vezes esse valor. Acima desse número de estacas 
será obrigatória pelo menos uma prova de carga estática, conforme ABNT NBR 12131. 
 
 
aplic
(cham
recal
encu
ruptu
resis
atrito
resist
sistem
para 
3.10 Pro
A prova d
cação de car
mados de 
lques da cab
urtamento el
ura ou carga
A aplicaçã
tência, o su
o lateral so
tência mobi
Para efetu
ma de reaçã
atender a 
Tabela 11
ova	de	car
de carga est
rgas conhec
estágios d
beça da esta
lástico do fu
a máxima pr
ão progress
uficiente pa
omada com
ilizável, com
uar o carreg
ão, o qual é 
carga máx
1 – Quantidade
rga	estátic
tática em e
cidas no to
de carga) c
aca (desloca
fuste e o rec
rogramada, 
siva da car
ara promove
m a de pon
m recalques
gamento, us
construído 
xima preten
 
29 
e de provas de 
ca	
estaca, regid
po da estac
com a sim
amentos ver
calque da po
seguida do
rga no topo
er o equilíb
nta. Atingir
s incessante
sa-se um m
em torno d
dida no en
carga (NBR 6
da pela NB
ca em incre
multânea mo
rticais para 
onta da esta
o descarrega
o da estaca 
brio. Essa re
r a ruptura
s. (CINTRA
macaco hidr
da estaca a s
nsaio, que é
6122:2010). 
BR 12131:2
ementos suc
onitoração 
baixo, que 
aca), até qu
amento. 
acarreta a 
esistência é
a seria alca
A et al, 201
ráulico que 
ser ensaiada
é definida 
006, consis
cessivos e i
dos respec
compreend
ue seja ating
mobilizaçã
é a resistênc
ançar a má
3) 
atua contr
a e dimensio
pela NBR 
 
ste na 
iguais 
ctivos 
dem o 
gida a 
ão da 
cia de 
áxima 
ra um 
onado 
6122 
 
 
(ABN
em d
carga
de 3
estab
estab
em q
recal
pela 
dinâm
3.11.
instru
integ
devid
sofre
NT, 2010) c
dez estágios
a é mantida
30 minutos
bilizados e d
bilizado indi
Como pro
que P é a car
lque do topo
3.11 	Ens
No ensaio
NBR 1320
mico é inter
.1), de mo
umentação 
gridade da e
Historicam
do à simplic
eu avanços s
como sendo
s de carga c
a até atingir
s. O desca
duração mín
ica o desloc
oduto princi
rga aplicada
o da estaca, 
Figura 8 – C
saio	de	ca
 de carregam
08:2007, o 
rpretado teo
do a possi
utilizada n
estaca (item 
mente, o co
cidade deste
significativo
o duas veze
com increme
r a estabiliz
arregamento
nima de 15 
camento per
ipal do ensa
a no topo da
representad
Curva carga x r
arregame
mento dinâm
comportam
oricamente 
ibilitar a av
na prova de
3.11.7). 
ontrole das 
e procedime
os, principa
 
30 
s a carga ad
entos suces
zação dos re
o é feito 
minutos. A
rmanente so
aio, obtém-
a estaca, rep
do no eixo d
recalque com a
nto	dinâm
mico, cujo p
mento da e
com base n
valiação da
e carga din
estacas cra
ento. Poster
almente a padmissível pr
sivos e igua
ecalques, re
em quatro
Ao final do d
ofrido pela e
se uma cur
presentada n
das ordenad
a representaçã
mico	
procedimen
estaca subm
na teoria de
a capacidad
nâmica, tam
avadas se re
riormente, a
artir da solu
revista em p
ais. Em tod
espeitada a 
o estágios, 
descarregam
estaca. 
rva carga x 
no eixo das 
das voltado 
o dos estágios
nto executiv
metida a um
e equação d
de de carg
mbém é pos
estringia à 
a compreens
ução da equa
projeto, apl
dos os estág
duração mí
com reca
mento, o rec
recalque, P
abcissas, e 
para baixo. 
 
vo é especif
m carregam
e onda (ver
ga. Por mei
ssível verifi
medida de 
são do fenôm
ação de ond
licada 
gios, a 
ínima 
alques 
calque 
P x ρ, 
ρ é o 
 
ficado 
mento 
r item 
io da 
icar a 
nega 
meno 
da por 
 
 
31 
 
algoritmos apresentada por Smith em 1960, que se tornou prática com os computadores, 
ocorrendo uma rápida difusão deste ensaio em todo o mundo. 
Este ensaio, apesar de ter sido desenvolvido para estacas cravadas, pode ser 
empregado também em outros tipos de estacas do tipo moldadas "in loco". Neste caso, é 
preciso montar um sistema especial para aplicação de impactos dinâmicos e provocar 
deslocamentos suficientes para mobilizar as resistências. 
3.11.1 Teoria da equação de onda 
Na teoria da propagação unidimensional da onda, para a interpretação da resposta 
ao carregamento aplicado no sistema estaca-solo, considera-se inicialmente que o 
impacto do martelo causa uma onda de tensão descendente na estaca. A resistência por 
atrito lateral ou uma mudança de seção transversal da estaca (área, peso específico ou 
resistência) provoca reflexões ascendentes das ondas de tensão, as quais podem ser 
avaliadas, durante o impacto, por meio de medidas de força e velocidade em seção 
instrumentada no topo da estaca. 
A propagação unidimensional de ondas de tensão em uma estaca sem resistência 
ao longo do fuste é descrita pela equação unidimensional de onda: 
2
2
2
2
z
u
c
t
u




 (24) 
em que: 
z – profundidade da seção transversal 
t – tempo 
u(z,t) – deslocamento da seção da estaca na profundidade z e instante de tempo t 
c – velocidade de propagação da onda de tensão pela estaca, dada por: 
 

E
c  (25) 
 
E – módulo de elasticidade do material da estaca 
ρ – massa específica do material da estaca 
A solução geral da equação da Eq. 25 é dada por: 
 
 
32 
 
)()(),( ctzgctzftzu  (26) 
em que as funções f e g representam as duas ondas (descendente e ascendente) que 
se sobrepõem e se propagam com a mesma velocidade c, porém em sentidos opostos. 
Por meio dessa solução, é possível obter as funções de velocidade ν(z,t) e F(z,t) na 
seção instrumentada, que são proporcionais entre si por uma constante denominada 
impedância (Z): 
ZF  (27) 
em que: 
c
EA
Z  (28) 
A solução geral da equação de onda é representada graficamente por uma 
superfície de variação de deslocamento u(z,t), velocidades ν(z,t), força F(z,t), energia 
E(z,t), resistência mobilizada Rt(z,t) etc. ao longo do tempo e das seções da estaca. 
(CINTRA et al, 2013) 
Quando as condições de contorno são simples, a equação de onda é manejável. 
Mas as condições de contorno complexas associadas à fundação por estaca a torna 
muito complexa. Smith elaborou soluções numéricas em 1951 e mais tarde (1960, 1962) 
refinou o seu trabalho, formando a base da moderna análise de estacas por equação de 
onda. (CODUTO, 2001) 
3.11.2 Método numérico de Smith 
No modelo numérico de Smith, martelo, sistema de amortecimento, estaca e solo 
são representados por componentes como massas, molas e amortecedores: o peso do 
martelo por uma massa, a estaca por massas e molas interligadas e o solo por molas 
(componentes elastoplásticos) e amortecedores (componentes viscolineares, portanto 
dependentes da velocidade). A estaca é dividida em vários segmentos de massa, e a 
resistência à penetração da estaca é calculada para cada segmento, como mostrado na 
Figura 9. 
 
 
uma 
tensã
pelo 
estac
esteja
um m
de tr
resist
tensã
possu
Figura 9 
Uma vez 
velocidade
ão que perco
caminho. A
ca. A onda e
Normalme
a submetida
maciço duro
ração. Isso
tência à traç
ão pode dan
O modelo 
ui uma parc
– Representaç
montado, o
e ao martelo
orre até a po
Após atingir
eventualmen
ente, as ond
a somente a
o e a ponta 
o é extrem
ção é bem m
nificar a esta
de Smith (
cela estática
ção da estaca e
o modelo nu
o igual à v
onta da esta
r a ponta, o 
nte é dissipa
das refletida
a tensões de
embasada e
amente im
menor que s
aca. 
1960) cons
a (Ru) e uma
 
33 
e do sistema de
umérico sim
velocidade d
aca, gerando
impulso é r
ada devido 
as são de co
e compressã
em solo bem
mportante pa
sua resistênc
idera que a 
a parcela di
ut RR 
e cravação pro
mula o imp
de impacto
o deslocame
refletido e p
a perdas de
ompressão, 
ão. Porém, 
m mais mol
ara estacas
cia à compr
resistência 
inâmica (Rd
dR 
oposta por Smi
acto do ma
o. Isso gera 
entos e ativa
percorre de 
e energia. 
o que faz c
se a estaca
le, a onda r
s de concre
ressão e, po
à penetraçã
d): 
 
 
ith (1960). 
artelo confe
um impuls
ando resistê
volta ao top
com que a e
a está envolt
efletida pod
eto, porque
rtanto, a on
ão da estaca
 
erindo 
so de 
ências 
po da 
estaca 
ta em 
de ser 
e sua 
nda de 
a (Rt) 
 (29) 
 
 
sendo
diagr
(ou d
deco
em q
Js – c
ν – v
e a re
resist
resist
por S
o a parcela
rama da, em
deslocament
Figura 10 – Di
Para a re
rrente do am
que: 
coeficiente 
velocidade d
Assim, a r
esistência es
Na Figura
tência total 
tência dinâ
Smith (1960
a estática ad
m que Q é o
to permanen
iagrama da res
esistência d
mortecimen
de amortec
da partícula 
resistência t
stática, com
a 11, aprese
(OA) na cu
âmica. O di
0). 
dmitida com
o quake do 
nte da estac
sistência x desl
dinâmica (
nto do solo, 
dR
imento do s
otal pode se
tR 
mo: 
enta-se uma 
urva de resi
iagrama EF
 
34 
m comporta
solo (ou co
ca no golpe)
locamento na p
Rd), que 
Smith (196
SJ  
solo 
er reescrita 
 Su JR  1
tu RR 
ilustração 
stência está
FD represen
amento elas
ompressão e
). 
ponta da estac
representa 
60) estabelec
uR 
como: 
 
dR 
didática da
ática (OB), d
nta o mode
stoplástico, 
elástica do s
 
ca proposto por
uma resist
ce a equaçã
 
 
 
a transforma
descontando
lo elastoplá
como mos
solo) e S, a
r Smith (1960)
tência adic
ão: 
 
 
 
ação da curv
o-se a parce
ástico ideal
stra o 
a nega 
). 
cional 
 (30) 
 (31) 
 (32) 
va de 
ela de 
lizado 
 
 
Figur
atrav
e da
marte
cresc
na re
axial
um p
dispo
efeito
(“stra
Whe
defor
de al
ampl
meno
a 11 – Transfo
3.11.3 Eq
O ensaio 
vés do impa
a carga esp
elo, é reali
centes, o qu
evisão de 20
A aquisiçã
l, é realizad
par de tran
ostos de for
os de flexão
Os medid
ain-gages”)
atstone com
rmação da 
lumínio. (GO
Os aceler
lificador in
os 1000 g e 
ormação da cur
quipamento
realizado e
acto de um m
pecificada e
izada a que
ue correspon
007 da NBR
ão dos regis
a através da
nsdutores d
rma diamet
o e excentric
dores de de
 tipo pelícu
mpleta, para
estaca e co
ONÇALVE
rômetros u
ncorporado, 
7500 Hz pa
rva de resistên
o e instrum
em estacas 
martelo, em
em projeto 
eda livre d
nde ao proc
R 13208. 
stros gerado
a prévia fixa
de deformatralmente op
cidade dura
eformação 
ula de 350
a amplificar
locados nos
ES et al, 200
utilizados 
para reduz
ara estacas d
 
35 
ncia total na cu
entação 
do tipo “
m que seu pe
para a est
desse marte
cedimento d
os, quando d
ação, em um
ação especí
posta para 
ante a aplica
são constit
0 ohms, mo
r o efeito de
s pontos de
01) 
(Figura 12
zir problem
de concreto
urva de resistên
Hélice Con
eso é determ
taca. Quand
elo sobre a
de ensaio de
da aplicação
ma seção pr
ífica e de 
que haja a 
ação do golp
tuídos de q
ontados em
e variação d
e concentraç
2) são do 
mas de ruíd
o. 
 
ncia estática (C
ntinua Mon
minado a pa
do determin
a estaca a p
e energia cre
o do carrega
róxima ao to
um par d
compensaç
pe do marte
quatro exte
m um arranj
da resistênci
ção de tensã
tipo piez
do, e são l
CINTRA et al,
nitorada” é 
artir do diâm
nado o pes
partir de a
escente, inc
amento dinâ
opo da estac
de acelerôm
ção de even
elo. 
ensores elét
o tipo pon
ia proporcio
ão das arm
zoelétricos 
ineares até 
 2013). 
feito 
metro 
so do 
lturas 
cluído 
âmico 
ca, de 
metros 
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tricos 
nte de 
onal à 
ações 
com 
pelo 
 
 
Figu
trans
da ac
ponto
instru
analy
cone
senso
ura 12 – Transd
lateria do t
Conhecend
sdutor instal
celeração m
o instrumen
Para a aq
umentação,
yser). Os si
ctados aos 
ores. A Figu
 
dutores de defo
transdutor de d
do-se o mó
lado na esta
medida pelos
ntado, duran
quisição do
 é utilizado
inais obtido
transdutore
ura 13 exibe
formação e ace
deformação; (C
ódulo de ela
aca, obtém-s
s acelerôme
nte o impact
os registro
o um equip
os são trans
es ou por tra
e o PDA mo
 
36 
eleração: (A) de
C) vista lateral
asticidade d
se a força n
etros são obt
to. 
s e o pro
pamento po
sferidos ao 
ansmissão w
odelo PAX,
etalhes de insta
l do acelerôme
dinâmico e 
na seção inst
tidos a velo
ocessamento
ortátil deno
equipamen
wireless, de
, da Pile Dy
alação dos tran
etro (CINTRA 
a deformaç
trumentada
ocidade e o d
o dos sina
ominado PD
nto PDA po
ependendo d
ynamics, Inc
nsdutores; (B)
et al, 2013). 
ção medida
. Pela integ
deslocamen
ais obtidos 
DA (pile dr
or meio de c
do modelo 
c. 
 
) vista 
a pelo 
gração 
nto do 
pela 
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cabos 
e dos 
 
 
calcu






simp
numé
2007
item 
curva
trans
de fo
 
O PDA co
ular resultad
 Força má
 Energia 
 Eficiênc
 Verificaç
 Valores 
 Resistên
pelo Cas
De acordo
plificado do
érica rigoro
7). CAPWA
3.11.6. 
3.11.4 Int
Os sinais 
as de força,
A energia
sferida. A m
orça e veloc
Figura 13 –
ontém um p
dos de: 
áxima de im
máxima do 
ia do sistem
ção do dano
máximos de
ncia estática 
se Institute o
o com a N
o tipo CASE
osa, do tipo
AP é a sigla
terpretação
coletados e
 velocidade
a que efet
máxima ener
idade medid
– Equipamento
processador
mpacto (FM
golpe (EM
ma de cravaç
o estrutural 
e tensão e d
mobilizada
of Technolo
NBR13208, 
E devem se
o CAPWAP
a para “Cas
o dos resulta
em campo 
e x impedân
ivamente a
rgia transfe
das e equiva
EMX
 
37 
o PDA modelo 
r que utiliza
MX); 
MX); 
ção; 
e sua posiç
deslocament
a (RMX), us
ogy (ver item
“os dados
er confirma
P, e/ou por u
se Pile Wav
ados 
são interpre
ncia, desloca
atinge a ca
erida é comp
ale ao traba
  tVtF
PAX (BROCH
a a teoria de
ão; 
to (DMX);
sando o mét
m 3.11.5). 
s obtidos e
ados e calib
uma prova 
ve Analysis
etados, na 
amento e en
abeça da e
putada pelo
alho realizad
dt 
 
HURE,2010) 
e propagaçã
todo CASE
e processad
brados por 
de carga e
s Program”
seção instru
nergia. 
estaca é c
o PDA a pa
do na estaca
 
ão de ondas
E, desenvolv
dos pelo m
meio de an
stática” (AB
” e é descri
umentada, 
hamada en
artir dos reg
a (PDI, 2009
 
s para 
vido 
étodo 
nálise 
BNT, 
ito no 
como 
nergia 
gistros 
9): 
 (32) 
 
 
cada 
na se
curva
máxi
latera
deco
traçã
dimin
onda
sinal
só é r
– a 
– a 
Quando a 
vez que é 
eção da est
a de força 
ima intensid
al que prov
rre também
Figura 1
Se a resis
ão e soma-s
nui ao long
a refletida é 
l da velocida
Figura 15 –
De acordo
razoavelme
estaca for u
estaca não t
onda viaja 
oferecida re
taca é a sob
afasta-se d
dade do imp
vocou as on
m da resistên
14 – Registro tí
stência de p
se à onda d
go do tempo
de compre
ade. A Figu
– Ondas de for
o com PDI (
ente correta 
uniforme e e
tiver fissura
no sentido 
esistência a
breposição 
da curva de
pacto (t=t1)
ndas refleti
ncia de pont
ípico de força e
ponta da es
descendente
o 2L/c. No c
ssão, o que
ura 15 ilustr
rça e velocidad
(2012, apud
se: 
elástica; 
as; 
 
38 
descendent
ao longo da 
da onda d
e velocidad
) e pela dife
idas. Após 
ta da estaca 
e de velocidade
staca for pe
e, de modo
caso de esta
e provoca o 
a os dois ex
de refletidas na
d CINTRA
te, ela é refl
estaca. Com
escendente 
de x imped
erença é def
o tempo 2L
Figura 14.
e x impedância
equena ou n
o que a vel
aca com res
aumento do
xemplos. 
a ponta da esta
et al, 2013
letida no sen
mo a onda 
com a ond
dância após
finida a resis
L/c, entreta
 
a (CINTRA et 
nula, a ond
ocidade au
sistência de 
o sinal da f
 
aca (CINTRA 
), a superpo
ntido ascen
de força m
da ascenden
s o momen
stência por 
anto, a dife
al, 2013). 
da refletida 
umenta e a 
ponta eleva
força e dimi
et al, 2013). 
osição das o
ndente 
medida 
nte, a 
nto de 
atrito 
erença 
é de 
força 
ada, a 
inui o 
ondas 
 
 
39 
 
– a onda não se alterar significantemente entre a região instrumentada e o local de 
máxima tensão. 
3.11.5 Método CASE 
O CASE é um método simplificado que possibilita a estimativa imediata da 
resistência estática para uma estaca submetida ao impacto dinâmico, por meio da 
interpretação das medidas de força e velocidade em seu topo. Ele foi elaborado usando-
se a solução fechada da equação da onda por intermédio de correlações empíricas com 
resultados de provas de carga estática. (CINTRA et al, 2013) 
De acordo com PDA-W (2009), a derivação da capacidade da estaca requer que 
esta seja uniforme (elasticamente linear com seção constante ao logo de seu 
comprimento). 
A resistência total Rt mobilizada no golpe de martelo é dada pela soma do atrito 
lateral e resistência de ponta através da fórmula: 
         2121 2
1
2
1
tttFtFRt   (33) 
em que: 
1t – tempo de maior intensidade do golpe; 
cLtt /212  ; 
 1tF e  1t – força e velocidade no tempo 1t ; 
 2tF e  2t – força e velocidade no tempo 2t ; 
 
 
Figur
parce
amor
consi
em q
νp – v
Jc – f
partir
Likin
ra 16 – Registr
A hipótes
ela estática
rtecimento 
idera a parc
que: 
velocidade 
fator de amo
Assim, a r
De acordo
r da velocid
Na Tabela
ns (1985 apu
ros de força e v
re
e de Smith
a e outra d
é maior n
cela dinâmic
da ponta da
ortecimento
resistência e
o com PDA
dade do topo
a 12 são ap
ud CINTRA
velocidade veze
esistências enco
h (1960), p
dinâmica (E
na ponta da
ca como sen
a estaca; 
o, que depen
estática resu
R
A-W (2009)
o da estaca 
p 
presentados 
A et al, 2013
 
40 
es impedância 
ontradas (CIN
ela qual a 
Eq. 29), é 
as estacas, 
ndo igual a:
cd ZJR 
nde do tipo 
ulta em: 
ctu JRR 
), a velocid
da seguinte
  tFt  11
os valores 
3). 
e sua relação 
TRA et al, 201
resistência 
adotada. P
o método 
 
pZ  
de solo da p
pc Z  
dade da pon
e maneira: 

Z
Rt 
de Jc suger
 
com o comprim
13). 
total é com
Porém, com
CASE, po
 
ponta da est
 
nta da esta
 
ridos por R
mento da estac
mposta por
mo geralmen
or simplifictaca. 
 
aca é estima
 
Rausche, Go
ca e as 
r uma 
nte o 
cação, 
 (34) 
 (35) 
ada a 
 (36) 
oble e 
 
 
41 
 
Tabela 12 – Valores de Jc sugeridos. 
 
O método CASE, enquanto útil, é uma simplificação da verdadeira resposta 
dinâmica da estaca e do solo adjacente. O fator de amortecimento empírico Jc calibra a 
análise o o resultado final é tão bom quanto a habilidade do engenheiro em selecionar 
seu valor apropriado. Em contraste, uma análise baseada na equação de onda utiliza um 
modelo numérico muito mais preciso, mas sofre de uma fraca estimativa da energia que 
de fato é transmitida pelo martelo. Felizmente, os pontos fortes e fracos desses dois 
métodos são complementares e a combinação de ambos produz uma melhor análise. 
Essa combinação é o conhecido programa CAPWAP (Case Pile Wave Analysis 
Program). (CODUTO,2001) 
3.11.6 CAPWAP 
O modelo numérico CAPWAP é essencialmente o mesmo da figura 5.10, mas o 
martelo e acessórios são substituídos por dados de F(t) e ν(t) registrados pelo PDA. A 
reação do solo é representada por componentes elastoplásticos e viscolineares. Assim, o 
modelo do solo possui para cada ponto três incógnitas: a resistência estática limite, a 
deformação elástica máxima (“quake”) e as constantes de amortecimento de Smith 
(“damping”). 
A análise é iterativa, atribuindo-se valores para os parâmetros do solo e estaca, e a 
mesma é prosseguida até a obtenção de suficiente concordância entre as curvas 
calculada e medida. Pode-se utilizar tanto os registros de força quanto os de velocidade 
como função imposta para a verificação dos parâmetros. Na Figura 17 é exemplificada a 
sequência de ajuste de um sinal pelo método CAPWAP. 
Tipo de solo Variaçao de J c Valor sugerido de J c
Areia  0,05 ‐ 0,20 0,05
Areia siltosa ou silte arenoso 0,15 ‐ 0,30 0,15
Silte  0,20 ‐ 0,45 0,30
Argila siltosa ou silte argiloso 0,40 ‐ 0,70 0,55
Argila  0,60 ‐ 1,10 1,10
 
 
F
utiliz
ensai
na c
estáti
dinam
a res
mobi
resist
de re
aplic
satur
essa 
1998
Figura 17 – Seq
A partir d
zado no mod
A Figura 1
io de carreg
abeça da e
ica. 
Um dos as
micamente,
sistência dis
ilização tota
tência medi
esistência na
car golpes 
ração da res
prática mai
8) 
A energia 
 
quência de ajus
tracejada =
dessa anális
delo simplif
18 mostra u
gamento din
estaca (Figu
spectos de m
 é a aplicaç
sponível no 
al do “quak
ida cresce c
a interação 
de martelo
sistência dis
is satisfatori
crescente fo
ste de um sina
= solução pela 
se também 
ficado do m
um resultado
nâmico. Dá-
ura 18C), q
maior relevâ
ção de uma 
sistema est
ke” (máxim
com a energ
estaca-solo
o com ene
sponível no
iamente com
foi incluída n
 
42 
l pelo método 
equação de on
pode ser f
método de C
o típico da a
-se ênfase a
que simula 
ância na ava
energia do 
taca-solo, o
o deslocam
gia aplicada
o. Por essa r
ergias cresc
o sistema es
m martelos 
na revisão d
CAPWAP: lin
nda (CINTRA 
feita a aferi
CASE. 
análise CAP
aqui para a c
o resultad
aliação corr
martelo su
o que equiv
mento elástic
a até se atin
razão, inicio
centes para
staca-solo. S
de queda li
de 2007 da N
 
nha cheia = sina
et al, 2013). 
ição do val
PWAP para 
curva carga
do de uma 
reta da capa
ficiente par
ale no mod
co do solo).
ngir um det
ou-se no Br
a verificar 
Só é possív
ivre. (VÁRI
NBR 13208
al medido; linh
lor correto 
um golpe d
a x deslocam
prova de 
acidade de c
ra mobilizar
delo tipo Sm
. Normalme
terminado l
rasil a práti
a tendênci
vel ser exec
IOS AUTO
8. 
ha 
de Jc 
de um 
mento 
carga 
carga, 
r toda 
mith à 
ente a 
limite 
ica de 
ia de 
cutada 
ORES, 
 
 
Figur
calcul
ca
re
(poss
estac
gerad
ra 18 – Resulta
lada na seção i
arga x deslocam
esistência por 
3.11.7 Co
Quando a
sível dano),
ca. 
Quando e
da uma ond
ado típico de an
instrumentada
mento na cabe
atrito lateral e
ontrole de in
a onda sofr
, é causada 
xiste uma 
da de tração
nálise CAPWA
a; (B) curvas de
eça e na ponta 
e diagrama de 
ntegridade d
re uma refl
uma muda
diminuição
o antes da p
 
43 
AP após iteraçã
e força e de ve
da estaca; (D) 
esforços norm
da estaca 
lexão ao en
ança na forç
o da seção 
ponta da es
ão: (A) compar
elocidade obtid
gráfico de bar
mais ao longo da
ncontrar um
ça e na vel
da estaca e
staca, que é
ração da força
das pelo PDA n
rras referente à
a estaca (CINT
ma variação
ocidade me
em uma pr
é sobrepost
 
a medida com a
no campo; (C) c
à distribuição 
TRA et al, 2013
o de imped
edida no top
rofundidade
a à onda in
a força 
curvas 
de 
3). 
dância 
po da 
e x, é 
nicial. 
 
 
Com
no to
Figu
O fat
mo resultado
opo da estac
ura 19 – Exemp
O PDA ca
tor β é calcu
com: 
em que: 
u - aume
iF - força 
R - decr
dano. 
, após u inte
ca, como ilu
plo de registro
alcula um fa
ulado pela s
ento na velo
no impacto
réscimo tota
ervalo de te
ustra a Figur
o de um proble
ator de integ
seguinte equ

ocidade x im
o; 
al da força 
 
44 
empo 2x/c. a
ra 19. 
ema na integrid
gridade β co
uação: 




1
1
F
u
i 


2

mpedância d
no impacto
a velocidad
dade da estaca
om base nes



 
R
 
devido ao da
o em razão
de aumenta e
a pelo PDA (CI
ssa alteração
 
 
ano da estac
o do atrito 
e a força dim
 
INTRA et al, 2
o da impedâ
 
 
ca; 
lateral acim
minui 
013). 
ância. 
 (37) 
 (37) 
ma do 
 
 
difer
lemb
apen
estáti
dano
conv
deve
defor
Os valores
Tabela 13 –
3.12 Inte
A interpre
rentes visõe
brar as pala
nas dados pa
3.12.1 . M
São estes 
ica em esta
o estrutural 
vencional. 
Segundo a
 ser consi
rmações con
s de β indica
– Nível do dano
erpretaçã
etação de 
es do proce
avras de D
ara interpret
Modos de ru
os três po
acas, consid
ou estrang
a NBR 612
iderada def
ntinuadas se
am, de acor
o na estaca (RA
ão	de	prov
provas de 
esso de rup
avisson (19
tar". (VELL
uptura 
ossíveis mo
erando que 
gulamento d
22 (ABNT, 
finida quan
em novos a
Figura
  β
  1,0
  0,8 ‐ 1,0
  0,6 a 0,8
  Abaixo de
 
45 
rdo com Tab
AUSCHE E G
vas	de	car
carga é u
tura (ver, p
970): "Prov
LOSO E LO
odos de rup
as estacas 
do fuste: ru
2010), a ca
ndo ocorre
acréscimos d
a 20 – Ruptura
Nível
Ínteg
Levem
Danif
 0,6 Queb
bela 13, o n
GOBLE, 1979 a
rga	
uma questã
p. ex., Aok
vas de carg
OPES, 2010)
ptura geoté
sejam sufic
uptura nítid
apacidade d
er ruptura
de carga. 
a nítida 
 do dano
ra
mente danif
ficada
brada
nível do dan
apud CINTRA 
 
ão ainda co
ki, 1997). N
ga não forn
) 
écnica em p
cientemente
da; ruptura 
de carga de 
a nítida ca
 
ficada
no na estaca 
et al, 2013). 
ontroversa, 
Nesse ponto
necem respo
provas de 
e resistentes
física e ru
estaca de p
aracterizada
com 
o vale 
ostas, 
carga 
, sem 
uptura 
prova 
a por 
 
 
apres


extra
trech
a ex
deno
critér
soma
(este
recal
deslo
O compor
sentar ruptu
 quando 
aplicar (p
 quando 
configur
Nessas du
apolação da
ho que se di
xponencial d
ominada rup
Para deter
rio que cara
ado a uma p
 método po
lque limite, 
3.12.2 Cr
O critério
ocamento a 
 
rtamento de
ura nítida. Is
a capacida
por exempl
a estaca é 
rem uma rup
uas circunst
a curva carg
ispõe da cur
de Van de
ptura física
rminação d
acteriza (ou
porcentagem
ode ser enq
dentre os q
ritérios de r
o de ruptura
seguinte fu
 
e uma estac
sso ocorre e
de de carg
o, por limit
carregada 
ptura nítida 
tâncias, par
ga x recalqu
rva carga x 
er Veen (ve
a. 
Figur
da ruptura 
u convencion
m da largura
quadrado n
quais cabe sa
ruptura físi
a física de 
unção expon