Fundamentos de Fundações

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FUNDAÇÕES
PROF. ANA PATRÍCIA ARANHA DE CASTRO
“A Faculdade Católica Paulista tem por missão exercer uma ação integrada de suas atividades educacionais, visando à 
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salvo quando indicada a referência, sendo de inteira responsabilidade da autoria a 
emissão de conceitos.
Diretor Geral | Valdir Carrenho Junior
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SUMÁRIO
AULA 01
AULA 02
AULA 03
AULA 04
AULA 05
AULA 06
AULA 07
AULA 08
AULA 09
AULA 10
AULA 11
AULA 12
AULA 13
AULA 14
AULA 15
AULA 16
INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA 
RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO DO SOLO 
COMPRESSIBILIDADE E ADENSAMENTO 
TIPOS DE FUNDAÇÕES: RASAS E PROFUNDAS 
CAPACIDADE DE CARGA EM FUNDAÇÃO RASA 
DIMENSIONAMENTO DE FUNDAÇÃO RASA 
RECALQUE EM FUNDAÇÃO RASA 
PROVA DE CARGA EM PLACA
CAPACIDADE DE CARGA EM FUNDAÇÃO PROFUNDA
DIMENSIONAMENTO DE ESTACA
RECALQUE EM FUNDAÇÃO POR ESTACA
PROVA DE CARGA EM ESTACA
DIMENSIONAMENTO DE TUBULÃO 
ESCOLHA DO TIPO DE FUNDAÇÃO 
PATOLOGIA DE FUNDAÇÃO 
REFORÇO DE FUNDAÇÃO
05
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INTRODUÇÃO
Obras de fundação são vistas a todo momento. Com o aumento na quantidade de 
empreendimentos lançados, projetos adequados a essa expansão são cada vez mais 
necessários.
Nessa contextualização, as fundações são consideradas a base fundamental para o 
sucesso de um empreendimento e seu projeto deve ser realizado de modo a garantir a 
segurança da estrutura.
Nesse livro, portanto, os conceitos e práticas voltadas à execução adequada de fundações 
rasas e profundas serão abordados, com destaque para sapatas, estacas e tubulões.
Da mesma forma, a caracterização do solo que receberá os elementos de fundação será 
executada se configura em uma etapa fundamental para o dimensionamento correto, sendo 
indispensável a determinação de parâmetros de resistência do mesmo por meio de ensaios 
de campo e da determinação da capacidade de suporte.
Espera-se que o leitor faça uso da literatura básica indicada de modo a complementar 
os assuntos aqui abordados.
Uma boa leitura a todos!!
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AULA 1
INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA
Os procedimentos mais comuns para investigar o solo para finalidade de fundações e 
obras geotécnicas são a abertura de poços de inspeção e a realização de ensaios de campo, 
como o SPT e o CPT, com suas variações. Cada ensaio apresenta características próprias 
de execução e resultados particulares que podem, e são empregados em projeto.
1.1 Poço de Inspeção
Esse ensaio é definido pela NBR 9604/2016: Abertura de poço e trincheira de inspeção 
em solo, com retirada de amostras deformadas e indeformadas - Procedimento.
O ensaio permite identificar as camadas de solo que se encontram acima do nível de água 
e retirar amostras deformadas e indeformadas com a finalidade de ensaios laboratoriais. 
1.1.1 Retirada de Amostras Deformadas e Indeformadas
De acordo com Almeida (2013), o procedimento para retirada de amostras deformadas e 
indeformadas ocorre segundo algumas etapas, importantes para se manter as características 
originais do solo, que são:
• Limpeza do terreno e segurança do trabalho (atendendo-se os requisitos estabelecidos 
pela NR 18 do Ministério do Trabalho), por meio de sinalização visual e/ou sonora.
• Execução de sulcos de drenagem.
• Realização de escoramento quando a profundidade do furo ultrapassar 2,0 m.
• Todo o solo retirado deve ser disposto ao redor do poço, de forma escalonada. 
• Na coleta de amostras deve-se identificar a profundidade de coleta das mesmas. 
• Ao se atingir o nível de água deve-se aguardar sua estabilização para aferição da 
profundidade do mesmo.
• Em qualquer momento em que haja a necessidade de interrupção do ensaio, o poço 
deve ser coberto com lona e sinalizado e ao final dos trabalhos, o mesmo deve ser 
preenchido com solo. 
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Para a retirada de amostras deformadas, Almeida (2013) recomenda que toda amostra 
coletada deve ser armazenada em recipiente hermeticamente fechado de modo a preservar 
suas características originais.
No caso das amostras indeformadas, os blocos de solo devem ser parafinados e 
cuidadosamente movimentados até seu local de destino, de modo que se preserve suas 
características e estrutura originais, fundamentais para o devido conhecimento de seus 
parâmetros de resistência de campo. 
Na imagem a seguir observa-se um exemplo de abertura de poço com retirada de amostra 
indeformada.
Figura 01: Exemplo de abertura de poço de inspeção e coleta de amostra indeformada.Fonte: https://contech.eng.br/
1.2 SPT
O ensaio SPT, Sondagem à Percussão ou Sondagem de Simples Reconhecimento – SPT 
(Standard Penetration Test) é definido pela Norma NBR 6484/2020: Solo - Sondagem de 
simples reconhecimento com SPT - Método de ensaio.
Essa sondagem é realizada em três etapas:
https://contech.eng.br/
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I. perfuração.
II. ensaio penetrométrico (penetração dinâmica).
III. amostragem.
As etapas I e II são alternadas enquanto a II e III são executadas simultaneamente, em 
cada metro da sondagem. A perfuração é feita com trado até encontrar o nível de água 
(N.A.) e com sistema de circulação de água abaixo do N.A., feito então a cravação com um 
equipamento chamado trépano.
A amostragem é obtida com a cravação de um amostrador padronizado, bipartido, em 
45 cm de cada metro. 
No ensaio penetrométrico conta-se o número de golpes para cravar cada 15 cm do 
amostrador, por meio de um peso de 65 kg, caindo de uma altura de 75 cm.
Para cada metro de sondagem obtém-se uma amostra (deformada) e três “leituras” no 
ensaio penetrométrico (N1, N2 e N3).
Com esses valores, define-se o índice de resistência à penetração como sendo a soma 
do número de golpes dos últimos 30 cm de penetração (despreza-se a primeira “leitura” que 
foi afetada pela etapa de perfuração, no caso, N1).
Um aperfeiçoamento desse ensaio é o SPT-T, ensaio que inclui medidas de torque do 
amostrador a certa profundidade, definida em projeto.
O equipamento empregado para realização do ensaio SPT e o esquema de ensaio podem 
ser visualizados nas Figuras 02, 03 e 04. Este ensaio foi realizado com retirada de amostra 
deformada por meio do amostrador padrão e a forma de contagem no valor de NSPT.
Figura 02: Amostrador SPT bipartido com amostra deformada coletada. Fonte: http://www.dicionariogeotecnico.com.br/album/geotecnia/ensaios/spt/pages/image/imagepage17.
html
http://www.dicionariogeotecnico.com.br/album/geotecnia/ensaios/spt/pages/image/imagepage17.html
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Figura 03: Esquema do ensaio SPT. Fonte: Schnaid et al. (2006)
Figura 04: Esquema de Contagem no NSPT. Fonte: Rodrigues (2012)
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Isto está na rede
“O ensaio SPT-T trouxe a possibilidade de obtenção de um parâmetro importante para o 
cálculo de fundações de maneira simples e barata. Desde então, vários pesquisadores 
vêm incentivando sua utilização na prática da engenharia de fundações.”
Leia a tese “ESTUDO DO ENSAIO SPT-T E SUA APLICAÇÃONA PRÁTICA DE ENGENHARIA 
DE FUNDAÇÕES” e aprofunde seus conhecimentos da prática na engenharia de fundação.
A tese pode ser acessada no seguinte link: http://repositorio.unicamp.br/bitstream/
REPOSIP/257654/1/Peixoto_AnnaSilviaPalcheco_D.pdf
1.3 CPT
O Ensaio de Penetração Estática ou Ensaio de Cone – CPT (Cone Penetration Test) era 
definido pela NBR 12069 – Ensaio de penetração de cone in situ (CPT), que atualmente 
encontra-se cancelada. Este ensaio ainda é definido pelas Normas ASTM D-5778-95: “Standard 
Test Method for Performing Eletronic Friction Cone and Piezocone Testing of Soils”, ASTM D-3441-
95: “Standard Test Method for Deep, Quasi-Static, Cone and Friction-Cone Penetration Tests of 
Soils” e EN ISO-22476-1: Electrical cone and piezocone penetration tests.
O ensaio consiste na penetração estática por meio de prensagem de uma ponteira cônica, 
com a obtenção das parcelas de resistência de ponta (qc) e por atrito lateral (fc).
A cada 20 cm de profundidade, primeiramente o dispositivo faz penetrar apenas o cone, 
em 4 cm, registrando o valor da força (F1), que dividida pela área da ponta (10 cm²) resulta 
em qc. 
Depois, por outros 4 cm, faz a penetração do cone mais a luva, registrando-se a força 
total (F2), que subtraída de F1 e dividida pela área da superfície lateral da luva (150 cm²), 
resulta em fc, o atrito lateral local. 
Por último, o conjunto todo é prensado por mais 12 cm, completando-se o ciclo e obtendo 
a força total (F3), que inclui a resistência de ponta e o atrito lateral total de todo o trecho 
enterrado. Esses procedimentos são repetidos, com a inclusão de novas hastes de 1,0 m 
de comprimento, até a cota final de ensaio, obtendo-se uma medida das duas parcelas de 
resistência, a cada 20 cm de profundidade.
A razão entre os valores de fc e qc, em cada profundidade, denominada relação de atrito 
(Rf) é utilizada para determinar o tipo de solo por meio de correlações empíricas.
Um aperfeiçoamento desse ensaio é o piezocone, ou CPT-u, que inclui o monitoramento 
das pressões neutras atuantes no processo de penetração.
http://repositorio.unicamp.br/bitstream/REPOSIP/257654/1/Peixoto_AnnaSilviaPalcheco_D.pdf
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O equipamento para realização do ensaio CPT pode ser visualizado nas Figuras 05 e 06.
Figura 05: Equipamento para realização do ensaio CPT e cones utilizados para o ensaio. Fonte: http://www.ecdambiental.com.br/
Figura 06: Ponteira cônica usada no ensaio CPT. Fonte: www.damascopenna.com.br
1.4 Ensaio de Palheta
O Vane Test, ou Ensaio de Palheta é realizada para se determinar a resistência ao 
cisalhamento em argilas moles saturadas sob carregamentos não drenados (Su).
http://www.ecdambiental.com.br/
http://www.damascopenna.com.br
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Este teste é normatizado pela ABNT NBR 10905/1989 (Solo - Ensaios de palheta in situ - 
Método de ensaio) e ASTM D2573, e é caracterizado pela cravação estática de uma palheta 
em formato de cruz, inserida até a posição desejada para a execução do ensaio.
Após posicionar a ponteira, um torque deve ser aplicado por meio da unidade de medição 
com velocidade angular igual a 6 graus/minuto. A obtenção do máximo valor de torque 
permite caracterizar a resistência não drenada do solo quando em condições de solo natural 
indeformado (DAMASCO PENNA, 2021).
Na sequência, deve-se girar a palheta rapidamente por 10 vezes consecutivas, isto é 
realizado para que a resistência não-drenada seja obtida em solos na condição de “amolgado” 
e permitindo avaliar a sensibilidade da estrutura de formação natural do depósito argiloso 
(DAMASCO PENNA, 2021).
Um esquema da execução do Vane Test é mostrado na Figura 07.
Figura 07: Esquema do Ensaio de Palheta. Fonte: Budhu (2017)
1.5 Ensaio Pressiométrico
O equipamento para realização do ensaio pressiométrico foi desenvolvido pelo engenheiro 
Louis Ménard na França, durante a década de 50, e é conhecido como pressiômetro do tipo 
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Ménard (PMT), consistindo em um dispositivo com membrana expansível para medição da 
resistência, rigidez e tensões “in situ” do solo (DAMASCO PENNA, 2021).
O ensaio é padronizado pelas normas ISO 22476-4/2012 (Geotechnical investigation and 
testing - Field testing - Part 4: Ménard pressuremeter test) e ASTM D4719-07 e é realizado com 
a inserção da sonda pressiométrica em pré-furo com diâmetro ligeiramente maior do que 
o da sonda. 
A pressão aplicada e a expansão de volume da sonda do equipamento (sonda essa que 
é flexível) são medidas e registradas em um sistema de coleta de dados, obtendo-se desse 
modo a relação tensão-deformação da camada prospectada (DAMASCO PENNA, 2021).
Um esquema do equipamento para execução do ensaio pressiométrico é demonstrado 
na Figura 08.
Figura 08: Ensaio pressiométrico tipo Ménard. Fonte: Massad (2010)
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AULA 2
RESISTÊNCIA AO CISALHAMENTO 
DO SOLO
Um carregamento externo aplicado na superfície ou a própria geometria da superfície 
da massa de solo e suas características relacionadas aos índices físicos contribui para o 
desenvolvimento de tensões tangenciais ou de cisalhamento, que podem chegar a valores 
limítrofes de tensão cisalhante (FSP, 2013).
A ruptura de um solo ocorre por cisalhamento ao longo de uma superfície conhecida. 
Essa linha de ruptura ocorre, preferencialmente, em regiões com alterações bruscas das 
características do solo. 
O cisalhamento relaciona, ao longo da superfície, a tensão normal ou tensão de compressão 
(σ) e a tensão tangencial, também conhecida como tensão de cisalhamento (τ).
Qualquer problema de ruptura em Mecânica dos Solos envolve, portanto, uma 
superfície de ruptura, a qual poderá ser definida a priori como aquela onde, 
em todos os seus pontos, a tensão de cisalhamento atinge o valor limite da 
resistência ao cisalhamento do solo (FSP, 2013, p.16).
Um esquema da zona de cisalhamento em um solo é visualizado na Figura 09.
Figura 09: Zona fraca, zona cisalhada e superfície de cisalhamento. Fonte: Leroueil (2001)
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A teoria envolvendo a resistência do solo baseia-se em condições de ruptura generalizada 
iminente, ou seja, considera-se, no instante da ruptura, que não ocorrem deformações, isto 
é, o solo rompe bruscamente.
O fator de segurança (F ou FS) contra a ruptura é calculado como a razão entre as 
forças resistentes e as forças atuantes. As forças resistentes dependem dos parâmetros 
de resistência do solo (coesão e ângulo de atrito interno do solo).
2.1 Ângulo de Atrito Interno do Solo
O ângulo de atrito interno do solo é obtido a partir da interação entre partículas sólidas 
por meio de uma área de contato. “A parcela da resistência devido ao atrito pode ser 
simplificadamente demonstrada pela analogia com o problema de deslizamento de um corpo 
sobre uma superfície plana horizontal” (FSP, 2013, p.170).
A resistência ao deslizamento do solo (τ) é proporcional à força normal aplicada (N):
τ = N.f
Em que “f” é o coeficiente de atrito entre os dois materiais. 
Para partículas de solo, essa relação é expressa por:
τ = σ .tg.Φ
Em que “φ” é o ângulo de atrito interno do solo, “σ” é a tensão normal e “τ” a tensão de 
cisalhamento.
“Nos materiais granulares (areias), constituídas de grãos isolados e independentes, o atrito 
é um misto de escorregamento (deslizamento) e de rolamento, afetado fundamentalmente 
pela entrosagem ou embricamento dos grãos” (BARATA, 1984).
2.2 Coesão
A resistência ao cisalhamento do solo ocorre essencialmente devido ao atrito interno entre 
as partículas sólidas. Entretanto, a atração química entre partículas, particularmente em 
estruturasfloculadas e a cimentação dessas partículas (principalmente em argilominerais) 
podem provocar a existência de uma coesão real. 
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De acordo com Vargas (1977), a coesão pode ser entendida como a resistência que a 
fração argilosa cede ao solo como um todo e pela qual ele se torna coeso em forma de 
torrões ou blocos. 
A coesão é observada em solos muito finos (siltes e argilas).
2.3 Círculo de Mohr
O estado de tensões do solo pode ser representado graficamente por um sistema de 
coordenadas O gráfico é realizado em função das tensões normais (σ) e das tensões de 
cisalhamento (τ).
A partir dos valores de σ1 e σ3 (tensão principal e tensão de confinamento ou secundária) 
traça-se o círculo de Mohr. 
“Qualquer linha reta traçada através do polo ou origem dos planos (ponto P) interseccionará 
o círculo em um ponto que representa as tensões sobre um plano inclinado de mesma 
direção desta linha” (FSP, 2013, p.167).
A representação do estado de tensões para um elemento de solo em um determinado 
plano é mostrada na Figura 10.
Figura 10: Representação do estado de tensões por meio do círculo de Mohr. Fonte: http://professor.pucgoias.edu.br/SiteDocente/admin/arquivosUpload/17430/material/GEO_
II_09_Estados%20de%20Tensao%20e%20Criterios%20de%20ruptura.pdf
2.4 Ensaios de Resistência
Para determinação dos parâmetros de resistência ao cisalhamento do solo, os principais 
ensaios são: ensaio de cisalhamento direto, ensaio de compressão triaxial e ensaio de 
compressão simples.
http://professor.pucgoias.edu.br/SiteDocente/admin/arquivosUpload/17430/material/GEO_II_09_Estados%20de%20Tensao%20e%20Criterios%20de%20ruptura.pdf
http://professor.pucgoias.edu.br/SiteDocente/admin/arquivosUpload/17430/material/GEO_II_09_Estados%20de%20Tensao%20e%20Criterios%20de%20ruptura.pdf
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2.4.1 Ensaio de Cisalhamento Direto
O ensaio de cisalhamento direto é executado em uma caixa metálica bipartida na qual a 
metade superior do corpo de prova desliza sobre a parte inferior. 
O corpo de prova é inicialmente comprimido por uma força normal “N”, seguida da aplicação 
de uma força cisalhante “T”.
Para cada valor de tensão normal aplicada (força N, resultando na tensão σ = N/A), obtém-
se um valor de tensão de cisalhamento (força T, resultando na tensão τ = Tcis/A).
O ensaio de cisalhamento direto é sempre drenado, devendo ser executado lentamente 
para impedir o estabelecimento de pressões neutras nos poros da amostra, particularmente 
quando se trata de solos que possuam partículas finas.
A condição drenada implica a total dissipação de pressão neutra durante o cisalhamento 
do corpo de prova. Nas areias, por exemplo, devido à alta permeabilidade, isto ocorre de forma 
imediata. Em solos argilosos, entretanto, é necessário reduzir a velocidade de deformação 
para aumentar o tempo de ensaio e permitir a dissipação de pressão neutra (FSP, 2013).
O principal problema do ensaio em si é a imposição de uma superfície de ruptura, horizontal. 
O solo rompe ao longo do plano horizontal já estabelecido pela caixa bipartida e não sob o 
plano mais frágil.
As principais vantagens do ensaio são a simplicidade de operação, facilidade de moldagem 
das amostras e o baixo custo de execução. Na imagem é apresentado um esquema do 
ensaio e do corpo de prova na caixa bipartida.
Figura 11: Esquema do ensaio de Cisalhamento Direto. Fonte: https://engcivil20142.files.wordpress.com/2017/02/notas-de-aulas-parte-9-mec-solos-ii.pdf
https://engcivil20142.files.wordpress.com/2017/02/notas-de-aulas-parte-9-mec-solos-ii.pdf
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2.4.2 Ensaio de Compressão Triaxial
O ensaio de compressão triaxial é o mais completo para a determinação da resistência 
ao cisalhamento do solo. 
O equipamento consiste de uma câmara cilíndrica transparente posicionada sobre uma 
base de alumínio, onde é colocado um corpo de prova cilíndrico revestido por uma membrana 
de borracha impermeável sob um pedestal, através do qual há uma ligação com a base da 
célula. Entre o pedestal e a amostra utiliza-se uma pedra porosa para facilitar a drenagem. 
A câmara, durante a realização do ensaio, é, então, preenchida com água, cuja finalidade é 
transmitir pressão à amostra a partir da pressão neutra, originando o valor conhecido como 
σ3 ou tensão de confinamento (FSP, 2013).
O ensaio de compressão triaxial é executado em duas etapas, iniciando com a aplicação 
da tensão de confinamento (σc) e finalizando com a tensão desviadora (σd).
A princípio, o corpo de prova é submetido a uma tensão confinante (σc), dada por uma 
solicitação isotrópica de tensão devido à pressão neutra aplicada. A seguir, aplica-se um 
incremento de tensão desviadora (Δσd) até a ruptura da amostra.
Na figura a seguir é apresentado o esquema do ensaio de Compressão Triaxial.
Figura 12: Esquema do ensaio de Compressão Triaxial. Fonte: https://engcivil20142.files.wordpress.com/2017/02/notas-de-aulas-parte-9-mec-solos-ii.pdf
Existem três formas clássicas de se realizar o ensaio triaxial, conforme as condições de 
drenagem permitidas em cada etapa do ensaio.
https://engcivil20142.files.wordpress.com/2017/02/notas-de-aulas-parte-9-mec-solos-ii.pdf
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Ensaio adensado drenado (CD) - consolidated drained, ou ensaio S (Slow – lento): Neste 
ensaio ocorre a drenagem do corpo de prova ao longo de todo o processo. Desta forma, 
a pressão neutra durante o carregamento é zero e as tensões medidas são dadas em 
termos de tensões efetivas. É o ensaio mais empregado para determinação de resistência 
ao cisalhamento em areias.
Ensaio adensado não drenado (CU) - consolidated undrained, ou ensaio R (rapid - rápido 
- pré-adensado): Nesse ensaio, a drenagem ocorre somente durante a aplicação da tensão 
confinante. Durante o carregamento, ou aplicação da tensão desviadora, fecham-se os 
registros de drenagem até a ruptura do corpo de prova. São medidas as tensões totais (σ) 
e as tensões efetivas pela equação: σ’ = σ – u.
Ensaio não adensado não drenado (UU) - unconsolidated undrained, ou ensaio Q (quick 
- rápido): Neste ensaio aplicam-se a tensão confinante e o carregamento axial até a ruptura 
do corpo de prova sem permitir a drenagem em qualquer etapa. 
2.4.3 Ensaio de Compressão Simples
O ensaio de Compressão simples é um caso particular do ensaio de compressão triaxial 
de ruptura não drenada, semelhante ao que ocorre nos ensaios de compressão triaxial não 
drenados ou rápidos. A tensão confinante é a pressão atmosférica, ou seja, σ3 = 0. 
O valor da tensão principal na ruptura, σ1, recebe o nome de resistência à compressão 
simples ou Rc.
Na figura a seguir é apresentada superfície de ruptura do corpo de prova de um ensaio 
de Compressão Simples.
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Figura 13: Exemplo de ruptura de corpo de prova após realização do ensaio de Compressão Simples. Fonte: https://www.maxwell.vrac.puc-rio.br/12459/12459_9.PDF
https://www.maxwell.vrac.puc-rio.br/12459/12459_9.PDF
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AULA 3
COMPRESSIBILIDADE E 
ADENSAMENTO
Entende-se por recalque as deformações volumétricas que ocorrem no solo em decorrência 
da expulsão de ar e água dos poros. 
O recalque, de modo geral, pode ser diferenciado em recalque primário e recalque por 
compressão secundária.
Recalque primário: alteração volumétrica de solos saturados e não saturados pela aplicação 
de carregamento com consequente expulsão de ar e água dos vazios do solo. É expresso 
pela seguinte equação:
Em que:
ΔH: recalque da camada analisada.
Δe: variação do índice de vazios.
e0: índice de vazios inicial do solo.
H: altura inicial da camada analisada.
Recalque por compressão secundária:observado em solos argilosos saturados como 
resultado do ajuste de deformações plásticas ou residuais do solo. É uma forma adicional 
de compressão que ocorre sob tensão efetiva constante. Comum em solo argiloso saturado, 
ocorrendo devido à expulsão da água dos poros.
3.1 Compressibilidade
As deformações que ocorrem no solo não dependem somente da carga aplicada, mas 
também da compressibilidade do solo e de fatores relacionados aos índices físicos do mesmo. 
Dessa forma, pode-se classificar as deformações em:
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Elásticas: quando estas são proporcionais ao estado de tensão e atendem à Lei de Hooke 
para deformações (σ = E.ԑ, em que E = módulo de Elasticidade ou módulo de Young é 
constante e característico do material). 
Plásticas: associadas a variações volumétricas permanentes. Essas deformações são 
também conhecidas como deformações permanentes. 
Viscosas: também chamadas de fluência, são aquelas que evoluem com o tempo sob 
um estado de tensão constante, isto é, o solo se deforma continuamente.
Considerando-se o solo um sistema trifásico, composto de partículas sólidas (minerais), ar 
(incluído o vapor de água) e água (livre, adsorvida e absorvida) nos seus vazios, as deformações 
que ocorrem no solo como um todo podem estar associadas à: 
• Deformação dos grãos.
• Compressão da água presente nos vazios (no caso de solo saturado).
• Variação do volume de vazios, devido ao deslocamento das partículas.
A magnitude dos carregamentos aplicados às camadas de solo não é suficiente para 
promover deformações das partículas sólidas. A água, por sua vez, sendo incompressível, se 
movimenta sob a aplicação de carga, variando o volume de vazios do solo, e consequentemente, 
seu índice de vazios. Dessa forma, as deformações do solo ocorrerão, majoritariamente, pela 
variação de volume de vazios.
Somente para casos em que os níveis de tensão são muito elevados, a deformação total 
do solo pode ser acrescida da variação de volume dos grãos. 
É indispensável em qualquer obra de engenharia que se conheça o solo em que a obra será 
executada, de modo que a partir de suas características de compressibilidade seja possível 
prever as deformações que ocorrerão e decidir sobre a fundação adequada a ser adotada.
Conhecida as características do solo, torna-se necessário conhecer a distribuição de 
tensões que ocorre no mesmo e determinar os parâmetros de resistência por meio dos 
ensaios de laboratório.
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3.1.1 Fatores que Influenciam a Compressibilidade
Diversos são os fatores que afetam diretamente as características de compressibilidade 
dos solos.
Tipo de Solo 
A forma de interação entre as partículas finas é diferente da que ocorre com partículas 
granulares. Tratando-se de solos granulares (areias, por exemplo), os esforços são transmitidos 
por contato entre os grãos. Já para solos finos (argilas e siltes plásticos), além do contato 
entre as partículas, existe uma ligação elétrica característica dos argilominerais, decorrente 
da camada dupla do mineral.
Por essa razão, a “compressibilidade dos solos argilosos é superior à dos solos arenosos, 
pois a camada dupla lubrifica o contato e, portanto, facilita o deslocamento relativo entre 
partículas” (UNIP, 2021). 
Estrutura dos Solos 
Quanto à estrutura do solo, sua compacidade ou consistência também afeta diretamente 
o comportamento de compressibilidade. Isso significa que quanto maior o índice de vazios, 
maior será a compressibilidade do solo. 
Para realização dos ensaios de laboratório com a finalidade de determinação de parâmetros 
de compressibilidade, para estruturas floculadas (argilas e siltes), devido ao arranjo dessas 
partículas, usualmente utilizam-se amostras indeformadas. Já para solos granulares, é comum 
a adoção de corpos de prova moldados com amostras deformadas compactadas até se 
atingir o índice de vazios de campo (UNIP, 2021). 
Grau de Saturação 
No caso de solos saturados, a variação de volume ocorre por uma variação de volume 
de água contida nos vazios. Quanto maior o tamanho do grão, mais facilmente essa água 
será expulsa dos vazios. Dessa forma, no momento da aplicação de carga no solo, a tensão 
é transferida para a água, que sendo incompressível, se movimenta pelos poros até ser 
expulsa dos vazios. 
Para solos finos, essa expulsão ocorre de forma mais lenta.
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No caso de solos não saturados, em que o Grau de Saturação encontra-se na faixa entre 
0 a 100%, o comportamento se altera. Como o ar, presente nos vazios, é compressível, 
antes de ser expulso, ele será comprimido, não ocasionando deformações consideráveis à 
princípio (UNIP, 2021).
3.1.2 Curva de Compressibilidade
A curva de compressibilidade ou curva edométrica é realizada com dados obtidos pelo 
ensaio conhecido como edométrico ou oedométrico.
Esse ensaio consiste na aplicação de carga em corpo de prova cilíndrico saturado com 
medição das deformações axiais. Existe, ainda, a possibilidade de realização do ensaio com 
o corpo de prova não saturado, por meio de imposição de pressão de ar em câmara fechada.
A curva de compressão confinada (compressão edométrica) abrange um extenso intervalo 
de tensões, que são definidos considerando-se as tensões previstas aplicadas em campo. 
Por isso, a curva retrata várias situações de carregamento em apenas um único ensaio. 
Desta curva obtém-se inclinações da curva e-log’, denominadas Cc (índice de compressão), 
Cr (índice de recompressão) e Ce (índice de expansão) e também a σ’ad (tensão de pré-
adensamento ou tensão de sobreadensamento). 
Os índices de compressão, recompressão e expansão são utilizados diretamente nas 
equações de deformação.
A tensão de pré-adensamento está relacionada ao histórico de tensões do solo e corresponde 
ao valor de tensão a partir do qual o solo principia a comprimir-se ao longo da reta virgem, 
causando deformações permanentes (ou deformações plásticas).
3.2 Adensamento
O adensamento é caracterizado pela variação de volume que ocorre em solos argilosos 
saturados devido à expulsão de água dos vazios. É também conhecido como compressão 
secundária, devido ao extenso tempo necessário para que ocorra.
Tal variação de volume é consequência de mudanças das tensões efetivas atuantes no 
maciço, que ocorre devido à movimentação da água nos vazios do solo.
Um dos exemplos mais clássicos de deformações por adensamento é o que ocorreu nos 
prédios na cidade de Santos/SP, conforme apresentado na figura a seguir.
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Figura 14: Exemplo de adensamento do solo que ocorreu em Santos/SP. Fonte: https://www.geosensori.com.br/2019/05/16/um-alerta-para-o-recalque-nas-fundacoes-das-
edificacoes/
Na época em que os grandes edifícios da orla foram construídos, década de 50 e 60, as 
fundações adotadas foram as superficiais, pois acreditava-se que o solo em superfície resistiria 
às tensões impostas. Observa-se, pela imagem anterior, que existem aproximadamente 12 
metros de camada de areia, que se encontrava compactada no momento da obra. 
O que não se previu, entretanto, era que abaixo dessa camada compactada de areia existia 
uma extensa camada de argila orgânica, altamente compressível, que viria a se deformar com 
o acréscimo de tensão gerado pelos edifícios. Dessa forma, no momento em que os edifícios 
começaram a ser erguidos e devido à interferência nos bulbos de tensão, as deformações 
relativas começaram a ocorrer, gerando as inclinações conhecidas.
A solução adotada para estabilizar os edifícios foi a execução de fundação profunda 
apoiada em fragmentos de rocha, a aproximadamente 50 metros de profundidade.
https://www.geosensori.com.br/2019/05/16/um-alerta-para-o-recalque-nas-fundacoes-das-edificacoes/
https://www.geosensori.com.br/2019/05/16/um-alerta-para-o-recalque-nas-fundacoes-das-edificacoes/FUNDAÇÕES
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Os prédios de Santos não são o único caso de deformações por adensamento. A Cidade 
do México é outro caso clássico, que é apresentado no artigo a seguir.
Isto está na rede
Você sabia que a cidade do México afunda de 8 a 12 centímetro por ano??
Leia o artigo e entenda o que acontece: https://www.uol.com.br/tilt/ultimas-noticias/
efe/2018/08/30/cidade-do-mexico-afunda-de-8-a-12-centimetros
https://www.uol.com.br/tilt/ultimas-noticias/efe/2018/08/30/cidade-do-mexico-afunda-de-8-a-12-centimetros-por-ano-segundo-universidade.htm
https://www.uol.com.br/tilt/ultimas-noticias/efe/2018/08/30/cidade-do-mexico-afunda-de-8-a-12-centimetros-por-ano-segundo-universidade.htm
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AULA 4
TIPOS DE FUNDAÇÕES: RASAS E 
PROFUNDAS
As fundações podem ser classificadas em rasas e profundas, sendo as fundações rasas 
ou superficiais aquelas que são assentes diretamente no solo enquanto que as profundas são 
utilizadas com maior profundidade. De acordo com a NBR 6122/2019, a fundação profunda 
é o elemento de fundação que transmite a carga ao terreno pela base e pelo fuste e deve 
ter profundidade superior ao dobro da sua menor dimensão em planta ou, no mínimo, 3 
metros de profundidade. 
Outra forma de caracterização dos tipos de fundação dita sobre o caráter de forma de 
distribuição de carga no solo: fundação direta e indireta. Trata-se de fundação direta aquela 
cuja base distribui a maior parte de sua carga, enquanto a fundação indireta aquela cuja 
carga é distribuída tanto pela base quanto pelo fuste. 
Sapatas e tubulões podem ser considerados fundações diretas, enquanto que estacas 
são consideradas fundações indiretas.
4.1 Fundação Rasa
Fundações rasas são elementos de fundação em que as cargas são distribuídas no terreno 
pela base e que possuem profundidade menor que duas vezes sua menor dimensão.
As fundações rasas são divididas em sapatas, vigas de fundação ou vigas baldrame, 
radier e bloco de fundação.
4.1.1 Sapata
Sapatas são elemento de fundação superficial de concreto armado, dimensionado de 
modo que as tensões de tração nele produzidas não sejam resistidas pelo concreto, mas 
sim pelo emprego da armadura. Sua base pode apresentar as formas quadrada, retangular 
ou trapezoidal (NBR 6122, 2019). 
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As sapatas podem ser classificadas, ainda, como sapatas isoladas, sapatas associadas, 
sapatas corridas e sapatas excêntricas.
As sapatas de pilares de divisa são conhecidas como excêntricas, o que exige a inclusão 
de uma viga alavanca vinculada a um pilar central próximo, para se obter o equilíbrio na 
estrutura.
Na figura a seguir é apresentada a execução de uma sapata isolada, já posicionada a 
armadura.
Figura 15: Sapata isolada sendo executada. Fonte: https://www.rrarquiteturaereforma.com.br/single-post/2016/10/10/empresa-fundacao-superficial-sapata-brasilia
4.1.2 Radier
Radier é um elemento de fundação superficial que abrange todos os pilares da obra ou 
carregamentos distribuídos (NBR 6122, 2019).
Portanto, quando a soma das cargas da estrutura dividida pela tensão admissível do 
terreno exceder 70% da área a ser edificada, é aconselhável reunir as sapatas em um único 
elemento de fundação, chamado de radier.
O radier é empregado quando o terreno possui baixa resistência, mas apresenta camada 
espessa de solo.
Na figura a seguir é apresentada a execução da laje armada conhecida como radier.
https://www.rrarquiteturaereforma.com.br/single-post/2016/10/10/empresa-fundacao-superficial-sapata-brasilia
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Figura 16: Fundação do tipo radier sendo executada. Fonte: http://www.acoplano.com.br/blog/o-que-e-fundacao-radier/
4.1.3 Viga Baldrame
Viga de fundação ou viga baldrame é o elemento de fundação superficial que é comum 
a vários pilares, cujos centros, em planta, estejam situados no mesmo alinhamento (NBR 
6122, 2019).
Trata-se de fundação corrida sobre terreno superficial resistente.
Na figura a seguir é apresentada vigas baldrame de uma edificação já executada.
Figura 17: Vigas baldrames já executadas. Fonte: https://jprodriguesengenharia.com.br/vigas-baldrames/
http://www.acoplano.com.br/blog/o-que-e-fundacao-radier/
https://jprodriguesengenharia.com.br/vigas-baldrames/
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4.1.4 Bloco de Fundação
Bloco de fundação é um elemento de fundação superficial de concreto, dimensionado 
de modo que as tensões de tração nele produzidas possam ser resistidas pelo concreto, 
sem necessidade de armadura. Pode ter suas faces verticais, inclinadas ou escalonadas e 
apresentar normalmente em planta seção quadrada ou retangular (NBR 6122, 2019).
É importante não confundir o bloco de fundação com o bloco de transição. O bloco de 
transição é utilizado para transferir as cargas provindas da superestrutura para a fundação, 
enquanto que o bloco de fundação por si só é o elemento de fundação.
4.2 Fundação Profunda
As fundações profundas são elementos que transmitem as cargas ao terreno pela base e 
pelo fuste (resistência de ponta e lateral), cuja profundidade de assentamento deve ser superior 
a duas vezes sua menor dimensão em planta, ou pelo menos 3 metros de profundidade.
As fundações profundas podem ser divididas em tubulões, estacas e caixões. Serão 
apresentados nos tópicos seguintes características de estacas e tubulões que são as 
fundações profundas mais utilizadas.
4.2.1 Tubulão
Tubulão é um elemento de fundação, cilíndrico, em que há a descida de operário. Pode 
ser executado a céu aberto ou sob ar comprimido e ter ou não sua base alargada. Pode ser 
executado com ou sem revestimento (NBR 6122, 2019).
4.2.1.1 Tubulão à Céu Aberto
O tubulão a céu aberto pode ser escavado manualmente, utilizando um sarilho, ou 
mecanicamente, com um trado, restando apenas o alargamento da base como operação 
manual (TSUHA e CINTRA, 2021), que atualmente pode ser feito de forma mecanizada.
O tubulão a céu aberto geralmente é escavado sem revestimento, quando o solo apresenta 
boas características de resistência, como é o caso de solo coesivo.
O diâmetro mínimo do fuste é de 0,70 m para escavação manual e até 0,50 m para 
escavação mecânica. Essas medidas podem ser alteradas para valores superiores, nunca para 
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valores inferiores, conforme exigência da NR 18 do Ministério do Trabalho. A profundidade 
máxima é limitada pelo nível de água (NA).
Pela simplicidade de execução, menor custo e adequabilidade ao perfil do subsolo, a 
fundação por tubulões a céu aberto é a mais empregada nos edifícios residenciais.
Na figura a seguir é apresentado um esquema de execução de tubulão a céu aberto.
Figura 18: Esquema de execução de Tubulão à Céu Aberto. Fonte: https://www.escolaengenharia.com.br/tubulao-a-ceu-aberto/
4.2.1.2 Tubulão Pneumático
Com utilização de ar comprimido, a escavação abaixo do NA é feita manualmente e a 
seco. O fuste, obrigatoriamente, tem revestimento metálico ou de concreto moldado in loco.
Na superfície, o fuste é coberto por uma campânula, que abriga o sarilho. A campânula é 
provida de dois cachimbos: uma para saída do solo escavado e outro para a concretagem.
As condições de trabalho sob ar comprimido são difíceis. Quanto maior a pressão, menor 
o período de trabalho de cada operário (TSUHA; CINTRA, 2021).
De acordo com a NBR 6122 (2019), a máxima pressão de serviço deve ser de 0,15 MPa. 
Pressões superiores só podem ser empregadas em situações muito particulares.
Para iniciar um novo período, o operário deve passar por uma pressurização lenta, na 
campânula, até equilibrar com a pressão do fuste. No término, a despressurização é que deve 
ser lenta. Descuidos nessas etapaspodem provocar embolia e levar o trabalhador à morte.
Na figura a seguir é apresentado o esquema de execução do tubulão pneumático.
https://www.escolaengenharia.com.br/tubulao-a-ceu-aberto/
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Figura 19: Esquema de execução de Tubulão Pneumático. Fonte: https://www.vwffundacoes.com.br/fundacoes-profundas-tubuloes
4.2.2 Estaca
Estaca é o elemento de fundação profunda executado inteiramente por equipamentos 
ou ferramentas, sem que, em qualquer fase de sua execução, haja descida de operário. Os 
materiais empregados podem ser: madeira, aço, concreto pré-moldado, concreto moldado 
in situ ou mistos (NBR 6122, 2019).
As estacas geralmente são empregadas em grupo por pilar, exigindo a concretagem de 
um bloco de capeamento ou bloco de transição, que faz a transferência de carga do pilar 
para o grupo de estacas.
Três grandes famílias de estacas podem ser caracterizadas: as cravadas, as escavadas 
e as estacas especiais.
4.2.2.1 Estaca Cravada
Estacas cravadas são um tipo de fundação profunda em que a própria estaca é introduzida 
no terreno por meio de golpes de martelo, podendo ocorrer por gravidade, por explosão, 
vapor, ar comprimido ou vibratório. Existe, ainda, a possibilidade dessa cravação ser feita 
por meio de prensagem, com o auxílio de macaco hidráulico. 
As estacas cravadas podem ser de concreto pré-moldado, perfil metálico ou madeira.
https://www.vwffundacoes.com.br/fundacoes-profundas-tubuloes
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De acordo com Tsuha e Cintra (2021), as estacas cravadas são pré-fabricadas, em diferentes 
diâmetros e formatos, e transportadas para o canteiro de obras, onde são cravadas por um 
equipamento denominado bate-estacas. Através de um martelo, caindo de uma altura fixa, 
aplicam-se golpes na cabeça da estaca para a sua cravação no terreno. O peso do martelo 
deve ser pelo menos igual ao peso da estaca e a altura de queda tal que não resulte uma 
energia excessiva, o que causaria a quebra da estaca. A cabeça da estaca é protegida por 
um capacete, para amortecer o impacto do martelo na estaca e evitar danos à estrutura 
do elemento. 
A estaca é cravada até atingir a néga que normalmente é especificada de 10 a 20 mm 
para 10 golpes ao final da cravação, para uma determinada energia de cravação (altura de 
queda vezes o peso do martelo). Caso a néga resulte superior ao valor especificado, deve-se 
prosseguir a cravação.
 
Estacas Pré-moldada de Concreto
As estacas de concreto pré-moldada têm seção quadrada ou circular, podendo ser vazada 
ou cheia. O concreto empregado pode ser vibrado, centrifugado ou protendido.
Cada fábrica de estacas pré-moldadas, ou pré-fabricadas, de concreto produz a sua tabela 
de carga de catálogo, em função dos diâmetros fabricados e resistência do concreto utilizado 
(TSUHA; CINTRA, 2021).
Para posicionar a estaca para cravação no bate-estaca, a estaca pré-moldada de concreto 
deve ser içada por apoios localizados a 1/3 do seu comprimento, de modo a não quebrar a 
estaca nesse procedimento. Na figura a seguir é apresentado um exemplo de cravação de 
estaca com utilização de bate-estaca.
Figura 20: Cravação de estacas pré-moldadas de concreto. Fonte: http://www.tecgeo.com.br/servicos/estacas-pr-moldadas-de-concreto-3
http://www.tecgeo.com.br/servicos/estacas-pr-moldadas-de-concreto-3
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Estacas de Aço
As estacas de aço são, na sua grande maioria, de laminados, tubos metálicos e trilhos. 
Possuem uma cravação mais fácil, com baixo nível de vibração, devido à reduzida área de 
seção transversal.
As estacas de aço podem ser cravadas em terrenos resistentes, sem o risco de provocar 
levantamento de estacas vizinhas e sem risco de quebra (TSUHA; CINTRA, 2021). Na figura 
a seguir é apresentado um exemplo de estacas de aço cravadas.
Figura 21: Estacas metálicas cravadas. Fonte: https://www.aegrupo.com.br/single-post/fundacoes-estacas-de-aco
Estacas de Madeira
De acordo com a NBR 6122 (2019), as estacas de madeira devem ter diâmetros de ponta 
e topo maiores que 15 cm e 25 cm, respectivamente. 
No Brasil, o eucalipto é a madeira mais empregada.
De modo geral, as estacas de madeira têm duração praticamente ilimitada quando mantida 
permanentemente submersa. Entretanto, quando submetida à variação de nível d’água, 
apodrece por ação de fungos que se desenvolvem no ambiente água-ar (TSUHA; CINTRA, 
2021).
Os topos das estacas devem ser protegidos para não sofrerem danos durante a cravação, 
mas caso esse dano ocorra, o trecho danificado deve ser cortado (NBR 6122, 2019).
https://www.aegrupo.com.br/single-post/fundacoes-estacas-de-aco
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4.2.2.2 Estaca Escavada
Estacas escavadas são um tipo de fundação profunda executada por escavação mecânica, 
com uso ou não de lama bentonítica, de revestimento total ou parcial, e posterior concretagem 
(NBR 6122, 2019).
Em seu processo de execução não provoca ruído ou vibração.
Ao término da perfuração faz-se a introdução da armadura, quando necessária, cobrindo 
o trecho superior da estaca solicitado à flexão (TSUHA; CINTRA, 2021).
Estacas Broca
Estacas do tipo broca são estacas escavadas com comprimento e diâmetro pequenos, 
com baixa carga de catálogo, para o caso de obras de pequeno porte. São executadas com 
trado manual ou mecanizado e são consideradas as estacas mais comuns e simples de 
serem executadas.
De acordo com a NBR 6122 (2019), recomenda-se para as estacas tipo broca um diâmetro 
mínimo de 20 cm e máximo de 50 cm.
Na figura a seguir é apresentado o processo executivo desse tipo de estaca.
Figura 22: Esquema de execução de estaca do tipo broca. Fonte: https://sondarello.com.br/estaca-escavada-mecanicamente-e-estaca-tipo-broca/
https://sondarello.com.br/estaca-escavada-mecanicamente-e-estaca-tipo-broca/
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Estaca Strauss
No processo de execução da estaca Strauss, utilizam-se tubos de revestimento (camisas) 
que vão sendo introduzidos à medida que o furo vai avançando. Através de um tripé, introduz-
se uma sonda ou piteira, por dentro do revestimento, para se realizar a perfuração e retirada 
de material.
Durante a concretagem, com um guincho, saca-se cada camisa e com o outro apiloa-se 
o concreto. 
De acordo com a NBR 6122 (2019), recomenda-se que as estacas Strauss tenham o seu 
diâmetro limitado a 500 mm.
Na figura a seguir é apresentado o esquema de execução da estaca Strauss.
Figura 23: Esquema de execução da estaca Strauss. Fonte: https://www.totalconstrucao.com.br/estaca-strauss/
Estacas tipo Hélice Contínua 
Tipo de fundação profunda constituída por concreto moldado in loco, executada por meio 
de trado contínuo e injeção de concreto, sob pressão controlada, através da haste central 
do trado simultaneamente a sua retirada do terreno (NBR 6122, 2019). 
As fases de execução das estacas tipo hélice contínua são:
• Perfuração: cravação da hélice no terreno até a cota determinada no projeto, sem 
retirada de solo escavado.
• Concretagem simultânea à extração da hélice do terreno: bombeamento do concreto 
pela haste de forma a preencher completamente o espaço deixado pela hélice que é 
https://www.totalconstrucao.com.br/estaca-strauss/
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extraída do terreno sem girar, ou, no caso de terrenos arenosos, girando-se lentamente 
no sentido da perfuração.
• Colocação da armadura: apesar do método de execução da hélice contínua exigir a 
colocação da armadura após a sua concretagem, se as estacas forem de compressão, 
esta armadura pode ser dispensada, segundo a NBR 6122.
Dentre as principais vantagens deste tipo de estaca destacam-se a elevada produtividade, 
promovida pela versatilidade de equipamento,que por sua vez leva à economia devido à 
redução dos cronogramas de obra, pode ser executada na maior parte dos maciços de solo, 
exceto quando ocorrem matacões e rochas, não produz distúrbios e vibrações típicos dos 
equipamentos a percussão, controle de qualidade dos serviços executados, além de não 
causar a descompressão do terreno durante a sua execução (UFC, 2021). 
As principais desvantagens estão relacionadas ao porte do equipamento, que necessita 
de áreas planas e de fácil movimentação, pela sua alta produtividade exige uma grande 
demanda de concreto fresco em obra, e pelo seu custo é necessário um número mínimo 
de estacas a se executar para compensar o custo com a mobilização do equipamento. Na 
figura a seguir, é apresentado um esquema de execução da estaca Hélice Contínua.
Figura 24: Esquema de execução da estaca Hélice Contínua. Fonte: https://sites.google.com/site/fundacoesunianchieta/com-palavra/introducao-e-tecnica
 
https://sites.google.com/site/fundacoesunianchieta/com-palavra/introducao-e-tecnica
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Estaca Escavada com Lama Bentonítica (Estacão)
É uma estaca de grande diâmetro e alta carga de catálogo. Por isso não é empregada 
em grupo, apenas uma por pilar (TSUHA; CINTRA, 2021).
As estacas escavadas com o uso de lama, sejam circulares ou alongadas (estacas 
diafragma ou barretes), têm sua carga admissível, em grande parte, dependente do atrito 
ao longo do fuste, enquanto a resistência de ponta é mobilizada apenas depois de recalques 
elevados (NBR 6122, 2019).
Não há revestimento, mas a lama bentonítica é utilizada para garantir a estabilidade do 
furo durante a escavação, que pode ultrapassar o NA e atingir grandes profundidades. 
A bentonita, um tipo de argilomineral, é misturada com água no próprio canteiro e 
armazenada em reservatórios metálicos.
O equipamento de execução tem uma haste com uma caçamba perfuratriz na sua 
extremidade inferior, acionada hidraulicamente por uma mesa rotativa. Cheia a caçamba, 
ela é suspensa e esvaziada, ao redor da máquina.
O furo fica cheio de lama bentonítica durante todo o processo de avanço da perfuração. 
Em consequência, o canteiro de obras fica bastante enlameado.
A concretagem deve ser contínua e feita logo após o término da perfuração, sendo tomadas 
as providências referentes à lama bentonítica e à ferragem (NBR 6122, 2019).
Para que não ocorra a mistura da lama com o concreto que é lançado da superfície, 
coloca-se uma bola plástica no início, a qual é pressionada pelo concreto no interior do tubo, 
garantido a ausência do contato do concreto com a lama dentro do tubo (TSUHA; CINTRA, 
2021). Na figura a seguir é apresentada a execução de estaca com lama bentonítica.
Figura 25: Exemplo de execução de estaca escavada com lama bentonítica. Fonte: http://www.prfundacoes.com.br/estacao-com-lama
http://www.prfundacoes.com.br/estacao-com-lama
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Estacas Barretes
As estacas barretes são semelhantes aos estacões, mas apresentam seção transversal 
retangular alongada, de grandes dimensões.
Justapostas várias delas, tem-se a parede diafragma, utilizada, sobretudo, em divisas de 
terreno como muro de contenção e fundação ao mesmo tempo (TSUHA; CINTRA, 2021). Na 
figura a seguir é apresentado o esquema de execução da estaca barrete.
Figura 26: Esquema de execução de estaca barrete. Fonte: http://www.brasfond.com.br/fundacoes/ebarrete.html
4.2.2.3 Estaca Especial
Nesse grupo há as estacas que não podem ser consideradas como cravadas nem como 
escavadas, pois apresentam um processo executivo misto ou diferenciado.
Estacas Apiloadas
Também chamadas de estacas pilão ou soquetão, o furo é obtido por apiloamento do 
solo, por meio de um pilão ou soquete, com peso da ordem de 3 kN, caindo em queda livre.
Pela NBR 6122 (2019), essa estaca é tratada como estaca do tipo broca.
http://www.brasfond.com.br/fundacoes/ebarrete.html
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O apiloamento do solo provoca a sua densificação, melhorando o seu comportamento, 
à semelhança das estacas cravadas, mas o elemento estrutural de fundação não é pré-
fabricado, e sim moldado in loco (TSUHA; CINTRA, 2021).
Na figura a seguir é apresentado o equipamento para apiloamento do solo e execução 
da estaca apiloada.
Figura 27: Exemplo de execução de estaca apiloada. Fonte: https://www.youtube.com/watch?v=RrLaobS4zbw&ab_channel=Dimens%C3%A3oProjetos
Estacas Franki
As estacas tipo Franki são executadas enchendo-se de concreto perfurações previamente 
executadas no terreno, através da cravação de tubo de ponta fechada, recuperado e possuindo 
base alargada (NBR 6122, 2019).
Para a execução, utiliza-se um equipamento pesado, com uma torre e um tubo de grande 
comprimento.
No interior do tubo, junto à extremidade inferior, é formada uma “bucha” de areia, pedra 
e cimento. Um soquete, com peso de 10 a 46 kN, caindo em queda livre por dentro desse 
tubo apiloa a bucha, arrastando consigo o tubo para baixo, até se atingir a profundidade 
desejada (TSUHA; CINTRA, 2021).
Esse processo constitui um fechamento artificial da ponta do tubo, o que permite a execução 
desse tipo de estaca abaixo do NA. 
Atingida a profundidade final, prende-se o tubo à torre para a expulsão da bucha e realização 
do alargamento da base através do apiloamento de pequenas e sucessivas quantidades de 
concreto com slump zero (quase seco). 
https://www.youtube.com/watch?v=RrLaobS4zbw&ab_channel=Dimens%C3%A3oProjetos
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Terminado o alargamento da base, instala-se a armadura no trecho superior e inicia-se a 
concretagem do fuste em volumes sucessivos, simultaneamente à retirada do tubo. 
Ruídos e vibrações são elevados na cravação do tubo, à semelhança das estacas cravadas 
de concreto pré-moldado, mas que se tornam superiores no momento do alargamento da 
base. 
O solo não é retirado e é melhorado pela cravação do tubo, mas o elemento estrutural 
de fundação é moldado in loco (TSUHA; CINTRA, 2021), por isso é classificada como uma 
estaca especial.
Na figura a seguir é apresentado o esquema de execução de estaca do tipo Franki.
Figura 28: Esquema de execução da estaca Franki. Fonte: https://nelsoschneider.com.br/execucao-de-estacas-franki/
Estaca Raiz
Estacas Raiz são elementos de fundação esbeltos e armados ao longo de todo o seu 
comprimento (cargas de catálogo são altas, relativamente aos seus diâmetros nominais).
Em vez de se utilizar concreto, é utilizada uma nata de cimento e pedrisco, injetada sob 
pressão inferior a 0,5 MPa, o que gera uma superfície irregular ao longo do fuste da estaca, 
aumentando o atrito estaca-solo (TSUHA; CINTRA, 2021).
https://nelsoschneider.com.br/execucao-de-estacas-franki/
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A estaca Raiz foi desenvolvida para reforço de fundação e, por isso, o equipamento 
utilizado para sua execução tem altura de aproximadamente 2,0 m, para operar no interior 
das edificações.
O solo é escavado por meio de uma perfuratriz rotativa e/ou percussiva, com a utilização 
de tubos de revestimento instalados à medida que a perfuração avança. O tubo inferior 
tem uma coroa diamantada (ou de vídea) na sua extremidade, o que permite cortar rocha e 
concreto (TSUHA; CINTRA, 2021).
No processo executivo, introduz-se água com grande consumo, a qual retorna à superfície 
carreando os detritos oriundos da perfuração.
Os tubos de revestimento são retirados com a aplicação de “golpes de pressão” de ar 
comprimido. 
Na figura a seguir é apresentado o esquema de execução de estaca Raiz.
Figura 29: Esquema executivo de estaca raiz. Fonte: https://nelsoschneider.com.br/estacas-raiz/
Estacas Ômega
As estacas Ômega possuem equipamento semelhante ao da hélice contínua, efetuando 
os mesmos tiposde monitoramento, apenas com a ferramenta de corte do solo diferente.
https://nelsoschneider.com.br/estacas-raiz/
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A ferramenta de corte é um parafuso tronco-cônico, provido de filetes ou hélices apropriadas 
para penetrar como um parafuso de ponta cônica e, logo em seguida, empurrar para baixo e 
para os lados o solo (TSUHA; CINTRA, 2021), o que aumenta consideravelmente a resistência 
lateral do solo ao redor da estaca.
Na figura a seguir é apresentado o esquema de execução da estaca Ômega.
Figura 30: Esquema executivo de estaca Ômega. Fonte: https://www.geone.com.br/2010/download/Palestra_GeoNE_2010.pdf
Estacas Mega ou Estacas de Reação
As estacas de reação ou estacas Mega são muito empregadas como reforço de fundação.
São constituídas por elementos pré-moldados de concreto ou de aço, prensados no terreno 
através de uma reação e um macaco hidráulico (TSUHA; CINTRA, 2021).
Sua cravação é realizada através de um macaco hidráulico acionado por bomba elétrica 
ou manual, que reage frente à carga imposta pela estrutura já existente. Esse tipo de estaca 
garante que a fundação esteja adequada à carga imposta. Após a finalização da cravação, 
com a reação à estrutura, é posicionado o cabeçote (ou berço) sobre a estaca para permitir 
o encunhamento.
A carga de cravação deve ser especificada em projeto e deve ser de no mínimo 1,5 vez a 
carga admissível do solo (NBR 6122, 2019).
Nas figuras a seguir são apresentadas imagens reais de execução de estacas Mega.
https://www.geone.com.br/2010/download/Palestra_GeoNE_2010.pdf
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Figura 31: Exemplo de estaca de reação realizada. Fonte: https://estaca-mega.comunidades.net/
Figura 32: Execução da estaca mega. Fonte: https://sondarello.com.br/estaca-mega/
https://estaca-mega.comunidades.net/
https://sondarello.com.br/estaca-mega/
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Isto está na rede
Você sabia que a estaca do tipo Mega é a mais utilizada para reforço de fundação? 
Ass ista ao v ídeo a segui r e ve ja como e la é executada : h t tps : //
w w w . y o u t u b e . c o m / w a t c h ? v = c G Y H _ w r w 7 a g & t = 5 2 s & a b _
channel=T%C3%A9cnicoemEdifica%C3%A7%C3%B5esdeSinop
https://www.youtube.com/watch?v=cGYH_wrw7ag&t=52s&ab_channel=T%C3%A9cnicoemEdifica%C3%A7%C3%B5esdeSinop
https://www.youtube.com/watch?v=cGYH_wrw7ag&t=52s&ab_channel=T%C3%A9cnicoemEdifica%C3%A7%C3%B5esdeSinop
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AULA 5
CAPACIDADE DE CARGA EM 
FUNDAÇÃO RASA
Considere uma sapata com largura B, assente à profundidade h em relação à superfície 
do terreno (figura abaixo).
Figura 33: Esquema de análise de carga em sapata. Fonte: Rodrigues, 2012.
Ao aumentar progressivamente a carga P aplicada à sapata e, consequentemente, a 
tensão σ transmitida ao solo, será atingida a tensão de ruptura σr, ou seja, a capacidade de 
carga do sistema sapata-solo.
5.1 Formulação Teórica de Terzaghi (1943)
A Formulação Teórica de Terzaghi parte do pressuposto de dois tipos diferentes de ruptura 
do maciço de solo (conforme figura a seguir):
- Ruptura geral ou global: curva C1.
- Ruptura local: curva C2.
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Figura 34: Rupturas local e global. Fonte: Rodrigues (2012)
Hipóteses da formulação
Pelo Método de Terzaghi algumas hipóteses devem ser atendidas, como:
a) A sapata é corrida quando L > B e L/B > 5 a 10 (problema bidimensional).
b) Profundidade de assentamento é inferior à largura da sapata (h < B).
c) O maciço de solo sob a base da sapata é compacto ou rijo (ruptura geral ou global).
Figura 35: Análise de forças sob sapata. Fonte: Rodrigues (2012)
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- Solo sem peso e sapata à superfície: (c ≠ 0, h = 0 e γ = 0):
σr = c.Nc 
- Solo não coesivo e sem peso: (c = 0, h ≠ 0 e γ = 0):
σr = q.Nq 
 - Solo não coesivo e sapata à superfície: (c = 0, h = 0 e γ ≠ 0):
 
Superposição de Efeitos (sapata corrida):
Pelo efeito da superposição de casos, em que o solo pode ser coesivo, pode haver sobrecarga 
e a sapata encontra-se em profundidade, considera-se que:
Em que, Nc, Nq e Nγ são fatores de capacidade de carga referentes à coesão, à sobrecarga 
e ao peso do solo, respectivamente, e variam de acordo com o tipo de solo em que a sapata 
está inserida.
Os valores de Nc, Nq e Nγ podem ser obtidos por meio do ábaco a seguir, que relaciona 
esses valores com o ângulo de atrito do solo.
Figura 36: Valores de Nc, Nq e Nγ de Terzaghi. Fonte: Rodrigues (2012)
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Ruptura Local
São utilizados valores reduzidos dos parâmetros de resistência ao cisalhamento: 
Os valores de Nc’, Nq’ e Nγ’ podem ser obtidos diretamente do ângulo de atrito Φ(em vez 
de Φ’) por meio das curvas tracejadas da figura anterior.
Sapatas Quadradas e Circulares
Para Sapata circular com diâmetro B em solo compacto ou rijo, considera-se
Para Sapata quadrada de lado B em solo compacto ou rijo, considera-se
Em que, Sc, Sq e Sγ são fatores de forma da sapata, apresentados na tabela a seguir.
Forma da Sapata
Fatores de Forma
Sc Sq Sγ
Corrida 1,0 1,0 1,0
Quadrada 1,3 1,0 0,8
Circular 1,3 1,0 0,6
Retangular 1,1 1,0 0,9
Tabela 01: Fatores de forma de Terzaghi. Fonte: Rodrigues (2012)
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5.2 Proposta de Vesic (1975)
Pela proposta de Vesic, definem-se três modos de ruptura do maciço de solo (figura a 
seguir):
Figura 37: Modos de ruptura de maciços. Fonte: Rodrigues (2012)
Vesic (1975) sugere que na equação geral de Terzaghi:
Sejam utilizados o fator de capacidade de carga Nγ de Caquot-Kérisel (1953) e os fatores 
de forma de De Beer (1967):
Nγ = 2.(Nq+1).tgΦ 
Portanto, Nc, Nq e Nγ podem ser tabelados em função do ângulo (Φ) de atrito interno do 
solo.
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Tabela 02: Fatores de capacidade de carga de Vesic. Fonte: Rodrigues (2012)
Tabela 03: Fatores de forma de Vesic. Fonte: Rodrigues (2012)
5.3 Método de Skempton (1951)
O método de Skempton é empregado para argilas saturadas na condição não-drenada 
(Φ = Φu = 0).
Neste caso particular (Nq = 1 e Nγ = 0), a expressão de capacidade de carga de Terzaghi 
simplifica-se para:
σr = c .Nc .Sc + q 
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Em que, c = cu (coesão não-drenada da argila).
Para sapatas corridas (Sc = 1), Nc é dado pela figura abaixo (linha cheia) em função de 
h/B, o embutimento relativo da sapata no solo.
Para sapatas retangulares de dimensões B e L, utiliza-se o fator Nc de sapata corrida e 
calcula-se o fator de forma:
As sapatas quadradas ou circulares podem ser tratadas como um caso particular de 
sapata retangular com B = L, em que Sc = 1,2. Como alternativa, pode-se obter o valor de 
Nc já corrigido pelo fator de forma diretamente da figura abaixo (linha tracejada).
Figura 38: Valores de Nc no Método de Skempton. Fonte: Rodrigues (2012)
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AULA 6
DIMENSIONAMENTO DE 
FUNDAÇÃO RASA
O dimensionamento de sapatas varia de acordo com sua classificação, podendo ser 
sapata isolada, sapata associada e sapata em pilar de divisa. É baseado na NBR 6122/2019.
6.1 Sapata Isolada
Considere a sapata isolada apresentada na figura a seguir:
Figura 39: Análise de sapata isolada. Fonte: Rodrigues (2012)
Considerando a tensão admissível do solo σa, como sendo:
σs = σa
A área da sapata pode ser calculada conforme:L = l + 2x
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B = b + 2x
L - B = l - b
Algumas considerações devem ser adotadas:
a) CG da sapata deve coincidir com o CC do pilar.
b) B, L ≥ 0,60 m.
c) L/B < 2,5.
d) Escolher L e B de modo a obter balanços iguais.
Para Pilar de seção retangular:
 
L - B = l - b
Para Pilar de seção quadrada:
 
 
Para Pilar com seção especial:
Considerar um pilar retangular equivalente. Para isso, determina-se o CG do Pilar.
Figura 40: Pilar de seção especial. Fonte: Rodrigues (2012)
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6.2 Sapata Associada
Quando os pilares estão próximos e não há espaço suficiente para se construir duas 
sapatas isoladas e há superposição das sapatas, adota-se o procedimento de cálculo para 
sapata associada.
Figura 41: Pilares em sapata associada. Fonte: Rodrigues (2012)
Deve-se considerar que na viga de rigidez:
ΣM1=0
P2 .s = (P1+P2) .ycg
Faz-se, portanto, coincidir o CC com o CG da sapata:
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6.3 Sapata em Pilar de Divisa
Adota-se para a sapata de divisa a relação L = 2B (considerado o fator econômico).
R1 = P1+ΔP
Como R1 depende de “e” e “d”, e estes são incógnitas, o problema é indeterminado, devendo 
fazer algumas considerações para a solução.
Roteiro de Cálculo
1. Adotar L = 2B e ΔP = 0, ou seja, R1 = P1. Então:
2. Com o valor de B1, fixado, calcula-se:
3. Obtido ΔP, calcula-se R1 e a área A1:
4. Verificação:
A1= B1.L1
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5. Cálculo de R2:
6. Utiliza-se o critério de balanços iguais:
6.4 Verificação da Viabilidade para Uso de Sapatas
A viabilidade para uso da sapata depende da área total de sapata determinada em relação 
à área total do projeto.
Viabilidade do Uso da Sapata:
Para a utilização de sapata ser viável deve-se atender:
Em que: 
Asapata é a área total das sapatas e 
Atotal é a área total da edificação.
Sendo que:
Em que ΣP corresponde à carga total dos pilares.
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AULA 7
RECALQUE EM FUNDAÇÃO RASA
Define-se recalque de uma sapata como sendo o deslocamento vertical, para baixo, da 
base da sapata em relação ao indeformável. Esse deslocamento é resultado da deformação 
do solo.
ρ = ρa + ρi
Em que, ρ é o recalque total, ρa é o recalque por adensamento, ρi é o recalque imediato.
Podem ser classificados em recalque total ou absoluto (ρ) e recalque diferencial ou relativo 
(δ) entre duas sapatas, além da distorção angular ou recalque diferencial específico (δ/l), 
onde l é a distância entre duas sapatas (ARAÚJO, 2021).
Em decorrência dos recalques, o edifício pode sofrer movimentos verticais (translação) 
acompanhados ou não de inclinação (rotação).
Figura 42: Recalques total e diferencial. Fonte: Rodrigues (2012)
As mesmas definições servem para tubulões. Neste caso, ao recalque da base, deve-se 
acrescentar a compressão elástica do fuste para obter o recalque da cabeça do tubulão.
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Tolerância a Recalques
- Distorção Angular:
δ / l = 1:300 – trincas em paredes de edifícios (estado limite de utilização).
δ / l = 1:150 – danos estruturais em vigas e colunas de edifícios (estado limite último).
- Recalques Totais Limites:
Areias: δmax = 25 mm; ρmax = 40 mm (sapatas isoladas)
Argilas: δmax = 40 mm; ρmax = 65 mm (sapatas isoladas)
7.1 Recalque Imediato em Argila
O recalque em argilas pode ser subdividido em dois métodos: Método da Camada Semi-
Infinita e Método da Camada Finita.
7.1.1 Método da Camada Semi-Infinita
Considere uma sapata de largura ou diâmetro B apoiada numa camada argilosa semi-
infinita, homogênea, com módulo de deformabilidade Es constante com a profundidade 
(caso típico das argilas sobreadensadas).
Se σ é a tensão média na superfície de contato da base da sapata com o topo da camada de 
argila, o recalque imediato ρi é dado pela seguinte expressão baseada na teoria da elasticidade:
 
Em que, v é o coeficiente de Poisson do solo, Iρ é o fator de influência que depende da 
forma e rigidez da sapata (ARAÚJO, 2021).
Considerando um corpo de prova cilíndrico de material elástico, submetido a um estado 
de compressão triaxial, o coeficiente de Poisson é definido pela relação entre a deformação 
radial (εr) de expansão e a deformação vertical (εz) de compressão:
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Tabela 04: Fator de influência para sapata. Fonte: Rodrigues (2012)
7.1.2 Método da Camada Finita
Para camadas argilosas compressíveis de espessura finita sobreposta a um material que 
pode ser considerado rígido ou indeformável (rocha, por exemplo).
 
 
Os valores de μ0 e μ1 são apresentados na figura a seguir em curvas da relação L/B e 
em função, respectivamente, de h/B e H/B.
Figura 43: Valores de μ0 e μ1 para o método da camada finita. Fonte: Rodrigues (2012)
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7.2 Recalque Imediato em Areia
Em areias o módulo de deformabilidade não é constante com a profundidade. Portanto, 
deve-se subdividir a camada considerando o valor médio de Es para cada subcamada.
Para as areias, portanto, será adotado o Método de Schmertmann.
7.2.1 Método de Schmertmann (1970)
Dado um carregamento uniforme σ, atuando na superfície de um semi-espaço elástico, 
isotrópico e homogêneo, com módulo de elasticidade Es, a deformação vertical εz à 
profundidade z, sob o centro do carregamento pode ser expressa por:
 
Em que Iz é o fator de influência na deformação vertical (figura a seguir).
Figura 44: Fator de influência na deformação vertical. Fonte: Rodrigues (2012)
a) Embutimento da sapata
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Em que, q é a tensão vertical efetiva à cota de apoio da fundação (sobrecarga); σ* é a 
tensão líquida aplicada pela sapata (σ* = σ – q).
b) Efeito do tempo
Em que, t = tempo (em anos).
c) Formulação
O recalque de sapatas em areia é dado pela integração das deformações:
 ρi = ∫∞z=0 εz.dz
ρi = σ* . ∫0
2B .dz
Substituindo a integral por um somatório de recalques de n camadas consideradas 
homogêneas, na profundidade de 0 a 2B e incluindo os efeitos do embutimento e do tempo, 
tem-se:
 
Em que, Iz é o fator de influência na deformação à meia altura da i-ésima camada; Es 
é o módulo de deformabilidade da i-ésima camada; Δz é a espessura da i-ésima camada 
(ARAÚJO, 2021).
d) Módulo de Deformabilidade
Es = 2.qc
Em que, qc é a resistência de ponta do ensaio de cone.
 
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Em função do tipo de solo, propõe-se valores de K apresentados na tabela a seguir.
Tabela 05: Valores de K para diferentes tipos de solo. Fonte: Rodrigues (2012)
e) Roteiro de Cálculo (ARAÚJO, 2021):
1. Calcular os valores de q, σ*, C1 e C2.
2. A partir da base da sapata, desenhar o triângulo para o fator de influência.
3. No intervalo de 0 a 2B abaixo da sapata, dividir o perfil qc (ou NSPT) num número 
conveniente de camadas, cada uma com Es constante (uma divisão que passe por B/2 é 
recomendável).
4. Preparar uma tabela com seis colunas: (1) número da camada, (2) Δz, (3) Iz, (4) qc (ou 
NSPT), (5) Es e (6) Iz.Δz/Es.
5. Encontrar o somatório dos valores da última coluna e multiplicá-lo por C1, C2 e σ* 
(aconselha-se o uso das unidades em MPa para q, σ* e Es e em mm para Δz, resultando o 
recalque final em mm).
7.2.2 Método de Schmertmann (1978)
Em 1978 Schmertmann aperfeiçoou o método incluindo os casos de sapata corrida 
(deformação plana) e de sapata quadrada (simetria). Por isso, dois novos diagramas para a 
distribuição do fator de influência na deformação são propostos (ARAÚJO, 2021).
O valormáximo de Iz ocorre em profundidades diferentes (z = B/2 para sapata quadrada e 
z = B para sapata corrida) e deixa de ser constante e igual a 0,6, passando a ser calculado por:
 
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Em que σv é a tensão vertical efetiva na profundidade correspondente a Izmax.
Portanto, o valor de Izmax aumenta com a tensão líquida aplicada pela sapata. Para a 
relação σ*/σv aumentando de 1 para 10, por exemplo, o valor de Izmax passa de 0,60 para 
0,82.
Também se observa que o diagrama vai até 4B para sapata corrida (L/B > 10) e que na 
profundidade z = 0, correspondente à base da sapata, o valor de Iz não é nulo, mas igual a 
0,1 para sapata quadrada e 0,2 para sapata corrida. Assim o diagrama deixa de ser triangular 
(ARAÚJO, 2021).
Figura 45: Fator de influência na deformação vertical. Fonte: Rodrigues (2012)
Em relação ao Módulo de Deformabilidade são sugeridas novas correlações, baseado no 
formato da sapata:
Para sapatas quadradas ou circulares:
Es = 2,5 .qc
Para sapatas corridas:
Es = 3,5 .qc
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AULA 8
PROVA DE CARGA EM PLACA
Definida pela NBR 6489/2019, consiste na instalação de uma placa rígida de aço, com 
diâmetro de 0,80 m, na mesma cota de projeto das sapatas, e aplicação de carga, em 
estágios, até o dobro da provável tensão admissível, com medida simultânea de recalques.
 
Figura 46: Ensaio de prova de carga em placa Aplicável para solos uniformes em profundidade. Fonte: http://www.geoaxengenharia.com.br/ensaio-de-placa/
8.1 Argila
Obtido o recalque ρp numa placa circular de diâmetro Bp, o recalque imediato ρs de uma 
sapata de diâmetro Bs numa determinada tensão, será:
 
Para sapatas retangulares ou de formas irregulares, pode-se considerar a sapata circular 
de área equivalente.
http://www.geoaxengenharia.com.br/ensaio-de-placa/
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8.2 Areia
Exemplo de equação da literatura:
 
com B em metros.
8.3 Módulo de Deformabilidade
É possível estimar o módulo de deformabilidade por meio da prova de carga sobre placa.
Coeficiente de reação do solo:
 
Aplicando-se à fórmula da Teoria da Elasticidade:
 
Com B = 0,80 m (diâmetro da placa), Iρ = 0,79 (placa circular rígida) e v = 0,35 (valor médio 
para qualquer solo), resulta:
 
Es = 0,55.ks (MPa)
O fator 0,55 (em metros) pode ser modificado para cada caso, em função do coeficiente 
de Poisson do solo.
8.4 Realização do Ensaio
De acordo com a NBR 6489/2019, o ensaio de prova de carga em placa consiste no 
carregamento de uma placa rígida com área superior a 0,5 m² na mesma cota das fundações 
rasas de projeto.
São aplicadas cargas verticais no centro da placa e medidas as deformações durante os 
estágios de carregamento. 
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É de fundamental importância destacar que o tamanho da placa depende do tipo de solo, 
tendo em vista que o ensaio é empregado em qualquer tipo de solo. 
As medidas de carga e deformação são aplicadas em um gráfico e interpretadas por 
meio de duas metodologias:
- Critério de Recalque: nesse caso a tensão admissível deve ser menor ou igual à tensão 
admissível definida em projeto por meio de um método teórico. 
- Critério de Ruptura: nesse caso a tensão admissível deve ser inferior ou igual a tensão 
definida no ensaio, aplicando-se o fator de segurança correspondente. 
No ensaio, é utilizado equipamentos de reação (macaco hidráulico), de transmissão de 
carga e medidores de deformação (relógio comparador).
Após a instalação do sistema, a carga aplicada, que deve ser aplicada em estágios sucessivos, 
deve ter no máximo 20% da carga provável definida por meio de métodos teóricos a cada 
estágio de carregamento. Atingida a carga do estágio, são feitas leituras de deformações 
em intervalos de tempo dobrados (1, 2, 4, 8, 16 minutos), até se atingir a estabilidade.
Caso se alcance a carga máxima no ensaio, e o sistema não rompa, essa carga deve ser 
mantida por no mínimo 12 horas. 
No descarregamento também há a necessidade de estágios sucessivos e leitura das 
deformações.
O resultado do ensaio possibilita a obtenção, de forma direta, de características de 
resistência e deformação na profundidade de projeto.
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AULA 9
CAPACIDADE DE CARGA EM 
FUNDAÇÃO PROFUNDA
Considera-se que a capacidade de carga em fundação profunda é dada por:
R = Rp + Rl
Em que:
R: capacidade de carga (resistência total).
Rl: resistência lateral por atrito ou adesão ao longo do fuste.
Rp: resistência de ponta.
Figura 47: Capacidade de carga em estaca. Fonte: Rodrigues (2012)
A capacidade de carga para fundações profundas pode ser definida por métodos semi-
empíricos como os de Aoki-Velloso e Décourt-Quaresma.
9.1 Método de Aoki-Velloso (1975)
É considerado o método mais preciso para cálculo de capacidade de carga.
FUNDAÇÕES
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É determinado por:
Rp = rp.Ap
Rl = U .∑n1 (rl.Δl)
Em que:
Rp: resistência de ponta.
rp: capacidade de carga do solo na cota de apoio do elemento estrutural de fundação.
Ap: área da seção transversal da ponta.
Rl: resistência lateral ou de fuste.
rl: tensão média de adesão ou de atrito lateral na camada de espessura Δl.
U: perímetro da seção transversal do fuste.
Δl: espessura da camada analisada.
 
 
Em que:
K: parâmetro que varia de acordo com o tipo de solo.
α: parâmetro que varia de acordo com o tipo de solo.
Np: NSPT na cota de apoio da fundação.
Nl: NSPT médio na camada de solo de espessura Δl.
F1: parâmetro que varia de acordo com o tipo de estaca.
F2: parâmetro que varia de acordo com o tipo de estaca.
Capacidade de Carga:
R = Rp + Rl
R = rp.Ap + U.∑n1(rl.Δl)
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Carga Admissível:
Para carga admissível assume-se um fator de segurança igual a 2,0 (dois), portanto:
Tabela 06: Fator F1 e F2 para método de Aoki-Velloso. Fonte: Rodrigues (2012)
Tabela 07: Fatores K e α para método de Aoki-Velloso. Fonte: Rodrigues (2012)
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9.2 Método de Décourt-Quaresma (1978)
É determinado por:
Rp = rp.Ap
Rl = rl.Sl
 
Em que:
Rp: resistência de ponta.
rp: capacidade de carga do solo na cota de apoio do elemento estrutural de fundação.
Ap: área da seção transversal da ponta.
rl: tensão média de adesão ou de atrito lateral na camada de espessura Δl.
Sl: perímetro da seção transversal do fuste x Δl.
rp = C.Np
rl = 10.(Nl/3+1)
Em que:
C: parâmetro que varia de acordo com o tipo de solo.
Np: NSPT médio na cota de apoio da fundação.
Nl: NSPT médio ao longo de todo o fuste.
Capacidade de Carga:
R = Rp + Rl
R = rp.Ap + rl.Sl
R = C.Np.Ap + 10. .Sl
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Carga Admissível:
Para carga admissível assume-se um fator de segurança igual a 2,0 (dois), portanto:
Tabela 08: Fator C para método de Décourt-Quaresma. Fonte: Rodrigues (2012)
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AULA 10
DIMENSIONAMENTO DE ESTACA
Para o dimensionamento de fundação profunda com estacas pode-se seguir metodologias 
diferenciadas, que levam em consideração a capacidade de carga do solo e a carga provinda 
da superestrutura, transmitida ao solo por meio dos pilares.
10.1 Metodologias de Projeto
1ª Metodologia
Fixa-se a carga admissível e com os dados de sondagem, calculam-se os comprimentos 
das estacas de modo que, para cada furo de sondagem se tenha a capacidade de carga 
dada por: 
P.Cs = R 
 
Em que:
P: carga admissível.
Cs: coeficiente de segurança.
R: capacidade de carga.
Como as sondagens retratam