Livro Texto - unidade II

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Unidade II
Unidade II
5 RECONHECIMENTO E INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO
5.1 Identificação visual e táctil
Como anteriormente tratado, a identificação táctil-visual é um processo rápido e barato, além 
de prático, na identificação de solos, sendo, portanto, de grande valia para a engenharia civil em 
obras geotécnicas.
Por meio dessa análise podemos agrupar os solos com características semelhantes e, assim, planejar 
quais os ensaios mais específicos de caracterização iremos fazer na amostra de solo.
Os testes são muito simples e rudimentares, entretanto, nos possibilita obter informações importantes. 
Logo, devemos aplicar um critério bem definido, com treinamento feito por profissionais em laboratório.
O passo a passo para realização da classificação táctil visual inicia-se pela separação de uma pequena 
quantidade de solo que é misturada com um pouco de água. Essa massa é colocada na palma da mão e 
sentida com as pontas dos dedos.
Caso seja um solo arenoso, a mistura permite sentir que os grãos são ásperos ao tato e apresentam 
partículas que são visíveis a olho nu, permitindo, muitas vezes, o reconhecimento de partes de minerais. 
Possui uma péssima plasticidade, e os grãos da amostra se separam facilmente. O solo mais arenoso é 
lavado facilmente quando em contato com água, portanto os grãos de areia são limpos rapidamente 
das mãos, reduzindo os resíduos presos na palma da mão.
Caso seja um solo siltoso, a mistura apresenta-se menos áspera do que a areia, sendo perceptível 
visualmente e ao tato. Entre siltes grossos e areias finas, a distinção não é possível sem o auxílio de 
outros testes de laboratório. O silte apresenta uma boa plasticidade, mas não tanto quanto em amostra 
de argila. O solo mais siltoso tem maior dificuldade para ser limpo da palma da mão, só saindo depois 
de bastante água e algumas esfregadas de forma repetitiva.
Caso seja um solo argiloso, quando misturado com água, a mistura tende a se espalhar entre 
os dedos, apresentando uma semelhança com uma pasta de sabão escorregadia. Quando seco, os 
grãos finos das argilas proporcionam uma sensação similar a um talco e/ou farinha. O solo mais 
argiloso, em contato com a água na palma da mão, mostra certa dificuldade em se desprender, 
impregnando na pele e sendo necessário esfregar a palma da mão mais tempo para limpá-la. 
Possibilita também a moldagem de objetos, possuindo elevada plasticidade. Quando seco, possui 
grande resistência.
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5.2 Métodos de exploração do subsolo. Profundidade, locação e número 
de sondagens
Na fase de investigação e exploração do subsolo, que acontece em um projeto de engenharia, o mais 
comum é empregar métodos diretos como sondagens à percussão, a trado e rotativa, aberturas de poços 
e até mesmo trincheiras para obter informações sobre o subsolo.
5.2.1 Sondagens de simples reconhecimento
O método mais comum de reconhecimento do subsolo é a sondagem de simples reconhecimento, 
que é objeto da norma brasileira, a NBR 6484. É ponto de partida para programas mais detalhados de 
investigação e é o mínimo a ser exigido.
Para efeito didático, pode-se dividir o procedimento para execução de uma sondagem de 
simples reconhecimento em três etapas, que são: perfuração, amostragem e determinação da 
resistência a penetração.
5.2.1.1 Perfuração
Nas sondagens de simples reconhecimento, a perfuração do terreno é iniciada usando-se trado tipo 
cavadeira, com 10 cm de diâmetro. Repetidas operações com o trado e a inserção de hastes verticais vão 
aprofundando o furo.
Em certas situações, o furo não se mantém. Isso acontece principalmente em solos com alto teor 
de areia ou com poucos finos, ou ainda em argilas muito moles. Introduz-se então no terreno, por 
cravação, um tubo de revestimento de 2,5 polegadas de diâmetro. Por dentro desse tubo, a perfuração 
pode continuar com trado espiral, ainda acima do nível d´água.
A figura a seguir apresenta alguns tipos usuais de trado.
Haste
Tubo 
galvanizado
Equipamentos
Trado cavadeira
Tipo balde
Trado espiral
Tipo helicoide
Figura 27 – Tipos mais comuns de trados
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5.2.1.2 Determinação do nível d’água
A perfuração por trado é mantida até ser atingido o nível d’água (NA), ou seja, até que ocorra 
o surgimento de água no interior da perfuração. Quando isso ocorre, registra-se a cota do NA e 
interrompe-se a operação para se observar se o NA se mantém na cota atingida ou se ele se eleva 
no tubo de revestimento. Se isso ocorrer, é indicação de que a água se encontrava sob pressão; 
dessa maneira, aguarda-se a estabilização do NA e registra-se a nova cota. A diferença entre 
esta última cota e a cota em que foi inicialmente atingida a água informa a pressão a que está 
submetido o lençol.
Níveis d’água sob pressão são bastante comuns, principalmente na situação em que camadas de areia 
são recobertas por argilas, que são relativamente muito mais impermeáveis. Algumas vezes, encontra-se 
mais de um lençol freático. São lençóis suspensos em camadas argilosas. Cada um desses lençóis deve 
ser detectado e registrado.
5.2.1.3 Perfuração abaixo do nível d’água
Após atingido o nível d’água, a perfuração deixa de ser realizada a trado e deve prosseguir com a 
técnica de lavagem com circulação d’água. Uma bomba d’água motorizada injeta água na extremidade 
inferior do furo, através da haste, por dentro do tubo de revestimento.
Na figura a seguir na extremidade da haste existe uma ponteira denominada trépano, que 
apresenta ponta afiada e dois orifícios pelos quais a água sai com pressão. A haste é repetidamente 
levantada e deixada cair de cerca de 30 cm de altura. A sua queda é seguida de um movimento 
de rotação imprimido manualmente pelo operador na barra horizontal existente no topo da 
haste. Essas movimentações provocam o destorroamento do solo no fundo da perfuração e, 
simultaneamente, a água injetada pelos orifícios do trépano ajuda na desagregação, além de 
transportar as partículas do solo que foram desagregadas à superfície pelo espaço entre a haste 
e o tubo de revestimento.
A perfuração por lavagem é mais rápida que a trado. Ela só pode ser empregada abaixo do NA, para 
que não altere a umidade do solo.
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Figura 28 – Perfuração por lavagem e detalhe do trépano
5.2.1.4 Amostragem abaixo do nível d’água
O material recolhido pelo trado no processo de perfuração é submetido a exame táctil-visual, no 
próprio campo, para identificação do tipo de solo existente. O material trazido pela lavagem, todavia, 
não permite um bom exame de classificação do solo, sendo que apenas mudanças acentuadas do tipo 
de solo podem ser detectadas por esse método.
Além do material recolhido pelo trado e o levado até a superfície pela lavagem, um outro tipo de 
amostragem é executado a cada metro de perfuração. Para essa amostragem, utiliza-se um amostrador 
padrão, constituído de um tubo de 34,9 mm de diâmetro interno e 50,8 mm de diâmetro externo, com 
a extremidade cortante biselada. A outra extremidade, que é fixada à haste, tem dois orifícios laterais 
para saída de água e ar e uma válvula constituída por uma esfera de aço.
O amostrador é fixado à haste e apoiado no fundo da perfuração. A seguir, é cravado pela ação de 
uma massa de ferro, denominada martelo, de 65 kg, que é elevado a uma altura de 75 cm e deixado cair 
livremente. O alteamento do martelo é feito manualmente, mediante uma corda flexível que passa por 
uma roldana existente na parte superior do tripé. A cravação do amostrador no solo é obtida por quedas 
sucessivas do martelo, até que ocorra a penetração de 45 cm, tal como na figura seguinte.72
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Figura 29 – Amostrador padrão e detalhe de sua cravação
A amostra colhida é submetida a exame visual-táctil, tendo suas características principais anotadas. 
Essas amostras são então guardadas em recipientes plásticos para análises posteriores.
5.2.1.5 Resistência à penetração (SPT)
Durante a amostragem são anotados os números de golpes realizados com o martelo, necessários 
para cravar cada um dos três trechos de 15 cm do amostrador, que tem comprimento total de 
45 cm, desprezando-se os dados referentes ao primeiro trecho de 15 cm, pois aí o solo é afetado pela 
perfuração, e define-se o índice de resistência à penetração como o número de golpes necessários para 
cravar os 30 últimos centímetros do amostrador, após aqueles primeiros 15 cm desprezados.
O índice de resistência à penetração é também é chamado de NSPT ou SPT do solo, sendo SPT as 
iniciais de Standard Penetration Test; já o “N” significa o número (number), como pode ser visto na 
figura a seguir.
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Escavado com trado, 
copo ou esperial
45 cm
100 cm
Nº de golpes
Am
os
tr
ad
or
1º) 15 cm
Nº de golpes 2º) 15 cm
Nº de golpes
Soma-se
3º) 15 cm
Figura 30 – Representação da amostragem e registro do NSPT
Exemplo de aplicação
A 5,0 m de profundidade fez-se a determinação do SPT com os números de golpes, resultando os 
valores da tabela a seguir
Tabela 7 – Exemplo de resultados do ensaio SPT
Trecho 15 cm 15 cm 15 cm
Golpes/cm 5/15 7/15 8/15
O NSPT é a soma dos dois últimos trechos, ou seja, 7+8 = 15.
Note-se que se diz que o NSPT à profundidade de 5,0 m é 15, embora ele tenha sido medido entre 
as profundidades de 5,15 e 5,45 m.
 
Por causa da resistência à penetração, o estado do solo é classificado segundo as tabelas a seguir, de 
acordo com a especificação da NBR 6484.
Tabela 8 – Areias e siltes arenosos
SPT Compacidade
0 a 4 Fofa
5 a 8 Pouco compacta
9 a 18 Mediamente compacta
19 a 40 Compacta
Acima de 40 Muito compacta
Adaptado de: ABNT (1980).
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Tabela 9 – Argilas e siltes argilosos
SPT Consistência
> 2 Muito mole
3 a 5 Mole
6 a 10 Média
11 a 19 Rija
Acima de 19 Dura
Adaptado de: ABNT (1980).
O índice NSTP indica, basicamente, uma resistência relativa do solo in situ. Esse índice é usado em 
muitas correlações para determinação de parâmetros de projeto e, portanto, o ensaio deve ser bem 
padronizado, para que se possa ter resultados confiáveis.
Deve-se ressaltar que a sondagem de simples reconhecimento com uso de medida do SPT 
é, de longe, a investigação mais utilizada em estudos de fundações e, na maioria das vezes, 
é a única sondagem realizada, pois é relativamente barata e fornece dados indispensáveis 
para o projeto.
 Lembrete
Não se esqueça de que o NSPT é a soma dos dois últimos trechos de 
15 cm da penetração do amostrador.
5.2.2 Apresentação dos resultados de sondagem
Os resultados são apresentados em perfis do subsolo, como mostrado na figura a seguir, em 
que são descritos cada solo encontrado; as cotas correspondentes a cada camada; a posição do(s) 
NA(s) e sua eventual pressão; a data em que foi determinado o NA; e os valores da resistência 
à penetração levantada em campo. Quando não ocorre a penetração de todo o amostrador, 
registra-se o SPT em forma de fração, por exemplo, 30/12, indicando que de um total de 
30 golpes, houve a penetração de 12 cm.
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Figura 31 – Resultado de uma sondagem de simples reconhecimento
Sondagens feitas próximas entre si permitem o traçado de seções do subsolo, ligando-se as cotas 
dos materiais semelhantes, por interpolação, com a suposição de que as camadas sejam contínuas, 
como mostrado na figura a seguir.
Figura 32 – Seção do subsolo interpolada a partir de sondagens de simples reconhecimento
 Observação
No boletim de sondagem é muito importante inserir a data em que foi 
determinado o NA (nível de água).
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5.2.3 Programação de sondagens quanto à profundidade e número de sondagens
A programação de sondagens de simples reconhecimento para o estudo de fundações de prédios 
consiste em definir:
• o número de sondagens;
• a localização das sondagens em planta;
• a profundidade das sondagens.
A norma brasileira NBR 8036/83, denominada “Programação de Sondagens de Simples Reconhecimento 
dos Solos para Fundações de Edifícios”, prescreve algumas recomendações úteis, descritas na sequência.
5.2.3.1 Número de sondagens
A NBR 8036/83 recomenda que o número de sondagens seja função da área (A), de construção 
projetada em planta do edifício, conforme resumido a seguir.
• A ≤ 200 m2 ⇒ 2 sondagens.
• 200 m2 < A < 400 m2 ⇒ 3 sondagens.
• 400 m2 < A < 1200 m2 ⇒ 1 sondagem para cada 200 m2 que excederem os 400 m2.
• 1200 m2 < A < 2400 m2 ⇒ 1 sondagem para cada 400 m2 que excederem os 1200 m2.
• A > 2400 m2 ⇒ fixado de acordo com o plano particular da construção.
5.2.3.2 Localização das sondagens
Procura-se obedecer às seguintes recomendações:
• distribuição homogênea na área projetada da construção;
• distância entre as sondagens aproximadamente iguais;
• evitar extrapolações (grandes trechos sem sondagens);
No caso de três ou mais sondagens, nunca distribuí-las ao longo de uma mesma reta, para que se 
possa ter indicações sobre eventuais inclinações das camadas do subsolo.
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5.2.3.3 Profundidade das sondagens
Para definição da execução de sondagens de simples reconhecimento dos solos, a NBR 8036 
recomenda que as sondagens sejam levadas até uma profundidade tal, em que o solo não seja mais 
significativamente solicitado pelas cargas estruturais, fixando como critério a profundidade tal que 
o acréscimo de tensão no solo, devido às cargas estruturais aplicadas, seja menor que 10% da tensão 
vertical efetiva de peso de terra.
Para obtenção dessa profundidade, a norma fornece o gráfico apresentado na figura a seguir, em que:
q: tensão média sobre o terreno (peso do edifício dividido pela área em planta).
γ: peso específico natural (ou submerso, abaixo do NA) médio para os solos ao longo da profundidade 
em questão.
B: menor dimensão do retângulo circunscrito à planta da edificação.
L: maior dimensão do retângulo circunscrito à planta da edificação.
D: profundidade da sondagem.
500
1000
L
B
1= 2 3 5 8 15 ∞
400
300
200
100
50
q/
0,
1 
 B
40
30
20
10
5
4
3
2
1
0,5
0,4
0,3
0,2
0,1
0,1 0,5 1 5 10 50
D/B
100
Figura 33 – Gráfico para estimativa da profundidade D de sondagem
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A medição da profundidade deve ser feita a partir da superfície do terreno, não se computando para este 
cálculo a espessura da camada de solo a ser eventualmente escavada. No caso de fundações profundas, a 
medição da profundidade deve ser feita a partir da provável posição da ponta das estacas ou base dos tubulões.
Deve-se salientar que essas recomendações de profundidade são meramente indicativas, pois a 
profundidade vai depender essencialmente das características geotécnicas do subsolo e devem ser 
adaptadas à medida que são executadas. Por exemplo, devem ser aprofundadas as sondagens no caso 
de argila mole; deve-se encurtá-las no caso de solos resistentes.
Exemplo de aplicação
1) Projetar o número, posição em planta e profundidade das sondagens de simples reconhecimento para:
• Uma residência térrea com carga distribuída sobreo terreno q = 15 kN/m².
• Um edifício de dez pavimentos com carga distribuída sobre o terreno de 150 kN/m².
Supor que a área construída projetada em planta para as duas edificações tenha uma largura B = 10 m 
e um comprimento L = 30 m. A área do terreno é 15 x 40 m.
Solução:
Número de sondagens
Nos dois casos, a área construída é 300 m². Portanto, serão realizadas três sondagens.
Posição das sondagens em planta
A posição das sondagens poderia ter as configurações indicadas na figura seguinte. Obviamente, essas 
posições podem sofrer modificações. Por exemplo, as sondagens não precisam estar necessariamente no 
perímetro da área.
30
 m
40
 m
15 m
10 m
Perímetro de projeção de 
área construída.
Perímetro do terreno.
Figura 34 – Localização das sondagens
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Profundidade das sondagens
Residência térrea
q: 15 kN/m2
γestimado: 18 kN/m3 (supondo NA em profundidade)
B: 10 m
q 15
0,83
1,0 B 0,1 18 10
= =
⋅ γ ⋅ ⋅ ⋅
L 30
3
B 10
= =
Do gráfico, tem-se: D/B = 0,54, e, portanto, D = 5,4 m.
Edifício com dez andares (supondo fundação direta)
q: 120 kN/m²
γestimado: 18 kN/m3 (supondo NA em profundidade)
B: 10 m
q 150
6,7
0,1 B 0,1 18 10
= =
⋅ γ ⋅ ⋅ ⋅
L 30
3
B 10
= =
Do gráfico, tem-se: D/B = 2,4 e, portanto, D = 24 m.
2) Projetar o número, posição em planta e profundidade das sondagens de simples reconhecimento para:
• Uma residência térrea com carga distribuída sobre o terreno q = 20 kN/m².
• Um edifício de dez pavimentos com carga distribuída sobre o terreno de 250 kN/m².
Supor que a área construída projetada em planta para as duas edificações tenha uma largura B = 10 m 
e um comprimento L = 45 m. A área do terreno é 15 x 60 m.
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Solução:
Número de sondagens
Nos dois casos, a área construída é 450 m². Portanto, serão realizadas cinco sondagens.
Posição das sondagens
45
 m
60
 m
15 m
10 m
Perímetro de projeção de 
área construída.
Perímetro do terreno.
Figura 35 – Localização das sondagens
Profundidade das sondagens
Residência térrea
q: 20 kN/m2
γestimado: 18 kN/m3 (supondo NA em profundidade)
B: 10 m
q 20
1,11
0,1 B 0,1 18 10
= =
⋅ γ ⋅ ⋅ ⋅
L 4,5
5
B 10
= ≅
Do gráfico, tem-se: D/B = 0,55 e, portanto, D = 5,5 m.
Edifício com dez andares (supondo fundação direta)
q: 250 kN/m²
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γestimado: 18 kN/m3 (supondo NA em profundidade)
B: 10 m
q 250
13,9
0,1 B 0,1 18 10
= =
⋅ γ ⋅ ⋅ ⋅
L 4,5
5
B 10
= ≅
Do gráfico, tem-se: D/B = 3,2 e, portanto, D = 32 m.
 
5.3 Outros métodos de prospecção
Alguns projetos justificam a execução de ensaios ao longo da profundidade, cujos índices obtidos 
nesses procedimentos são geralmente de qualidade superior ao SPT, embora eles não permitam 
a amostragem do solo e, portanto, são de aplicação complementar. Os principais ensaios de campo 
poderão ser vistos a seguir.
5.3.1 Ensaio de cone CPT
De acordo com a NBR 3406, o ensaio de cone, também conhecido por CPT (Cone Penetration Test), 
teve a sua origem na Holanda, na década de 1930, sendo atualmente muito utilizado na Europa, mas 
ainda pouco usado no Brasil.
O equipamento consiste em um conjunto de hastes, apresentando na porção inferior uma ponteira 
cônica com ângulo de vértice de 600 e uma área de 10 cm2. Imediatamente antes do cone, há a chamada 
luva de Begemann. O cone serve para medir a resistência de ponta (qc), enquanto luva serve para medir 
a resistência de atrito lateral (fc).
O procedimento de ensaio consiste, como indicado graficamente na figura a seguir, em se 
cravar inicialmente o cone ao longo de 4 cm, registrando-se, assim, somente a resistência de ponta. 
Em seguida, as hastes internas são avançadas mais 4 cm, fazendo com que sejam fincados ambos, o 
cone e a luva de atrito. Nesse caso, é medida a resistência de ponta acrescida da resistência do atrito 
lateral, esta última obtida por diferença. Procede-se então à descida das hastes externas ao longo de 
20 cm, as quais trazem consigo a luva de atrito por 16 cm e o cone por 12 cm. A partir daí, o procedimento 
é repetido. O processo de cravação é estático, sob velocidade de cravação de 2 cm/s. Consegue-se, dessa 
forma, a geração de gráficos da resistência de ponta qc e da resistência de atrito lateral fc em função 
da profundidade.
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A norma NBR 3406 para solo especifica o ensaio de penetração de cone in situ (CPT) em detalhe, no 
qual temos todo o procedimento de ensaio, porém, na figura a seguir, apresentamos de forma adaptada 
o deslocamento do cone durante o ensaio, por meio de uma ponteira.
Figura 36 – Deslocamento do cone durante o ensaio (sem escala)
5.3.2 Ensaio de palheta (vane test)
O ensaio de palheta é o mais utilizado para a determinação da resistência não drenada Su (ou coesão 
c) de argilas moles.
Crava-se, inicialmente, com o auxílio de uma haste, o conjunto de quatro palhetas indicado na 
figura a seguir. Promove-se, então, a rotação das palhetas a uma velocidade constante, pela aplicação 
de um torque na haste e, de acordo com a NBR 10905/89 (ABNT, 1989), o ensaio consiste na cravação 
estática de palheta de aço, com seção transversal em forma de cruz, com dimensões padronizadas pela 
ABNT, que é inserida até a posição desejada para a execução do ensaio, conforme podemos observar no 
esquema apresentado na figura na sequência.
Cabe ressaltar que rotação das palhetas deve ser realizada a uma velocidade constante, pela aplicação 
de um torque na haste.
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Figura 37 – Conjunto de palhetas do vane test
Para se calcular a resistência não drenada da argila, iguala-se o torque T, medido por um torquímetro, 
necessário para girar as palhetas, com o momento resistente imposto pelo solo. Esse momento resistente 
é igual à soma do momento resistente do solo desenvolvido na superfície lateral mais o momento 
resistente do solo desenvolvido no topo e base do cilindro de ruptura.
Para altura H igual ao dobro do diâmetro D, pode-se demonstrar que Su ou c é dado por:
u 3
6 T
s
7 D
=
π
Em que D é o diâmetro das paletas e T é o torque medido.
5.3.3 Ensaio pressiométrico
A norma NBR 3406 para solo especifica o ensaio pressiométrico em detalhe, no qual temos todo 
procedimento de ensaio, porém a seguir apresentamos a ideia básica em que se apoia o ensaio.
A ideia básica do ensaio pressiométrico é a expansão volumétrica de uma cavidade cilíndrica no solo, 
medindo-se essa expansão e a pressão necessária para produzi-la.
O pressiômetro consiste basicamente de duas partes: a sonda e a unidade de controle.
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Unidade II
Existem vários tipos de sonda, sendo uma bastante comum a desenvolvida por Ménard.
A sonda Ménard consiste de um tubo metálico vazado que serve de suporte para uma célula inflável 
de borracha e a variação volumétrica da célula, cheia com água, corresponde à expansão de uma 
cavidade cilíndrica.
A unidade de controle permanece em superfície, sendo composta de manômetros e de um cilindro 
graduado medidor de volume. Controla-se, através dela, o volume de água injetado na sonda e a pressão 
necessária de injeção.
Os resultados do ensaio são muito dependentes da maneira como a sonda é instalada no solo. Para 
que a perturbação seja mantida a menor possível, a sonda é colocada em um furo previamente aberto, 
com o diâmetro o mais próximo possível da sonda.
O resultado do ensaio é apresentado na forma de uma curva da pressão aplicada em função da 
respectiva deformação volumétrica produzida,tal como exemplo ilustrativo da figura a seguir. A parte 
inicial da curva desenvolve-se quando a sonda empurra a parede do furo de sondagem para a posição 
original, que ocupava antes da abertura do furo. No ponto A da figura considera-se que as condições do 
solo em repouso foram restabelecidas. A partir daí, a pressão no ponto A, igual a Po, seria teoricamente 
igual à pressão horizontal total em repouso do solo.
P
PL
Pr
P0
v0 vr vL v
A
B
Curva 
pressiométrica
Figura 38 – Resultado do ensaio pressiométrico
A porção da curva compreendida entre os pontos A e B é uma linha reta, sendo possível determinar 
teoricamente o módulo de elasticidade pressiométrico pela seguinte expressão:
( )p m
P
E 2 1 v V
V
∆= +
∆
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MECÂNICA DOS SOLOS E FUNDAÇÕES
Em que ν é o coeficiente de Poisson, Vm é o volume médio no trecho entre Vo e Vf e ∆P é a variação 
de pressão entre Vo e Vf.
 Lembrete
Curva no ensaio pressiométrico é uma reta entre os pontos A e B.
5.3.4 Sapatas – capacidade de carga
Capacidade de carga de uma fundação (σr) é a tensão que provoca a ruptura do solo ou que leva a 
recalques excessivos que causam danos à superestrutura.
A capacidade de carga dos solos não é constante, sendo função dos seguintes fatores:
• resistência ao cisalhamento do solo, o qual, por sua vez, depende da sua composição e do estado 
em que se encontra;
• dimensão e forma da sapata (sapatas corridas, retangulares, quadradas ou circulares);
• profundidade da fundação.
Estabelecido o valor de σr, a tensão admissível é calculada por:
r
adm FS
σσ =
Em que FS é o fator de segurança.
A seguir, apresentam-se os diversos processos disponíveis para a estimativa da capacidade de carga 
de uma fundação direta.
5.3.4.1 Ensaio de carregamento em placa (prova de carga)
Na figura a seguir podemos observar, por meio de um esquema, o equipamento e a execução de 
prova de carga em placa, que consiste em se aplicar um carregamento sobre uma placa metálica circular 
assentada sobre o solo. Carrega-se progressivamente o terreno através da placa e medem-se os recalques 
resultantes. No Brasil, é comum utilizar placas de 80 cm de diâmetro, enquanto nos Estados Unidos a 
placa utilizada é quadrada, com dimensões de 30 x 30 cm.
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Unidade II
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3
3
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4
5
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1 Viga de referência
2 Deflectometro (0,01 mm)
3 Viga de reação
4 Macaco hidráulico
5 Placa (80 cm)
Carga de reação
(areia, ferro etc)
Tirantes
Figura 39 – Execução de prova de carga em placa
O resultado da prova de carga é apresentado na forma de um gráfico de recalque em função da 
tensão aplicada, como ilustrado na figura a seguir. Com os dados da prova de carga, pode-se determinar 
a tensão admissível de uma fundação, que é considerada como a tensão de ruptura obtida no ensaio 
dividida por um coeficiente de segurança igual a 2. Uma análise mais pormenorizada da determinação 
da tensão admissível pode ser realizada nas normas NBR 6489, NBR 6122 e NBR 12131.
Pressão (Mpa)
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 (m
m
)
Estágio de 
pressão
Curva de pontos 
estabilizados
Figura 40 – Resultado de uma prova de carga
O ensaio também permite a obtenção do módulo de elasticidade E do solo. Cabe ressaltar que esse 
módulo não é constante, pois varia significativamente com o nível de tensão considerado. Para placas 
circulares rígidas com diâmetro d, tem-se:
( )2qdE 14
π= − ν
ρ
Em que q é a tensão aplicada à placa, ν é o coeficiente de Poisson e ρ é o recalque medido.
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MECÂNICA DOS SOLOS E FUNDAÇÕES
Outro dado importante que se pode tirar de provas de carga é o coeficiente de recalque vertical ou 
coeficiente de reação (ks), que é o coeficiente angular da curva tensão X recalque no trecho linear:
q
ks =
ρ
Na maioria dos casos, a curva tensão-recalque se apresenta entre os dois casos extremos, indicados 
nas figuras a seguir.
Ruptura 
geral
Ruptura geral
Ruptura geral
Ruptura 
local
Pressão
Re
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σR
Figura 41 – Recalque, pressões e estados de ruptura
1º caso – Ruptura geral
É caracterizada pela definição de uma superfície de ruptura, contínua, que vai da borda da fundação 
até o nível do terreno. Nesse caso, há uma considerável sobrelevação do solo adjacente nas laterais 
da fundação, e a ruptura se dá por um dos lados, com o consequente tombamento da fundação. 
Como se observa na curva tensão-recalque, à medida que a tensão aumenta, o solo resiste, deformando-se 
relativamente pouco, vindo a acontecer a ruptura quase que bruscamente. É como se todos os elementos 
de solo ao longo da superfície de ruptura rompessem a um só tempo, generalizadamente. A tensão de 
ruptura σr é bem definida no ensaio. Corresponde ao ponto em que os recalques são incessantes, sem 
aumento da tensão aplicada.
1º caso – Ruptura local
É caracterizada por um cisalhamento nítido somente sob a base da fundação. Há uma sobrelevação 
do solo lateralmente, mas a superfície de ruptura não alcança a superfície do terreno. Como se observa 
na curva tensão-recalque, os recalques são elevados e aceleradamente crescentes com o aumento das 
tensões, não havendo uma definição de σr. É como se o processo de ruptura fosse ocorrendo, paulatina 
e constantemente, desde o início do carregamento, em regiões localizadas. A ruptura é progressiva, com 
elementos de solo situados próximos à placa, alcançando deformações elevadas em primeiro lugar.
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Unidade II
A ruptura geral é típica de solos de resistência média a elevada, ou seja, areias medianamente 
compactas a compactas e argilas médias, rijas e duras. A ruptura local é característica de solos de baixa 
resistência (argilas muito moles e moles e areias muito fofas a fofas).
5.3.4.2 Cálculo da tensão admissível a partir do resultado da prova de carga
A tensão de ruptura (σr) a ser adotada a partir do resultado de uma prova de carga é o menor dos 
três valores:
• tensão de ruptura definida no ensaio, no caso de ruptura geral;
• tensão correspondente a um recalque de 25 mm;
• tensão máxima aplicada no ensaio, se não atingida a ruptura ou um recalque de 25 mm.
Escolhida a tensão de ruptura de acordo com o critério anterior, a tensão admissível será o menor 
dos dois valores:
• tensão de ruptura dividida por um fator de segurança igual a 2 (σr /2);
• tensão correspondente a um recalque de 10 mm (σ10).
É importante conhecer o perfil geotécnico do terreno para evitar interpretações erradas. Assim, se 
existirem camadas compressíveis em profundidade não alcançada pelas tensões aplicadas na placa, a 
prova de carga não terá valor algum, pois o bulbo de tensões da sapata verdadeira é algumas vezes 
maior do que o da placa e pode atingir a camada compressível.
Camada compressível
p =
 0 . 
10
∅ = 80 cm
σ
Figura 42 – Bulbo de tensões
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MECÂNICA DOS SOLOS E FUNDAÇÕES
Exemplo de aplicação
1) Determinar, a partir do resultado, apresentado a seguir, de uma prova de carga em placa de 80 cm 
de diâmetro, o valor da tensão admissível do solo.
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Tensão (kN/m2)
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Figura 43 – Prova de carga
Solução:
Na prova de carga está bem definida a tensão de ruptura de 330 kN/m².
Entretanto, a tensão correspondente a um recalque de 25 mm é menor (600 kN/m²). Portanto, o 
valor a ser tomado como σr é 600 kN/m².
A tensão admissível é a menor dos dois valores:
σr /2 = 300 kN/m
2
σ10 = 170 kN/m
2
Logo σadm = 170 kN/m².
2) Determinar, a partir do resultado, apresentado a seguir, de uma prova de carga em placa de 80 cm 
de diâmetro, o valor da tensão admissível do solo.
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Tensão (kN/m2)
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Figura 44 – Prova de carga
Solução:
Na prova de carga está bem definida a tensão de ruptura de 1230 kN/m².
A tensão correspondente a um recalque de 25 mm é maior (600 kN/m²). Portanto, o valor a ser 
tomado como σr é 1230 kN/m².
A tensão admissível é o menor dos dois valores:
σr /2 = 1230/2 = 615 kN/m
2
σ10 = 490 kN/m
2
Logo σadm = 490 kN/m².
 
5.4 Amostragem indeformada e ensaios de laboratório
5.4.1 Amostragem
A amostra obtida é útil para a identificação táctil-visual e para ensaios de caracterização. Não se 
presta, entretanto, para ensaios mecânicos em que a estrutura natural do solo deve ser preservada, pois 
a amostragem feita na sondagem de simples reconhecimento provoca grandes tensões no solo.
As amostras indeformadas do solo podem ser obtidas de duas maneiras. Em taludes ou em fundo 
de poços, cortando-se cuidadosamente um bloco cúbico do solo (30 x 30 x 30 cm, por exemplo) e 
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MECÂNICA DOS SOLOS E FUNDAÇÕES
recobrindo-o com parafina, para que não perca umidade, sendo cuidadosamente transportado e mantido 
em câmara úmida no laboratório até a execução dos ensaios; ou pela cravação de amostrador de parede 
fina, por meio de um sistema que não produza impacto.
Estes amostradores são conhecidos pelo nome de Shelby, sendo comuns os de 5 a 12 cm de diâmetro. 
Os amostradores maiores são melhores, pois a relação entre o atrito e o volume da amostra é menor. 
A pequena espessura das paredes desses amostradores costuma ser definida pela relação:
c i
e
A A
R
A
−=
Em que Ae e Ai são as áreas correspondentes ao diâmetro externo e ao diâmetro interno, sendo 
recomendado que essa relação seja inferior a 0,1.
A extremidade de corte deve ter um diâmetro ligeiramente inferior ao diâmetro interno, de modo a 
aliviar o atrito entre a amostra e a superfície interna do amostrador. Para projetos que requerem maior 
precisão, outros amostradores também estão disponíveis.
5.4.2 Rotina de ensaios de laboratório
Em laboratório, as amostras coletadas são inicialmente submetidas a ensaios de caracterização, 
determinando-se a granulometria, LL e LP, e o peso específico dos grãos, cujos valores possibilitam 
a classificação dos solos estudados. Nesse caso, podem ser utilizadas, indiferentemente, amostras 
indeformadas ou deformadas.
Porém, é necessário o uso de amostras indeformadas para a determinação dos índices físicos. 
Com a determinação do teor de umidade e do peso específico natural, todos os demais índices físicos 
podem ser calculados a partir das relações entre eles.
As principais propriedades dos solos a serem determinadas em laboratório de interesse ao projeto de 
fundações são resistência e compressibilidade, sendo a permeabilidade necessária apenas em aplicações 
especiais.
Resistência
Em solos não coesivos, como as areias, o parâmetro de maior interesse é o ângulo de atrito efetivo 
(φ’). Em solos puramente coesivos, como as argilas saturadas, a resistência não drenada ou coesão (c) é 
o parâmetro de interesse.
Para os demais solos, o ângulo de atrito e a coesão devem ser determinados para sua melhor 
caracterização. A determinação desses parâmetros é realizada a partir do levantamento de sua envoltória 
de ruptura, obtida com ensaios de compressão simples, cisalhamento direto e triaxiais.
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Unidade II
Compressibilidade
As características de compressibilidade dos solos são determinadas através do ensaio de adensamento, 
determinando-se os parâmetros de tensão de pré-adensamento (σa), índice de compressão (Cc), índice 
de recompressão (Cr) e coeficiente de adensamento (Cv).
 Lembrete
É muito importante que a amostra indeformada seja recoberta com 
parafina para que não perca umidade natural.
6 ESTIMATIVA DA TENSÃO ADMISSÍVEL DO TERRENO
6.1 Determinação das tensões verticais
Os solos são constituídos por partículas e as forças aplicadas neles são transmitidas entre as 
partículas, além de parte suportada pela água localizada nos vazios. Esse fenômeno de divisão das 
forças é muito complexo, principalmente no caso de argilas, sendo mais fácil a interpretação desse 
fenômeno em solos granulares.
Considere a colocação de uma placa Q entre os grãos do solo, como ilustra a figura a seguir. 
Nesse caso, diversos grãos transmitirão forças à placa, sendo impossível desenvolver modelos 
matemáticos com base em inúmeros vetores de forças. A ação dessas forças será então descrita 
pelo conceito de tensões.
Figura 45 – Ilustração da distribuição de forças entre grãos de solo
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MECÂNICA DOS SOLOS E FUNDAÇÕES
A somatória dos componentes normais ao plano dividida pela área total dos contatos é definida 
como tensão normal, dada por:
N
Área
Σσ =
A somatória dos componentes tangenciais ao plano dividida pela área total dos contatos é definida 
como tensão cisalhante, dada por:
T
Área
Στ =
O que se considerou para o contato entre o solo e a placa Q pode ser também assumido como válido 
para qualquer outro plano, tal como o plano P da figura anterior.
As tensões, assim definidas, são muito menores que as tensões que realmente ocorrem nos contatos 
reais entre as partículas, pois essas podem chegar a 700 MPa, enquanto em problemas de engenharia 
de solos, dificilmente as tensões superam 1 MPa. As áreas de contato real entre as partículas são bem 
menores do que 1% da área total que foi considerada para a definição de tensões.
Porém, admite-se, para efeito prático, que as áreas de contato sejam desprezíveis, pois a concentração 
de tensões nos contatos das partículas é um fenômeno que não interfere na prática da engenharia de solos.
Assim, neste momento, será estudada a formação de tensões no campo. A figura a seguir ilustra 
um elemento de solo, com lado de dimensão b, a uma profundidade z em solo seco. Ele está sujeito às 
tensões verticais nos seus lados superior e inferior, e às tensões horizontais em seus lados verticais.
O elemento de solo suporta sobre si um prisma com lados b x b e altura h, que produz tensão 
devido ao seu peso sobre o elemento de solo e, portanto, essa tensão é denominada tensão devida ao 
peso próprio, ou tensão geostática, pois o próprio solo imprime tensões sobre suas camadas inferiores 
e assim sucessivamente.
b
b
Z Prisma
N.T.
Solo seco
S = 0%
A (elemento de solo)
σh
σh
σvγ
Figura 46 – Descrição da formação da tensão vertical geostática em um elemento de solo
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Unidade II
Nos solos, as tensões devidas ao peso próprio têm valores consideráveis e não são desprezadas. 
Sendo o terreno horizontal, a tensão atuante em certa profundidade é normal ao plano. Não há tensão 
cisalhante nesse plano.
 Lembrete
É para um efeito prático que as áreas de contato sejam desprezíveis, 
pois a concentração de tensões nos contatos das partículas é um fenômeno 
que não interfere na prática da engenharia de solos.
Num plano horizontal, acima do nível d’água, atua o peso do prisma definido por esse plano. O peso 
do prisma, dividido pela área, indica o valor da tensão vertical:
n
v v n A
v
z
Área
γ ⋅σ = → σ = γ ⋅
Quando o solo é constituído por camadas, a tensão vertical resulta do somatório do efeito das 
diversas camadas (figura a seguir).
Figura 47 – Soma de tensões devidas ao peso próprio de camadas diversas de solo
Considerou-se até agora a região acima do lençol freático, em que o solo está totalmente seco. 
A tensão total no plano B abaixo do nível d’água será a soma do efeito das camadas superiores 
(figura na sequência).
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MECÂNICA DOS SOLOS E FUNDAÇÕES
ZB
Zw
ZA
X
A
B
N.A.
Y
Z
Figura 48 – Regiões saturada e seca do solo
A água no interior dos vazios, abaixo do lençol freático, apresentará uma pressão que depende 
apenas da sua profundidade em relação ao nível d’água. A pressão da água u será:
u = (zB - zw) . γw
Existe uma diferença da natureza das duas forças atuantes, a do peso próprio e a da água, sendo que 
a tensão total num plano qualquer deve ser considerada como a soma de duas parcelas:
• Tensão efetiva (σ’), que é a tensão transmitida entre os contatos entre as partículas.
• A pressão neutra (u) ou pressão de poro da água.
O engenheiro austríaco Karl von Terzaghi, que pode ser considerado o pai da mecânica dos 
solos, estabeleceu em 1925 o denominado Princípio das Tensões Efetivas, que pode ser expresso 
em duas partes:
Primeira parte: a tensão efetiva para solos saturados pode ser expressa por:
σ’ = σ - u
Segunda parte: todos os efeitos mensuráveis, resultantes de variações de tensões nos solos, como 
compressão e resistência ao cisalhamento, são devidos às variações de tensões efetivas.
Outro importante dado referente aos solos diz respeito às deformações. O solo, como um sistema 
particulado, apresenta características muito distintas de outros materiais. No concreto, por exemplo, as 
deformações implicam mudanças de forma e de volume, porém, com os elementos se deslocando de 
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Unidade II
forma contínua, mantendo posições relativas nesse processo. Nos solos, as deformações são resultantes 
do deslocamento relativo entre as partículas, tal como mostra a figura a seguir.
Figura 49 – Deslocamentos entre partículas de solo
A compressão das partículas, individualmente tratada, é desprezível comparada às deformações em 
decorrência dos deslocamentos das partículas umas em relação às outras. Por esse motivo, assume-se 
que as deformações nos solos sejam devidas apenas às variações de tensões efetivas, que correspondem 
às parcelas de tensão referente às forças transmitidas pelos grãos entre si.
O conceito de tensão efetiva pode ser melhor entendido imaginando-se uma esponja cúbica, com 
10 cm de aresta, imersa em um recipiente, como mostrado na figura a seguir.
Na posição (a), imersa em água até sua superfície superior, as tensões resultam de seu peso próprio 
e da pressão da água. Colocando-se sobre a esponja um peso equivalente a 10 N, por exemplo, a pressão 
aplicada será de 1 kPa (ou seja, 10 N/0,01 m²) e as tensões no interior da esponja serão aumentadas por 
este mesmo valor. Observa-se que a esponja sofrerá deformação sob a ação deste peso, expulsando água 
de seu interior. O acréscimo de tensão foi efetivo, inclusive tendo ela saído do repouso da condição de 
repouso anterior.
Se, ao invés de se colocar o peso, o nível d’água fosse elevado em 10 cm, a pressão atuante sobre a 
esponja também seria de 1 kPa (ou seja, 10 kN/m³ x 0,1 m) e as tensões no interior da esponja seriam 
aumentadas por este mesmo valor. Mas a esponja não se deforma. A pressão da água atua também nos 
vazios da esponja e a estrutura sólida não sofre a alteração das pressões. O acréscimo da pressão não 
produz deformações e foi neutro.
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MECÂNICA DOS SOLOS E FUNDAÇÕES
a - Esponja em repouso b - Peso aplicado c - Elevação da água
NA
NANA
Esponja Esponja Esponja
Peso
Figura 50 – Visualização do conceito de tensão efetiva
O mesmo fenômeno pode ser estendido aos solos. Se um carregamento é realizado na superfície do 
terreno, as tensões efetivas aumentam, com consequente compressão do solo e a água é expulsa de seus 
vazios, ainda que lentamente e em pequena proporção. Mas se o nível d’água se eleva, como em uma 
lagoa ou represa, o aumento total da tensão ocasionado pela elevação é igual ao aumento da pressão 
neutra nos vazios e, assim, o solo não se comprime.
Por esse motivo, a areia e a argila no leito da plataforma marítima, mesmo que estejam a 1.000 m 
ou mais de profundidade, podem se encontrar tão fofas ou moles quanto o solo no fundo de um 
reservatório de pequena profundidade.
No exemplo mostrado na figura a seguir, o acréscimo de tensão efetiva da cota -4 m até a cota -8 m 
é resultante do acréscimo da pressão neutra.
Areia fina e média
γn = 19 kN/m
3
Argila pouco siltosa mole
γn = 16 kN/m
3
Pedregulho (material granular)
γn = 21 kN/m
3
20
0
σ
u σ‘
-4
-8
-11
40 60 80 100
σ . u . σ‘
(kPa)
120 140 160 180 200
Figura 51 – Tensões verticais em perfil de solo apresentando camadas distintas e NA
Acréscimo da tensão total:
∆σ = γn . ∆z = 16 . 4 = 64 kPa
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Unidade II
Acréscimo de pressão neutra:
∆u = γw . ∆z = 10 . 4 = 40 kPa 
Acréscimo de tensão efetiva:
∆σ’ = ∆σ - ∆u = 64 - 40 = 24 kPa 
O acréscimo da pressão efetiva também pode ser calculado por meio do peso específico submerso 
do solo, que leva em conta o empuxo da água.
Acréscimo da tensão efetiva:
∆σ’ = γsub . ∆z = 6 . 4 = 24 kPa 
Até o nível d’água, a tensão efetiva é igual à tensão total, se não for considerado o efeito da 
capilaridade. Em cotas abaixo do nível d’água, o acréscimo de tensões efetivas pode ser calculado 
diretamente pela soma dos produtos dos pesos específicos submersos pelas profundidades. 
Este procedimento costuma ser empregado pelos engenheiros geotécnicos na prática.
Como mencionado anteriormente, existe um efeito denominado capilaridade, que ocorre em alguns 
solos, que é a ascensão da água entre os interstícios de pequenas dimensões formados pelas partículas 
sólidas, acima do nível do lençol freático. A altura alcançada depende do tipo de solo. Na figura a seguir, 
observa-se que o solo não se apresenta saturado ao longo de toda altura de ascensão capilar, mas 
apenas até um dado nível, denominado nível de saturação.
N. capilar
Grau de saturação 100%
Pr
of
un
di
da
de
N. de saturação
N. freático
Poço
Altura de 
ascensão 
capilar
Figura 52 – Efeito de capilaridade em solos
A altura capilar que a água alcança em um solo pode ser determinada considerando sua estrutura 
como um conjunto de tubos capilares, formados pelos seus vazios. O peso de água num tubo com raio 
r e altura de ascensão capilar hc é dado por:
P = π . r2 . hc . γw
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Considerando a tensão superficial T atuando em toda a superfície de contato da interface entre água 
e tubo, a força resultante é:
F = 2 . π . r . T
Igualando-se as duas expressões tem-se:
c
w
2 T
h
r
⋅=
⋅ γ
Portanto, a altura de ascensão capilar é inversamente proporcional ao raio do tubo. Se considerarmos 
que a tensão superficial da água, a 20°C, é 0,073 N/m², conclui-se, com auxílio da equação anterior, que 
a altura de ascensão capilar para tubos com 1 mm de diâmetro é de 3 cm. Para 0,1 mm é 30 cm e para 
0,01 mm atinge 3,0 m.
Desse modo, nos solos arenosos e pedregulhosos, nos quais os poros são maiores, a altura de ascensão 
capilar situa-se entre 30 cm e 1 m. Porém, nos solos siltosos e argilosos, a altura de ascensão capilar 
pode chegar a dezenas de metros, pois poros desses solos são bem menores. O fenômeno de capilaridade 
influencia no cálculo da tensão efetiva (σ’), pois a água nos vazios do solo, na zona acima do lençol freático 
e com ele comunicada, está sob uma pressão abaixo da atmosférica. A pressão neutra é, portanto, negativa. 
Nesse caso, a tensão efetiva será maior que a tensão total, e a pressão neutra negativa provoca aumento 
na força nos contatos dos grãos, aumentando a tensão efetiva.
No exemplo apresentado na figura a seguir, podemos observar o solo superficial formado por areia 
fina, cuja ascensão capilar deve ser superior a 1 metro. A água tende a ascenderpor capilaridade e toda 
a zona superior do solo poderá estar saturada, com água em estado capilar.
-10 0 57
σ, u, (kPA)
0
m
1
3
Silte
N.A.
σI
Areia fina
γn = 19 kPa
Figura 53 – Efeito da capilaridade em areia fina
Como podemos observar, a pressão neutra varia linearmente, desde o valor zero na cota do nível 
d’água até o valor negativo na superfície, correspondente à diferença de cotas. Portanto, a camada 
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superior de 1 m de espessura não está seca e a tensão efetiva passa a ser de 10 kN/m2, e não nula. 
Como a resistência das areias é diretamente proporcional à tensão efetiva apresentada, a capilaridade 
confere a este terreno uma efetiva resistência.
6.2 Tensões admissíveis no cálculo de fundações
A seguir, serão tratados alguns aspectos relativos aos métodos empíricos para o cálculo de 
tensões admissíveis em solos. São chamados métodos empíricos aqueles pelos quais se determina 
valores estimados de recalque ou de tensão admissível com base na descrição do terreno, realizada 
mediante classificação e determinação da compacidade ou consistência, com base em análises de 
campo ou laboratório. Esses métodos normalmente apresentam-se na forma de tabelas de tensões 
admissíveis ou tensões básicas. Apesar de as tabelas indicarem tensões, e não recalques, deve-se 
considerar que as tensões indicadas estão associadas a níveis de recalques usualmente aceitos em 
edificações convencionais.
Alguns códigos e normas de fundações apresentam tabelas de tensões admissíveis que podem 
ser utilizadas em anteprojetos ou obras de pequena monta. Apesar dessas tabelas serem geralmente 
conservadoras, sua aplicação ao projeto impõe cuidado na análise do perfil do terreno.
Por exemplo, da tabela transcrita da norma brasileira NBR 6122/96 (tabela a seguir) e que não mais 
figura na sua revisão, NBR 6122/2010, observa-se que para areia muito compacta, a tensão admissível 
era igual a 0,5 MPa.
Esse valor, entretanto, somente será válido se abaixo dessa camada de areia não houver uma camada 
mais fraca ou compressível que possa ser solicitada pela fundação e que, nesse caso, possa gerar 
recalques prejudiciais à construção.
Tabela 10 – Tensões básicas segundo a NBR 6122/1996
Classe Descrição σ (MPa)
1 Rocha sã, maciça, sem laminações ou sinal de decomposição 3,0
2 Rochas laminadas, com pequenas fissuras, estratificadas 1,5
3 Rochas alteradas ou em decomposição ver nota
4 Solos granulares concrecionados – conglomerados 1,0
5 Solos pedregulhosos compactos e muito compactos 6,0
6 Solos pedregulhosos fofos 0,3
7 Areias muito compactas 0,5
8 Areias compactas 0,4
9 Areias medianamente compactas 0,2
10 Argilas duras 0,3
11 Argilas rijas 0,2
12 Argilas médias 0,1
13 Siltes duros (muito compactos) 0,3
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14 Siltes rijos (compactos) 0,2
15 Siltes médios (medianamente compactos) 0,1
Nota: para rochas alteradas ou em decomposição, deve-se levar em conta a natureza da rocha 
matriz e o grau decomposição.
Fonte: ABNT NBR 6122 (1996).
6.3 Teoria do adensamento e recalques
A determinação de adensamento e consequente recalque pode ser realizada mediante ensaio de 
placas, obtendo-se parâmetros de deformação e de resistência, com extrapolação direta de recalque.
Parâmetros de deformação
Geralmente realiza-se uma retroanálise por fórmulas da teoria da elasticidade e, quando se dispõe 
somente de um ensaio em um diâmetro, é comum adotar-se a hipótese de meio homogêneo e aplicar a 
equação da teoria da elasticidade.
Parâmetros de resistência
Geralmente, realiza-se uma retroanálise por fórmulas de capacidade de carga, como, por exemplo, 
no caso de placa na superfície e solo apresentando comportamento não drenado:
qult = Su . Nc, Nc = 6,2
Essa retroanálise fica mais difícil no caso de areias.
Extrapolação direta de recalque
Pode-se realizar uma extrapolação direta do recalque obtido do ensaio de placa para a fundação real, 
sendo consideradas duas situações, como apresentadas a seguir:
• Meio homogêneo, implicando E constante. Nesta hipótese, há a proporcionalidade entre o 
recalque da placa e o da sapata dado pela equação seguinte, podendo ser aplicada, por exemplo, 
para argilas sobreadensadas:
S,B
B b
S,b
IB
w w
b I
= ⋅ ⋅
• Meio em que E cresce linearmente com z. Nesta hipótese, pode-se utilizar uma equação empírica, 
tal como a de Terzaghi e Peck, uma vez que não há proporcionalidade entre os recalques da placa 
e o da sapata, por exemplo, em areias:
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2
B b
2B
w w
B b
 =   +
6.4 Tolerância a recalques
A tolerância a recalques deve ser verificada em relação a duas possibilidade, vistas a seguir.
6.4.1 Distorção angular
Skempton e MacDonald (1956) analisaram uma centena de edifícios e conseguiram correlacionar a 
ocorrência de danos a valores limites de distorção angular δ/l, em que δ é o recalque diferencial entre 
dois pilares e l a distância entre eles, como observado a seguir:
• δ/l = 1:300 provoca trincas em paredes de edifícios;
• δ/l = 1:150 provoca danos estruturais em vigas e colunas de edifícios.
6.4.2 Recalques totais limites
Para estruturas convencionais de aço ou concreto, Burland et al. (1977) consideram aceitáveis as 
recomendações de Skempton e MacDonald:
• Areias: δ = 25 mm; wmáx = 40 mm para sapatas isoladas ou 40 a 65 mm para Radiers.
• Argilas: δ = 40 mm; wmáx = 65 mm para sapatas isoladas ou 65 a 100 mm para Radiers.
 Resumo
Foram apresentados os principais procedimentos para a realização de 
investigações no subsolo, incluindo a sondagem à percussão com realização 
de ensaio SPT, que é um dos principais parâmetros utilizados na estimativa 
da resistência dos solos. Outros métodos de prospecção, tais como cone 
CPT, vane test e ensaio pressiométrico e de capacidade de carga foram 
também apresentados.
Técnicas de amostragens indeformadas e de ensaios de laboratório 
foram estudados, juntamente com as principais rotinas laboratoriais. 
Foram mostradas também formas para a estimativa dos recalques e tensões 
admissíveis no cálculo de fundações para edificações.
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 Exercícios
Questão 1. (Enade 2008) Será executado um aterro de 3 m de altura sobre um perfil geotécnico 
composto de uma camada de areia de 1,5 m de espessura sobrejacente a 4 m de solo mole, conforme 
esquema a seguir.
3 m
1,5 m
Ponto R
N.A.Aterro
Areia
Argila mole
4 m
Figura 54 
Considerações:
• Nível d’água (N.A.) na superfície do terreno natural.
• A tensão total é constante com o tempo após a execução do aterro.
• Peso específico saturado médio da camada mole: 14 kN/m3.
• Peso específico do aterro: 18 kN/m3.
• Peso específico da água: 10 kN/m3.
• Peso específico saturado da areia: 16 kN/m3.
• Tensão de sobreadensamento ou pressão de pré-adensamento da argila: 25kN/m2 (σ’vm).
• Índice de vazios inicial médio da camada de argila (e0): 1,8.
• Coeficiente de compressão da argila (Cc): 1,0.
• Coeficiente de recompressão da argila (Cs): 0,1.
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• H: espessura da camada de argila.
• σ’vf: Tensão efetiva final (kN/m
2).
• σ’vo: Tensão efetiva inicial no meio da camada de argila (kN/m
2).
A magnitude do recalque a tempo infinito pode ser estimada a partir da equação:
( ) ( ) ( )( )s vm vo c vt vm0
H
S C log ' / ' C log ' / '
1 e∞
= σ σ + σ σ
+
Qual será o recalque primário no ponto R, ao fim do adensamento dessa camada de argila mole?
A)
4
S (1log(118 / 25) 0,1log(172 / 25))
(1 1,8)∞
= +
+
B) 
4
S (0,1log(17 / 25) 1log(25 / 71))
(1 1,8)∞
= +
+
C) 
4
S (0,1log(25 /17) 1log(71/ 25))(1 1,8)∞
= +
+
D) 
5,5
S (0,1log(118 / 25) 1log(172 / 25))
(1 1,8)∞
= +
+
E) 
5,5
S (1log(25 /17) 0,1log(71/ 25))
(1 1,8)∞
= +
+
Resposta correta: alternativa C.
Análise das alternativas
A) Alternativa incorreta.
Justificativa: o coeficiente de recompressão da argila em questão, Cs, é 0,1, e não 1. A tensão de 
sobreadensamento é 25 kN/m2, e não 118 kN/m2. A tensão efetiva inicial no meio da camada de argila é 
17 kN/m2, e não 25 kN/m2.
B) Alternativa incorreta.
Justificativa: a tensão de sobreadensamento é 25 kN/m2, e não 17 kN/m2, entre outros erros.
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C) Alternativa correta.
Justificativa: a alternativa é a correta.
D) Alternativa incorreta.
Justificativa: a espessura da camada de argila mole é 4 m, e não 5,5 m, entre outros erros.
E) Alternativa incorreta.
Justificativa: a espessura da camada de argila mole é 4 m, e não 5,5 m, entre outros erros.
Questão 2. (Enade 2014) Um município planeja implantar um condomínio com 300 unidades 
habitacionais para fins de moradia popular em uma área de sua propriedade. Duas modalidades de 
construção estão em estudo: 300 casas térreas ou 25 prédios de 4 pavimentos. Inicialmente, foram 
realizados ensaios do tipo CPT (cone penetration test). Os resultados típicos representativos do terreno 
são apresentados na figura a seguir, em que qc e fs representam as resistências de ponta e lateral, 
respectivamente, e R é a relação entre essas resistências.
0
0
z(
m
)
z(
m
)
z(
m
)
0 200 400 600 800 0 2 4 610000
qc (kPa)
Aterro de silte 
argiloso
Argila mole
Areia
fs (kPa) R (%)
20000 30000
0 0
-1 -1 -1
-2 -2 -2
-3 -3 -3
-4 -4 -4
-5 -5 -5
-6 -6 -6
-7 -7 -7
-8 -8 -8
-9 -9 -9
-10 -10 -10
Figura 55 
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Unidade II
Com relação à viabilidade técnica e econômica desse projeto, a partir das características do terreno 
apresentadas anteriormente, conclui-se que:
A) A opção pelas casas térreas demanda fundações superficiais no terreno, enquanto a opção por 
prédios de apartamentos demanda fundações profundas, portanto mais caras.
B) As duas opções em estudo demandam fundações superficiais no terreno, sendo necessário o 
prévio dimensionamento de cada uma delas para se avaliar a sua viabilidade econômica.
C) As duas opções em estudo demandam fundações profundas no terreno, sendo indispensável o 
dimensionamento dessas duas modalidades de fundação para se avaliar a viabilidade econômica 
de cada uma delas.
D) As duas opções em estudo demandam fundações profundas no terreno, mas como as dimensões 
das fundações dos prédios terão que ser maiores, o custo das fundações por unidade habitacional 
será mais alto para os prédios que para as casas térreas.
E) As duas opções em estudo demandam fundações profundas no terreno, mas as dimensões das 
fundações de ambas edificações serão similares, fazendo com que o custo das fundações por 
unidade habitacional para os prédios seja menor do que para as casas térreas.
Resolução desta questão na plataforma.