ESTRUTURAS DE FUNDAÇÕES

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Estruturas de Fundações 
 
Notas de aula 
Prof. Me. Cleiton João Mendes 
 
 
___________________ 
 
 
 
 
2 
 
Sumário 
1 INTRODUÇÃO 03 
2 PROSPECÇÃO E AMOSTRAGEM DOS SOLOS 03 
 2.1 Objetivos dos métodos de investigação geotécnica 03 
 2.2 Classificação dos métodos de investigação geotécnica 03 
3 TIPOS DE FUNDAÇÃO 09 
 3.1 Fundações Diretas ou Rasas 09 
 3.1.1 Blocos de Fundação 10 
 3.1.2 Sapatas 11 
 3.1.3 Radier 21 
 3.2 Fundações profundas 24 
 3.2.1 Estacas 25 
 3.2.2 Tubulões 30 
4 ESCOLHA DO TIPO DE FUNDAÇÃO 33 
5 BIBLIOGRAFIA 33 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Material cordialmente oferecido aos alunos do 
curso de Engenharia Civil. 
3 
 
1 INTRODUÇÃO 
Elementos de fundação podem ser definidos como elementos estruturais, geralmente 
construídos abaixo do nível do terreno, responsáveis por transmitir ao solo todas as ações que 
atuam nas edificações. 
Assim, tendo em vista que, todas as obras de engenharia civil assentam-se sobre o terreno 
firme, o projetista de estruturas de fundações necessita de informações de caráter estrutural e 
geotécnico para projetar e executar adequadamente os elementos estruturais em contato com o 
solo. 
2 PROSPECÇÃO E AMOSTRAGEM DOS SOLOS 
São métodos de investigação geotécnica que são utilizados quando se deseja conhecer as 
propriedades de um determinado solo de forma mais efetiva. Tendo em vista que, para os projetos 
de engenharia, deve ser feito sempre o reconhecimento adequado dos solos envolvidos. 
O conhecimento das condições de subsolo em um determinado local é uma condição 
fundamental para a elaboração de projetos de fundações e de obras de contenção seguros e 
econômicos. No Brasil, estima-se que o custo envolvido na realização das sondagens de 
reconhecimento varie normalmente de 0,2% a 0,5% do custo total da obra (SCHAID, 2000). 
O método mais comum de investigação/reconhecimento do subsolo é a Sondagem de 
Simples Reconhecimento, ensaio composto por dois tipos de operação: perfuração e amostragem, 
conforme NBR 6484. 
Em geral, as amostras de solo podem ser obtidas de duas maneiras, a saber: 
a. Amostra indeformada: ocorre quando o estado inicial da amostra é preservado. Estas são 
utilizadas para a realização de ensaios mecânicos (compressão axial, por exemplo). 
b. Amostra deformada: ocorre quando o estado natural da amostra sofre alteração. Estas são 
utilizadas para a realização de ensaios de caracterização (análise granulométrica, por 
exemplo). 
2.1 Objetivos dos métodos de investigação geotécnica 
 Determinação da extensão, profundidade e espessura das camadas do subsolo até uma 
determinada profundidade; 
 Determinação da profundidade do nível do lençol freático, lençóis artesianos ou 
suspensos; 
 Obtenção de informações sobre a profundidade da superfície rochosa e sua classificação, 
estado de alteração e variações; 
 Obtenção de dados sobre propriedades mecânicas e hidráulicas dos solos ou rochas. 
2.2 Classificação dos métodos de investigação geotécnica 
Os métodos de investigação geotécnica podem ser divididos em dois grandes grupos, a 
saber: 
a. Métodos diretos 
Permitem a observação do subsolo e a medição direta de propriedades in situ. 
São eles: poços, trincheiras e galerias de inspeção; sondagem a trado; sondagem à 
percussão, etc. 
 
4 
 
b. Métodos indiretos 
Nestes métodos, as propriedades geotécnicas dos solos são estimadas indiretamente pela 
observação à distância ou pela medida de outras grandezas do solo. 
São eles: sensoriamento remoto (fotos aéreas e imagens orbitais); ensaios geofísicos 
(medida de parâmetros físicos correlacionáveis com algumas características geotécnicas do 
subsolo: velocidade de propagação de ondas acústicas, resistividade elétrica, entre outros). 
Dentre os métodos de investigação geotécnica mais empregados, pode-se destacar os 
métodos de sondagem de simples reconhecimento (poços, escavações a trado ou por circulação 
d’água e as sondagens rotativas), e os ensaios de campo (SPT, Cone e o ensaio de Palheta). 
2.2.1 Poços ou trincheiras para retirada de amostras 
Os poços são perfurações feitas com pás e picaretas, em solos coesivos, acima do lençol 
d’água, permitindo o exame visual das paredes da escavação, com obtenção de amostras 
deformadas e indeformadas. A NBR 9604/86 especifica os procedimentos para a execução de 
poços e trincheiras de inspeção em solos para a retirada das amostras, deformadas e indeformadas. 
A Figura 2.1 ilustra a escavação de um poço para retirada de uma amostra indeformada. 
O procedimento consiste em realizar a escavação com seção transversal de, no mínimo, 1,0 m de 
lado (seção quadrada) ou 1,2 m (seção circular), até a profundidade que se deseja obter a amostra. 
A partir desta profundidade deve ser realizada a talhagem lateral do bloco nas dimensões previstas 
(em geral, um cubo de 20 a 30 cm de lado). Depois de obtido o bloco, aplica-se no mesmo uma 
camada de parafina, para evitar a perda de umidade por evaporação, caso a amostra deva ser 
ensaiada em laboratório. Em seguida, procede-se o condicionamento da amostra parafinada 
dentro de uma caixa de madeira, cujas dimensões devem ser maiores que a dimensão do bloco, 
sendo este espaço preenchido geralmente com serragem de madeira. 
A principal limitação deste método de reconhecimento é a limitação da profundidade 
escavada, em função das características dos materiais e do nível do lençol freático. 
 
Figura 2.1 - Poço ou trincheira para a retirada de amostras de solo 
2.2.2 Sondagem de simples reconhecimento: escavação a trado 
Este tipo de escavação é efetuado com trado do tipo cavadeira ou helicoidal (Figura 2.2), 
ou com equipamentos mecânicos, em solos coesivos acima do nível d’água, para reconhecimento 
rápido e econômico das condições geológicas superficiais. Este método é empregado 
principalmente no levantamento de jazidas, com obtenção de amostras indeformadas para ensaios 
geotécnicos. 
5 
 
Com exceção das areias puras, quando secas, a maior parte dos solos acima do lençol 
freático permite aprofundar os furos de sondagem até 4,0 ou 6,0 metros, sem a necessidade de 
qualquer revestimento para sustentar as paredes do furo e evitar o seu desmoronamento. Para 
maiores profundidades ou para perfurações abaixo do lençol freático, torna-se necessário a 
utilização de técnicas mais eficientes para evitar o desmoronamento do furo. Isto pode ser feito 
por técnicas de perfuração com circulação d’água. 
 
Figura 2.2 - Tipos de trado 
2.2.3 Sondagens de simples reconhecimento: escavação por circulação d’água 
As sondagens de simples reconhecimento por meio de escavação por circulação d’água 
são empregadas, normalmente, em situações onde as escavações por trado manual não são 
possíveis, como por exemplo, solos arenosos, perfurações a elevadas profundidades, presença de 
lençol freático, etc. Geralmente, são associadas ao ensaio de penetração padrão, SPT, descrito a 
seguir. 
 
Figura 2.3 - sondagens de simples reconhecimento por meio de escavação por circulação d’água 
 2.2.4 Sondagem SPT (Standard Penetration Test) 
A sondagem SPT (Standard Penetration Test) é reconhecidamente a mais popular, 
rotineira e econômica ferramenta de investigação geotécnica em praticamente todo o mundo, 
sendo empregada tanto para a definição da estratigrafia, como em para a obtenção de coeficientes 
utilizados em projetos de fundações diretas e profundas. 
6 
 
No Brasil, o ensaio de sondagem SPT foi normatizado pela NBR 6484/1980: "Solo - 
Sondagens de Simples Reconhecimento com SPT: Método de ensaio (SPT- StandardPenetration 
Test)", realizado conforme os procedimentos apresentados a seguir. 
De acordo com as características do terreno e tipo de obra, é determinada a quantidade e 
a posição dos pontos a serem sondados. Em cada ponto, monta-se um tripé com um conjunto de 
roldanas e cordas, sendo a amostra à zero metro coletada. O ensaio é executado a cada metro e a 
partir de 1 m de profundidade. Portanto, a perfuração é interrompida para a execução do ensaio. 
Na base do furo apoia-se o amostrador padrão acoplado a hastes de perfuração. Marca-se na haste, 
com giz, um segmento de 45 cm, dividido em trechos iguais de 15 cm. Ergue-se o peso batente 
de 65 kg até a altura de 75 cm e deixa-se cair em queda livre sobre a haste, conforme Figura 2.4. 
Tal procedimento é repetido até que o amostrador penetre 45 cm no solo. O índice de resistência 
à penetração (NSPT) é equivalente ao número de golpes necessários para cravar os últimos 30 cm 
do amostrador. Em solos muito moles, a resistência pode ser tão baixa que não resista nem a um 
golpe. Neste caso, encosta-se o martelo na composição das hastes e anota-se até que profundidade 
a haste e o martelo penetram somente com o peso estático do conjunto. As amostras são coletadas 
a cada metro e caracterizadas. 
Nas operações subsequentes de perfuração, intercaladas às operações de amostragem, 
deve-se utilizar o trado cavadeira ou o helicoidal até se atingir o nível d’água ou até que o avanço 
seja inferior a 5 cm após 10 minutos de operação. Nestes casos, passa-se ao método de perfuração 
por circulação d’água (lavagem). Na perfuração por lavagem, utiliza-se um trépano como 
ferramenta de escavação e a remoção do material é feita pela bomba d’água motorizada. 
A cravação do amostrador é interrompida e o ensaio de penetração suspenso quando se 
obtiver penetração inferior a 5 cm após 10 golpes consecutivos, ou quando o número de golpes 
ultrapassar 50 num mesmo ensaio, caracterizando-se, assim, a impenetrabilidade no ensaio SPT. 
As amostras coletadas a cada metro são acondicionadas, etiquetadas e enviadas ao 
laboratório para análise por geólogos especializados. 
Assim, no relatório final constará a planta do local da obra com a posição das sondagens 
e o perfil individual de cada sondagem e/ou seções do subsolo, indicando a resistência à 
penetração do solo a cada metro perfurado, o tipo e a espessura do material e as posições dos 
níveis d’água, quando encontrados durante a perfuração. 
 
Figura 2.4 - Equipamento utilizado para a execução do ensaio SPT 
7 
 
 
Figura 2.5 - Detalhamento do amostrador SPT 
Deste modo, os dados obtidos nas sondagens são apresentados em desenho denominado 
de perfil geotécnico, o qual é elaborado para cada furo de sondagem executado, ou em seções do 
subsolo, de acordo com cada caso, conforme Figura 2.6. 
 
Figura 2.6 - Perfil geotécnico 
Os furos devem ser realizados de forma a cobrir toda a área da construção que esteja sob 
carregamento, devendo ser conduzidos, de acordo com as condições geológicas locais, até as 
profundidades de assentamento das fundações ou de influência dos bulbos de tensões produzidos 
pelas mesmas. 
O número e a locação dos furos de sondagem são definidos pelo projetista. A norma NBR 
8036/83 estabelece um número mínimo de sondagem para fundações de edifícios, conforme 
apresentado na Tabela 2.1. 
8 
 
 
Tabela 2.1 - número mínimo de sondagem para fundações de edifícios 
A distância entre as sondagens não deve ultrapassar 30 m e os furos devem cobrir toda a 
área, conforme Figura 2.7. 
 
Figura 2.7 - Locação de sondagens 
O NSPT é muito utilizado em projetos de fundações, para a escolha do tipo de fundações e 
estimativa da tensão admissível do solo. O NSPT também é usado em correlações para obtenção 
das propriedades do solo. A norma NBR7250/82 apresenta tabelas que correlacionam a 
compacidade das areias e a consistência das argilas com os valores de NSPT. 
 
Tabela 2.2 - Compacidade das areias 
 
Tabela 2.3 - Consistência das argilas 
9 
 
 
Tabela 2.4 - Correlação entre NSPT e a resistência do solo 
Conforme Alonso (2010), a escolha do tipo de fundação para prédios comuns, de 3 a 30 
pavimentos, e as definições de projeto, como tipo e comprimento de estacas, etc., são 
costumeiramente baseadas apenas nos resultados de sondagem SPT e identificação visual. 
3 TIPOS DE FUNDAÇÃO 
De acordo com a NBR 6122/2010 - Projeto e execução de fundações, as fundações se 
dividem em duas categorias, as fundações diretas ou superficiais e as fundações profundas. 
As fundações diretas ou superficiais são aquelas em que a carga é transmitida ao solo, 
predominantemente pelas tensões distribuídas sob a base do elemento estrutural de fundação, 
estando assente a uma profundidade inferior a duas vezes o valor da menor dimensão do elemento 
estrutural da fundação. 
E, as fundações profundas são aquelas em que a carga é transmitida ao terreno pela sua 
base (resistência de ponta), por sua superfície lateral (resistência lateral ou de fuste) ou por uma 
combinação destas, estando assente a uma profundidade igual ao dobro da sua menor dimensão 
em planta, ou de, no mínimo, 3 metros. 
3.1 Fundações Diretas ou Rasas 
As fundações diretas ou superficiais são aquelas em que a carga é transmitida ao solo, 
predominantemente, pelas tensões distribuídas sob a base do elemento estrutural de fundação, 
estando assente a uma profundidade inferior a duas vezes o valor da menor dimensão do elemento 
estrutural de fundação. Assim, os elementos de fundação superficial que se enquadram nesta 
definição são: 
 Sapatas isoladas: elementos de concreto armado dimensionados de forma que as tensões 
de tração geradas no elemento sejam resistidas pelo aço; 
 Sapatas associadas: sapatas comuns a vários pilares cujos centros gravitacionais não 
estejam situados no mesmo alinhamento; 
 Sapatas corridas: sapatas sujeitas a ação de uma carga distribuída linearmente; 
 Radiers: fundação superficial que abrange todos os pilares de uma determinada obra ao 
mesmo tempo; 
 Vigas de fundação: elementos de fundação comuns a vários pilares cujos centros 
gravitacionais estejam situados no mesmo alinhamento; 
 Blocos de fundação: elementos de grande rigidez executados com concreto simples ou 
ciclópico, portanto, não armados, dimensionados de modo que as tensões de tração 
produzidas sejam resistidas unicamente pelo concreto. 
 
10 
 
3.1.1 Blocos de Fundação 
De acordo com a própria definição, os blocos de fundação devem ser dimensionados de 
forma que as tensões de tração geradas sejam absorvidas pelo próprio concreto. O 
dimensionamento dos blocos consiste na definição das suas dimensões em planta e da sua altura, 
conforme Figura 3.1. 
 
Figura 3.1 - Dimensões do bloco de fundação (Alonso, 2010) 
O valor do ângulo α é obtido por meio da Figura 3.2, em função da relação σs/σt, onde: 
- σs: tensão admissível do solo; 
- σt: tensão admissível à tração do concreto (cujo valor é da ordem de fck/25, não sendo 
conveniente utilizar valores maiores que 0,8 MPa; 
- fck: resistência característica do concreto aos 28 dias. 
 
Figura 3.2 - Dimensionamento de blocos de fundação: valores de α (Alonso, 2010) 
𝐴𝑏𝑎𝑠𝑒 = 𝐴. 𝐵 =
𝑃 + 𝑝𝑝
𝜎𝑠
 
Eq. 3.1 
11 
 
ℎ ≥ {
[
𝐴 − 𝑎0
2
] . 𝑡𝑔𝛼
[
𝐵 − 𝑏0
2
] . 𝑡𝑔𝛼
 
Eq. 3.2 
onde: 
- P: carga proveniente do pilar; 
- pp: peso próprio do bloco de fundação ou sapata; 
- σs: tensão admissível do solo; 
- A: maior dimensão do bloco de fundação ou sapata em planta; 
- B: menor dimensão do bloco de fundação ou sapata em planta. 
Como o peso próprio do bloco depende de suas dimensões, o problema só pode ser 
resolvidopor tentativas. Entretanto, na maioria dos casos, o valor do peso próprio é pouco 
significativo, e sua utilização está dentro das imprecisões da estimativa do valor de σs. Deste 
modo, é comum negligenciar o valor do mesmo (ALONSO, 2010). 
3.1.2 Sapatas 
Sapatas são elementos de fundação rasa executados em concreto armado, de altura 
reduzida em relação às dimensões da base e que se caracterizam por trabalhar a flexão. Vide 
Figura 3.3. 
 
Figura 3.3 - Geometria de uma sapata isolada (Alonso, 2010) 
3.1.2.1 Classificação das sapatas quanto à posição e geometria 
I Sapatas isoladas 
O projeto de sapatas isoladas consiste inicialmente na definição da área da base necessária 
para transmitir ao solo as tensões (σs) que este possa suportar sem sofrer recalques excessivos, 
nem atingir a ruptura. Desta forma, a área da base, em função dos parâmetros já definidos 
anteriormente, pode ser calculada como: 
𝐴𝑏𝑎𝑠𝑒 = 𝐴. 𝐵 =
𝑃 + 𝑝𝑝
𝜎𝑠
 
Eq. 3.3 
 
Como o peso próprio da sapata depende de suas dimensões, o problema só pode ser 
resolvido por tentativas. Entretanto, na maioria dos casos, o valor do peso próprio é pouco 
12 
 
significativo, e sua utilização está dentro das imprecisões da estimativa do valor de σs. Deste 
modo, é comum negligenciar o valor do mesmo (ALONSO, 2010). 
Conforme Alonso (2010), conhecendo-se a área da base da sapata (Abase), a determinação 
das suas dimensões (A e B) em planta, para o caso de sapatas isoladas, deve ser feita de modo 
que: 
a. O centro de gravidade da sapata deve coincidir com o centro de carga do pilar; 
b. A sapata não deverá ter nenhuma dimensão menor que 0,6 m; 
c. Sempre que possível, as dimensões da sapata devem ser escolhidas condicionando a forma da 
sapata à forma do pilar, ou de modo que a relação entre os lados A e B seja menor ou, no máximo, 
igual a 2,5; 
d. A sapata apresente o mesmo balanço (d) nas duas direções. 
e. Para sapatas isoladas próximas, visando a não sobreposição das sapatas e dos bulbos de tensão, 
a seguinte condição deve ser satisfeita: 
𝐵1
2
+
𝐵2
2
+ 0,10 𝑚 ≤ 𝑠 
 sendo s, a distância de centro a centro de pilar. 
 
Assim, podem ocorrer as seguintes situações: 
 Pilar de seção quadrada 
A sapata mais indicada deverá ter em planta seção quadrada, cujo lado será: 
𝐴 = 𝐵 = √
𝑃
𝜎𝑠
 
Eq. 3.4 
 
 Pilar de seção transversal retangular 
A base da sapata mais indicada deverá ter em planta seção retangular, considerando as 
seguintes relações: 
𝐴. 𝐵 = √
𝑃
𝜎𝑠
 
Eq. 3.5 
𝐴 − 𝑎0 = 2𝑑
𝐵 − 𝑏0 = 2𝑑
} ∴ 𝐴 − 𝐵 = 𝑎0 − 𝑏0 
Eq. 3.6 
 
 Pilar de seção em forma de L, U, Z, etc 
 Deve-se substituir o pilar real por um outro fictício de forma retangular circunscrito ao 
mesmo e que tenha o seu centro de gravidade coincidente com o centro de carga do pilar real. 
Inicialmente, calcular as coordenadas x e y do centro de carga. 
𝑥𝑐𝑐 =
∑𝐴𝑖. 𝑥𝑖
∑𝐴𝑖
 
Eq. 3.7 
𝑦𝑐𝑐 =
∑𝐴𝑖 . 𝑦𝑖
∑𝐴𝑖
 
Eq. 3.8 
13 
 
 
Figura 3.4 - Sapatas isoladas com o C.G. do pilar coincidente com o C.G da sapata 
II Sapatas associadas 
Quando as sapatas de dois ou mais pilares ficam muito próximas, ou até se superpõem, 
faz-se necessário associá-las, ou seja, quando a seguinte condição não for satisfeita: 
𝐵1
2
+
𝐵2
2
+ 0,10 𝑚 ≤ 𝑠 
 
O centro de gravidade da sapata deve coincidir com o centro de gravidade das cargas (xCG, 
yCG) dos pilares. Para determinar o centro de gravidade dos vários pilares, coloca-se um sistema 
de eixos x e y, conforme Figura 3.5. Os valores de xCG e yCG podem ser determinados por meio 
das Equações 3.9 e 3.10. 
𝑥𝑐𝑐 =
∑𝐴𝑖. 𝑥𝑖
∑𝐴𝑖
 
Eq. 3.9 
𝑦𝑐𝑐 =
∑𝐴𝑖 . 𝑦𝑖
∑𝐴𝑖
 
Eq. 3.10 
 
 
Figura 3.5 - Sapata associada: planta 
14 
 
 
Figura 3.6 - Viga de rigidez (V. R.) em sapata associada para dois pilares: perspectiva 
 
Figura 3.7 - Viga de rigidez (V. R.) em sapata associada para dois pilares: planta 
III Sapatas de divisa 
Quando um pilar está na divisa do terreno, pode-se alavancar a sapata de divisa, que é 
excêntrica, a uma sapata de um pilar interno, conforme Figura 3.8. 
 
Figura 3.8 - Sapata de divisa com viga alavanca (V. A.) ou de equilíbrio (V. E.): perspectiva 
15 
 
 
Figura 3.9 - Sapata de divisa com viga alavanca (V. A.) ou de equilíbrio (V. E.): planta 
Neste caso, o dimensionamento deve ser realizado considerando as reações de apoio do 
esquema estático. 
𝑅1 = 𝑃1 + ∆𝑃 Eq. 3.11 
𝑅2 = 𝑃2 −
∆𝑃
2
 
Eq. 3.12 
∆𝑃 = 𝑃1.
𝑒
𝑑
 
Eq. 3.13 
𝑒 =
𝐵 − 𝑏0
2
 
Eq. 3.14 
Como, para calcular a reação R, existem duas incógnitas (e e d) e apenas uma equação, o 
caso é indeterminado. Assim, adota-se inicialmente: 
[A = 2B e ∆P = 0, ou seja, R1 = P1] 
IV Sapatas corrida 
Caracterizam-se por receber e transmitir ao solo carregamentos linearmente distribuídos. 
Conforme a NBR 6122/2010, sapata corrida é aquela submetida à ação de uma carga 
linearmente distribuída ou de pilares dispostos ao longo de um mesmo alinhamento. 
Para diferenciar a sapata corrida da sapata isolada retangular, pode-se considerar que, a 
sapata corrida é aquela com comprimento maior que cinco vezes a largura (A > 5B) 
 
Figura 3.10 - Sapata corrida 
 
16 
 
Quando na sapata, além de carga vertical, atua também momento fletor, recomenda-se 
usar o seguinte procedimento ( ALONSO, 2010): 
a. Calcular a excentricidade 𝑒 =
𝑀
𝑁
 
b. Fazer com que a excentricidade esteja dentro do núcleo central 𝑒 ≤
𝐴
6
 
Neste caso, os valores das tensões aplicadas ao solo serão: 
𝜎𝑚á𝑥
𝜎𝑚𝑖𝑛
} =
𝑁
𝐴
(1 ±
6𝑒
𝐴
) 
c. Os valores de σmáx e σmin devem atender às relações: 
𝜎𝑚á𝑥 ≤ 1,3𝜎𝑠 
𝜎𝑚á𝑥 + 𝜎𝑚𝑖𝑛
2
≤ 𝜎𝑠 
Neste caso, não há a necessidade de correlacionar os lados da sapa com os lados do pilar, 
nem há a obrigatoriedade de se manter a relação A/B ≤ 2,5. 
 
Figura 3.11 - Sapata submetida a momento fletor e força centrada 
 
3.1.2.2 Classificação das sapatas quanto à rigidez 
A classificação das sapatas relativamente à rigidez é muito importante, porque direciona 
a forma como a distribuição de tensões na interface base da sapata/solo deve ser considerada, bem 
como o procedimento ou método adotado no dimensionamento estrutural. A NBR 6118/2014 
classifica as sapatas como rígidas ou flexíveis de acordo com as seguintes expressões: 
 
Figura 3.12 - Dimensões típicas em sapatas 
17 
 
𝑠𝑒 ℎ ≤
𝐴 − 𝑎𝑝
3
 
 Sapata flexível 
𝑠𝑒 ℎ >
𝐴 − 𝑎𝑝
3
 
 Sapata rígida 
onde: 
- h: altura da sapata; 
- A: dimensão da sapata em uma determinada direção; 
- ap: dimensão do pilar na mesma direção. 
As expressões anteriores devem também ser verificadas relativamente às dimensões B e 
bp da outra direção da sapata, sendo que para ser classificada como rígida a equação deve ser 
atendida em ambas as direções. No caso da equação não se verificar para as duas direções, a 
sapata será considerada flexível. 
As sapatas rígidas têm a preferência no projeto de fundações, por serem menos 
deformáveis, menos sujeitas à ruptura por punção e mais seguras. As sapatas flexíveis são 
caracterizadas pela menor altura, e, segundo a NBR 6118/2014: “Embora de uso mais raro, essas 
sapatas são utilizadas para fundação de cargas pequenas e solos relativamente fracos (com tensão 
admissível ≤ 150 kPa)”. 
 Detalhes construtivos (fundações rasas) 
A NBR 6122/2010 estabelece que “todas as partes da fundação superficial (rasa ou direta) 
em contato com o solo (sapatas, vigas de equilíbrio, etc.) devem ser concretadas sobre um lastro 
de concreto não estrutural com no mínimo 5 cm de espessura,a ser lançado sobre toda a superfície 
de contato solo-fundação. No caso de rocha, esse lastro deve servir para regularização da 
superfície e, portanto, pode ter espessura variável, no entanto, observado um mínimo de 5 cm.” 
Segundo a NBR 6122/2010, nas divisas com terrenos vizinhos, salvo quando a fundação for 
assente sobre rocha, tal profundidade não deve ser inferior a 1,5 m. Em casos de obras cujas 
sapatas ou blocos estejam majoritariamente previstas com dimensões inferiores a 1,0 m, essa 
profundidade mínima pode ser reduzida. 
A superfície de topo da sapata deve ter um plano horizontal (mesa) maior que a seção 
transversal do pilar, com pelo menos 2,5 ou 3 cm, de modo a facilitar a montagem e apoio da 
fôrma do pilar (Figura 3.13). Para evitar a possível ruptura nos lados da sapata é importante 
executar as faces extremas em superfície vertical, com a seguinte sugestão para h0: 
ℎ0 ≥ {
ℎ/3
15 𝑐𝑚
 
 
 
Figura 3.13 - Detalhes construtivos: sapatas 
 
 
18 
 
3.1.2.3 Capacidade de carga de fundações rasas (sapatas) 
A capacidade de carga de uma fundação (σR) é definida como a tensão transmitida pelo 
elemento de fundação capaz de provocar a ruptura do solo ou a sua deformação excessiva. 
Segundo a NBR 6122/2010, a capacidade de carga dos solos pode ser calculada por meio 
de vários métodos, destacando-se: 
a. Realização de prova de carga sobre placa 
Este ensaio procura reproduzir, no campo, o comportamento da fundação direta sob a 
ação das cargas que lhe serão impostas pela estrutura. Segundo Alonso (2010), o ensaio é 
normalmente realizado transmitindo-se uma determinada pressão ao maciço de solo por meio de 
uma placa rígida de ferro fundido com diâmetro de 80 cm. Esta placa é carregada por meio de um 
macaco hidráulico que reage contra um sistema de reação qualquer, que pode ser uma caixa 
carregada, ou um grupo de tirantes, conforme Figura 3.14. 
 
Figura 3.14 - Ensaio de placa 
Com base no valor da pressão aplicada, que é lida em um manômetro acoplado ao macaco 
hidráulico, e no recalque medido, traça-se a curva pressão x recalque, que permite avaliar o 
comportamento do maciço de solo. 
 
Figura 3.15 - Curva pressão x recalque 
Os solos que apresentam tensão de ruptura, ou capacidade de carga, bem definida (σR) 
são denominados como solos de ruptura geral, sendo este tipo de comportamento típico de areias 
compactas e de argilas rijas. Caso o material não apresente uma tensão de ruptura bem definida, 
diz-se que o mesmo apresenta uma ruptura local, sendo este um comportamento característico de 
solos de baixa resistência, como por exemplo, as areias fofas e as argilas moles (CINTRA et al., 
2003). 
19 
 
De acordo com Alonso (2010), a tensão admissível dos solos pode ser obtida de forma 
simplificada a partir do ensaio de placa através das seguintes expressões: 
𝜎𝑠 =
𝜎𝑅
2
  Para solos de ruptura geral 
𝜎𝑠 ≤ {
𝜎25
2
𝜎10
 
 Para solos de ruptura local 
onde: 
- σs: tensão admissível do solo; 
- σR: tensão de ruptura obtida no ensaio de placa; 
- σ25: tensão correspondente a um valor de recalque igual a 25 mm; 
- σ10: tensão correspondente a um valor de recalque igual a 10 mm. 
b. Fórmulas teóricas: fórmula de Terzaghi (1943) 
Para solos com ruptura geral, tem-se: 
𝜎𝑅 = 𝑐.𝑁𝑐 . 𝑆𝑐 + 0,5. 𝛾. 𝐵. 𝑁𝛾 . 𝑆𝛾 + 𝑞. 𝑁𝑞 . 𝑆𝑞 Eq. 3.15 
onde: 
- σR: capacidade de carga ou tensão de ruptura dos solos; 
- c: coesão do solo; 
- γ: peso específico do solo onde se apoia a fundação; 
- B: a menor largura da sapata; 
- q: a pressão efetiva do solo na cota de apoio da fundação; 
- Nc, Nγ e Nq: fatores de carga em função do ângulo de atrito interno do solo ϕ; 
- Sc, Sγ e Sq: fatores de forma. 
 
Figura 3.16 - Fatores de carga em função de ϕ 
Para solos de ruptura local, os fatores de capacidade de carga a serem utilizados na 
determinação da capacidade de carga das fundações diretas pela formulação clássica de Terzaghi 
devem ser obtidos por meio das curvas para Nc’, Nq’ e Nγ’. E, utilizando-se 2/3 da coesão real do 
solo. 
20 
 
 
Quadro 3.1 - Fatores de forma Terzaghi 
Assim, conhecendo-se o valor de σR, a tensão admissível (σs) do solo será dada por: 
𝜎𝑠 =
𝜎𝑅
𝐹𝑆
 Eq. 3.16 
 em que FS é o fator de segurança, geralmente adotado igual a 3. 
Quando não se dispõe de ensaio de laboratório para a determinação de c e ϕ, pode-se 
estimar estes valores por meio dos Quadros 3.2 e 3.3 (ALONSO, 2010). 
 
Quadro 3.2 - Estimativa para a coesão 
 
Quadro 3.3 - Estimativa para ϕ 
c. Com base nos ensaios de laboratório 
Com base nos ensaios de laboratório, para argilas, pode-se adotar como tensão 
admissível do solo o valor da pressão de pré-adensamento (pa). 
𝜎𝑠 ≅ 𝑝𝑎 
 
 
 
21 
 
d. Com base no valor médio NSPT 
Com base no valor médio do NSPT (na profundidade de ordem de grandeza igual a duas 
vezes a largura estimada para a fundação, contando a partir da cota de apoio, pode-se obter a 
tensão admissível do solo: 
𝜎𝑠 ≅
𝑁𝑆𝑃𝑇
50
 (𝑀𝑃𝑎) 
 Para valores de NSPT ≤ 20 
 
3.1.2.4 Dimensionamento estrutural 
O dimensionamento estrutural de sapatas deve ser realizado conforme recomendações da NBR 
6118/2014. 
3.1.3 Radier 
Conforme a NBR 6122/2010, o radier é apresentado como elemento de fundação 
superficial, que suporta todas as cargas aplicadas sobre a construção. 
Segundo Doria (2007), o uso do radier é justificado quando a área das sapatas é maior 
que a metade da área da construção ou quando se aproximam umas das outras, ou quando o solo 
possui baixa capacidade de carga e deseja-se uniformizar os recalques. 
Na construção civil brasileira, o uso do método de radier é bem questionado, não só sobre 
valores financeiros, mas também sobre a sua resistência. Com isso, surgiram mitos que apontam 
o sistema composto por estacas e vigas baldrame o mais econômico. Entretanto, para Alonso 
(2010), fundações em sapatas isoladas e em radier são os tipos de fundação mais econômicos, 
quando o solo de suporte atende às características básicas de resistência para fundações rasas. 
A base da fundação é o terreno natural, nivelado e compactado, onde será executado o 
radier, podendo ser melhorada através de drenagem, compactação e estabilização do solo, obtendo 
sempre uma base uniforme. 
De acordo com a classificação do solo, determina-se o módulo de reação do solo 
utilizando-se tabelas, critério indispensável para o dimensionamento do radier. 
3.1.3.1 Classificação dos radiers 
Segundo Doria (2007), os radiers podem ser classificados quanto a sua geometria, quanto 
à rigidez à flexão e quanto à tecnologia. 
a. Quanto à geometria 
São classificados como: lisos, com pedestais, nervurados ou caixão. 
 
radiers lisos: possui vantagem por ter grande facilidade de execução. 
 
Figura 3.17 - Radier liso 
 
radiers com pedestais ou cogumelos: neste método ocorre o aumento da espessura sob os pilares, 
caracterizando aumento na resistência à flexão e aos esforços cortantes. Os pedestais podem ser 
superiores ou inferiores. 
22 
 
 
Figura 3.18 - Radier com pedestais ou cogumelos 
 
radiers nervurados: este método é executado através de nervuras secundárias e nervuras 
principais, colocadas sob os pilares, podendo ser superiores ou inferiores. 
 
Figura 3.19 - Radier nervurado 
 
radiers em caixão: Esse método tem como finalidade criar grande rigidez, podendo assim ser 
executado com vários pisos. 
 
Figura 3.20 - Radier em caixão 
b. Quanto à rigidez à flexão 
São divididos em radiers elásticos e radiers rígidos. Os elásticos têm uma menor rigidez 
e não se despreza os deslocamentos relativos da placa. Os rígidos são aquelesque possuem a 
rigidez à flexão relativamente grande. Por isso, o elemento estrutural pode ser tratado como um 
corpo rígido. 
c. Quanto à tecnologia 
As tecnologias utilizadas na execução do radier são o concreto armado e o concreto 
protendido, com o uso de cordoalhas engraxadas, que sustentam e pressionam as peças pré-
moldadas do projeto executado. 
 
3.1.3.2 Métodos de Cálculo 
Conforme Veloso e Lopes (2004), os principais métodos para o cálculo do elemento de 
fundação do tipo radier são os seguintes: 
 Método Estático; 
 Sistema de vigas sobre base elástica; 
 Método de placa sobre solo de Winkler; 
 Método do American Concrete Institute 
 Método das diferenças finitas; 
 Método dos elementos finitos. 
Destes métodos, vale destacar o método de placa sobre o solo de Winkler, pois a partir 
deste, foram desenvolvidos o método do American Concrete Institute (AIC) e o método de vigas 
sobre base elástica. 
23 
 
Para Winkler as pressões de contato solo-estrutura são proporcionais aos recalques, o que 
oferece a oportunidade de considerar o elemento de fundação sobre várias molas em toda sua 
área, cujas rigidezes kv são dadas por: 
𝑘𝑣 =
𝑞
𝑤
 Eq. 3.17 
onde: 
- q é o carregamento exercido no solo; 
- w é o recalque obtido com o carregamento. 
 
 Interação da Estrutura com o Solo 
O estudo da interação solo-estrutura tem como finalidade fornecer os deslocamentos reais 
da fundação e seus esforços internos devidos às pressões de contato solo-estrutura. A 
determinação das pressões de contato é necessária para o cálculo dos esforços internos no radier, 
a partir do qual é feito seu dimensionamento estrutural. 
Almeida (2001) relata que uma maneira mais simplificada de quantificar o efeito da 
deformabilidade dos solos consiste em considerar uma série de molas discretizadas sob a base da 
fundação. Estas molas são representadas pelo coeficiente de apoio elástico Ks (kN/m), que é 
diretamente proporcional ao módulo de reação ki (kN/m³) e à área carregada Af (m²), conforme 
Equação 3.18. 
 
𝑘𝑖 =
𝑘𝑠
𝐴𝑓
 
Eq. 3.18 
 
Esse procedimento simplificado é baseado na Hipótese de Winkler e negligencia a 
interação das molas adjacentes, sendo que os erros tendem a crescer para o caso de solos pouco 
rígidos. 
Como já foi dito, representa-se o radier como uma grelha sobre base elástica, ou seja, 
sobre um sistema de molas, as quais são posicionadas nos nós da grelha. Assim, para o 
dimensionamento do radier faz-se necessário conhecer a constante elástica de mola (k), que 
depende do tipo de solo. Esta constante pode ser determinada por meio de: 
 ensaios de placa; 
 tabelas; 
 cálculo do recalque real da fundação. 
Na ausência de dados experimentais apropriados, para a adoção dos valores do módulo 
de reação vertical ks, Moraes (1972) apud Doria (2007) recomenda a utilização da Tabela 3.1. 
24 
 
 
Tabela 3.1 - Módulo de reação vertical ks (Dória, 2007) 
 
3.2 Fundações profundas 
De acordo com a NBR 6122/2010, define-se como fundação profunda aquela que 
transmite a carga proveniente da superestrutura ao terreno pela base (resistência de ponta), por 
sua superfície lateral (resistência de fuste), ou pela combinação das duas. Além disto, segundo 
este referida norma, nas fundações profundas a profundidade de assentamento deve ser maior que 
o dobro da menor dimensão em planta do elemento de fundação, conforme Figura 3.21. 
 
Figura 3.21 - Fundação profunda 
De acordo com a NBR 6122/1996, se enquadram na definição apresentada acima os 
seguintes elementos: 
 Estacas: elemento de fundação profunda executado com o auxílio de ferramentas ou 
equipamentos sem que haja descida de operário em qualquer fase de execução (cravação 
a percussão, prensagem, vibração, ou por escavação, etc), podendo ser constituído de 
madeira, aço, concreto, etc; 
 Tubulões: elemento cilíndrico de fundação profunda que, em pelo menos na sua fase 
final, ocorre descida de operário, podendo ser executado a céu aberto ou a ar comprimido, 
e ter ou não, a base alargada; 
25 
 
 Caixões: elemento de fundação de forma prismática, concretado na superfície do terreno, 
e instalado por escavação interna, podendo-se ainda na sua instalação usar, ou não, ar 
comprimido, e ter, ou não, a sua base alargada. 
As fundações profundas são normalmente utilizadas quando os solos superficiais não 
apresentam capacidade de suportar elevadas cargas, ou estão sujeitos a processos erosivos, e 
também, quando existe a possibilidade da realização de uma escavação futura nas proximidades 
da obra. 
3.2.1 Estacas 
Atualmente é grande a variedade de estacas empregadas como elementos de fundação nas 
obras civis correntes, diferindo-se entre si basicamente pelo método executivo e materiais de que 
são constituídas. 
Quanto ao processo de execução, pode-se considerar dois grandes grupos, a saber: 
a. Estacas moldadas in loco 
 Estacas tipo Franki; 
 Estacas sem lama bentonítica: estacas tipo Strauss, estacas escavadas mecanicamente 
com trado helicoidal, estacas tipo broca, etc; 
 Estacas tipo hélice contínua; 
 Estacas escavadas com lama bentonítica; 
 Estacas injetadas: microestacas e as estacas-raiz. 
b. Estacas pré-moldadas 
 Estacas de concreto; 
 Estacas de madeira; 
 Estacas metálicas, etc. 
3.2.1.1 Dimensionamento do estaqueamento 
Para o caso de o centro de carga coincidir com o centro do estaqueamento, o número de 
estacas do estaqueamento pode ser calculado como: 
𝑁𝐸𝑖 =
𝑃𝑖
�̅�
 
 
onde: 
- NEi: número de estacas necessárias para o pilar i; 
- Pi: carga atuante no pilar i; 
- P̅: carga admissível ( o menor valor entre P̅e e P̅s, carga admissível do material da estaca e carga 
admissível do solo, respectivamente). 
Determinado o número de estacas, as suas dimensões e a sua carga admissível, o 
espaçamento mínimo entre estacas pode ser determinado a partir do Quadro 3.4. Conforme 
Alonso (2010), os valores para o espaçamento mínimo apresentados neste quadro servem apenas 
como orientação, devendo ser confirmados em cada caso. 
26 
 
 
Quadro 3.4 - Espaçamento mínimo adotado entre estacas 
 
Quadro 3.4 - Espaçamento mínimo adotado entre estacas 
A disposição das estacas em um estaqueamento deve ser feita, sempre que possível, de 
forma a se conduzir a blocos com o menor volume possível. Alonso (2010) apresenta algumas 
orientações para a formação dos blocos de estacas, ou estaqueamentos: 
 A distribuição das estacas deve ser feita, sempre que possível, em torno do centro de 
carga do pilar; 
 O espaçamento mínimo entre estacas deve ser obedecido entre estacas do mesmo 
estaqueamento e entre estaqueamentos vizinhos; 
 A distribuição do estaqueamento deve ser feita, sempre que possível, no sentido da maior 
dimensão do pilar; 
 No caso de um bloco com mais de um pilar, o estaqueamento adotado deverá ter o seu 
centro coincidente com o centro de carga dos pilares; 
27 
 
 No caso de blocos com duas estacas para dois pilares, deve-se evitar a posição da estaca 
embaixo dos pilares; 
 É recomendável que para blocos de até duas estacas ocorra a sua amarração com outros 
blocos da obra; 
 Blocos submetidos a carga vertical e momentos: 
 
Figura 3.22 - Estaqueamento submetido à carga vertical e momentos segundo as direções x e y 
Nesta situação, a carga em cada estaca é calculada somando-se separadamente os efeitos 
da carga vertical e dos momentos. Para isto, é necessário que os eixos x e y sejam os eixos 
principais de inércia, e que as estacas sejam verticais, do mesmo tipo, diâmetro e comprimento. 
Assim, a carga atuante em cada estaca é dada pela seguinte expressão: 
𝑃𝑖 =
𝑁
𝑛
±
𝑀𝑦 . 𝑥𝑖
∑𝑥²𝑖±
𝑀𝑥. 𝑦𝑖
∑𝑦²𝑖
 
 
onde: 
- Pi: carga atuante na estaca i; 
- N: carga vertical proveniente do pilar; 
- n: número de estacas do estaqueamento; 
- Mx: momento transmitido pelo pilar na direção x; 
- My: momento transmitido pelo pilar na direção y; 
- xi e yi: coordenadas da estaca i, segundo as direções x e y. 
Os sinais a serem considerados na equação, dependem da posição de cada estaca. 
Considerando a Figura 3.22, para My, as estacas da direita terão sina positivo e as da esquerda, 
negativo. Para Mx, as estacas de cima terão o sinal negativo e as de baixo, positivo. 
3.2.1.2 Capacidade de carga de estacas 
Segundo a NBR 6122/2010, a capacidade de carga de uma fundação profunda, estaca ou 
tubulão isolado, é definida como a força aplicada sobre o elemento de fundação que provoca 
apenas recalques que a construção pode suportar sem inconvenientes, oferecendo 
simultaneamente segurança satisfatória contra a ruptura do solo ou do elemento de fundação. 
Segundo Alonso (2010), o cálculo da capacidade de carga de uma estaca pode ser feito por meio 
de dois métodos, a saber: 
28 
 
a. Realização de provas de carga 
Segundo a NBR 6122/2010, a carga admissível de uma estaca será dada por: 
�̅� ≤
{
 
 
𝑃′
1,5
𝑃𝑅
2
 
 
em que P’ é a carga correspondente a 1/1,5 daquela que produz o recalque admissível (medido no 
topo da estaca) aceitável para a estrutura, e PR é a carga de ruptura da estaca ( a menor do ponto 
de vista de ruptura estrutural ou de transferência de carga para o solo). 
b. Métodos semi-empíricos 
Dentre os quais destacam-se o método de Aoki e Velloso (1975), e o método de Decourt 
e Quaresma (1978), este reapresentado em 1982 e 1987 por Decourt. Em ambos os métodos, a 
carga de ruptura PR de uma estaca isolada é igual à soma de duas parcelas. 
PR = PL + PP = carga na ruptura. 
PL = U.∑∆l.rl = parcela de atrito lateral ao longo do fuste. 
PR = A.rp = parcela de ponta. 
U = perímetro da seção transversal do fuste. 
A = área da projeção da ponta da estaca. No caso de estacas tipo Franki, assimilar o volume da 
base alargada a uma esfera e calcular a área da seção transversal. 
∆l = trecho onde se admite rl constante. 
rl = atrito lateral desenvolvido no contato fuste-solo. 
rp = resistência de ponta. 
b.I Método de Aoki e Velloso 
As diferenças básicas existentes entre os diferentes métodos semi-empíricos, mais 
especificamente entre os métodos de Aoki e Velloso (1975) e Decourt e Quaresma (1978), 
consistem na maneira como são determinadas a resistência de ponta (rp) e a resistência por atrito 
lateral (rl). O método de Aoki e Velloso (1975) foi originalmente desenvolvido a partir de 
resultados obtidos em ensaios de penetração estática (cone), sendo possível a sua utilização a 
partir de ensaios de penetração dinâmica (SPT) por meio da utilização de um fator de conversão 
(K). Por este método, as resistências de ponta (rp) e lateral (rl) são calculadas como: 
𝑟𝑝 =
𝐾.𝑁
𝐹1
 
 
𝑟𝑙 =
𝛼.𝐾.𝑁
𝐹2
 
 
onde: 
- N: valor da resistência à penetração dinâmica obtida no ensaios SPT; 
- α: relação entre as resistências de ponta e lateral local do ensaio de penetração estática; 
- K: coeficiente de conversão da resistência de ponta do cone para NSPT; 
- F1 e F2: coeficientes de correção das resistências de ponta e lateral. 
29 
 
Os valores de α e K, em função do tipo de solo, e os valores de F1 e F2, em função do tipo 
de estaca, estão apresentados nos Quadros a seguir. 
 
Quadro 3.5 - Valores dos coeficientes K e α propostos por Aoki e Velloso 
 
Quadro 3.6 - Valores dos coeficientes F1 e F2 propostos por Aoki e Velloso 
b.II Método de Decourt e Quaresma reapresentado por Decourt 
Conforme Decourt: 
𝑟𝑙(𝑒𝑚 𝑘𝑃𝑎) = 10(
𝑁
3
+ 1) 
 resistência lateral 
𝑟𝑝 = 𝐶�̅�  resistência de ponta 
 
não se adotando valores de N inferiores a 3 e nem superiores a 50. 
onde: 
C = 120 kPa, para argilas (100 kPa) 
C = 200 kPa, para siltes argilosos (120 kPa) 
C = 250 kPa, para siltes arenosos (140 kPa) 
C = 400 kPa, para areias (200 kPa) 
 
Os valores entre parêntesis referem-se às estacas escavadas. 
�̅� = média entre os NSPT na ponta da estaca e o imediatamente acima e abaixo. 
Uma vez determinada a carga de ruptura (PR), ou capacidade de carga da estaca, a carga 
admissível da estaca (P̅) será calculada como: 
 Para estacas Franki, pré-moldadas ou metálicas: 
�̅� ≤ {
𝑃𝑅
2
𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑎𝑑𝑚𝑖𝑠𝑠í𝑣𝑒𝑙 𝑒𝑠𝑡𝑟𝑢𝑡𝑢𝑟𝑎𝑙
 
 
 
30 
 
 Para estacas escavadas com a ponta em solo: 
�̅� ≤
{
 
 
 
 
𝑃𝑅
2
𝑃𝐿
0,8
𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑎𝑑𝑚𝑖𝑠𝑠í𝑣𝑒𝑙 𝑒𝑠𝑡𝑟𝑢𝑡𝑢𝑟𝑎𝑙
 
 
 
3.2.2 Tubulões 
Os tubulões são elementos de fundação profunda executados a partir da concretagem de 
uma escavação (revestida ou não) aberta no terreno, em que ocorre descida de operário pelo 
menos na sua fase final, dividindo-se em dois tipos básicos: os tubulões a céu aberto e os tubulões 
a ar comprimido. 
a. Tubulões a céu aberto 
Os tubulões a céu aberto são elementos estruturais de fundação profunda construídos a 
partir da concretagem realizada em um poço aberto no terreno, geralmente dotado de base 
alargada (ALONSO, 2010). 
Os tubulões a céu aberto são normalmente executados acima do nível d’água natural ou 
rebaixado, ou, em casos especiais, em terrenos saturados onde seja possível bombear a água sem 
riscos de desmoronamento. No caso de o carregamento atuar apenas na direção vertical, não há 
necessidade de se armar o tubulão, sendo necessário, neste caso, apenas uma ferragem de topo 
para a ligação do mesmo com o bloco de coroamento, conforme Figura X. 
 
Figura 3.23 - Tubulão a céu aberto 
O fuste do tubulão normalmente é de seção circular, adotando-se 80 cm de diâmetro 
mínimo (para permitir a entrada e a saída de operários). E, a projeção da base poderá ser circular, 
ou em forma de falsa elipse. Neste último caso, a relação a/b deverá ser menor que 2,5 (a = 2r + 
x; e b = 2r). 
 
Figura 3.24 - Tubulão a céu aberto: seções transversais 
31 
 
b. Tubulões a ar comprimido 
Os tubulões a ar comprimido, com camisa de concreto, ou de aço, são utilizados quando 
se deseja executar tubulões em solos onde haja água e não seja possível o seu esgotamento devido 
ao perigo de desmoronamento das paredes da escavação. Neste tipo de tubulão, a pressão máxima 
de ar comprimido empregada é de 3,4 atm (340 kPa, ou aproximadamente 34 m.c.a), razão pela 
qual estes tubulões têm sua profundidade limitada a aproximadamente 30 m abaixo do nível 
d’água. É importante ressaltar que, no caso de utilização de ar comprimido, em qualquer etapa de 
execução dos tubulões, deve-se observar que o equipamento deve permitir que se atendam 
rigorosamente os tempos de compressão e descompressão prescritos por norma, só se admitindo 
trabalhos sob pressões superiores a 150 kPa quando as seguintes providências forem tomadas 
(Hachich et al., 1998): 
 Equipe permanente de socorro médico à disposição da obra; 
 Câmara de descompressão equipada disponível na obra; 
 Compressores e reservatórios de ar comprimido de reserva; 
 Renovação de ar garantida, sendo o ar injetado satisfatório para o trabalho humano. 
 
Figura 3.25 - Tubulão a ar comprimido: execução 
 
 
 
 
 
32 
 
3.2.2.1 Dimensionamento 
Seção circular 
𝐷𝑓 = 1,83.√
𝑃
𝑓𝑐𝑘
≥ 0,8 𝑚 
 
𝐷𝑏 = 1,13.√
𝑃
𝜎𝑠
≤ 3,0 𝑚 
 sugestão para evitar sobreposição 
𝐻 =
𝐷𝑏 − 𝐷𝑓
2
. 𝑡𝑔60° ≤ 2,0 𝑚 
 caso contrário, faz-se necessário 
armar a base 
Seção em falsa elipse 
𝑥 =
𝐴𝑏 − 𝜋. 𝑟²
2. 𝑟
 
 com r ≤ x ≤ 3r 
𝐻 =
[2. 𝑟 + 𝑥] − 𝐷𝑓2
. 𝑡𝑔60° ≤ 2,0 𝑚 
 caso contrário, faz-se necessário 
armar a base 
onde: 
- Df: diâmetro do fuste do tubulão; 
- Db: diâmetro da base alargada do tubulão de seção circular; 
- H: altura da base alargada; 
- r e x: dimensões da base alargada em falsa elipse, conforme Figura X. 
- fck: resistência característica aos 28 dias para o concreto utilizado na execução do tubulão; 
- P: carga vertical proveniente do pilar. 
3.2.2.2 Capacidade de carga de tubulões 
Para a capacidade de carga dos tubulões é válida a mesma definição dada pela NBR 
6122/2010, e já apresentada anteriormente, para as fundações profundas. O cálculo da capacidade 
de carga dos tubulões normalmente é realizado utilizando-se um dos métodos a seguir (ALONSO, 
2010): 
 Formulação clássica de Terzaghi, analogamente ao que já foi exposto para o cálculo da 
capacidade de carga das sapatas, uma vez que, no dimensionamento dos tubulões só é 
levada em consideração a sua resistência de ponta; 
 Com base em ensaios de laboratório, como por exemplo, no caso das argilas, em que a 
tensão admissível pode ser adotada como: 
𝜎𝑠 = 𝑝𝑎  pa: tensão de pré-adensamento das argilas 
 
 Com base no valor médio da resistência à penetração medida no ensaio SPT numa 
profundidade igual a duas vezes o diâmetro da base do tubulão, a partir da cota de 
assentamento. 
𝜎𝑠 ≅
𝑁𝑆𝑃𝑇
30
 (𝑀𝑃𝑎) 
 Para valores de NSPT ≤ 20 
 
 
 
 
33 
 
4 ESCOLHA DO TIPO DE FUNDAÇÃO 
Vários são os aspectos a serem considerados na escolha dos tipos de fundações, tais como: 
 Distribuição e grandeza das cargas atuantes nas fundações dos edifícios; 
 Características de resistência e deformabilidade dos maciços de terra; 
 Características geométricas das fundações; 
 Limitações construtivas; 
 Importância das obras projetadas; 
 Presença de lençol freático, entre outros. 
As informações contidas na Tabela 4.1 permitem se ter uma visão geral de quando e onde 
um particular tipo de fundação pode ser empregado. 
 
Tabela 4.1 - Utilização típica para fundações (Bowles, 1988) 
 
5 BIBLIOGRAFIA 
ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS – ABNT. NBR 6118: Projeto de 
Estruturas de Concreto - Procedimento, Rio de Janeiro, 2014. 
 
ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS – ABNT. NBR 6122: Projeto e 
Execução de Fundações, Rio de Janeiro, 2010. 
 
ALONSO, U. R. Exercícios de Fundações, 2 ed., São Paulo: Blucher, 2010. 
 
CINTRA, JOSÉ CARLOS A. Fundações diretas: projeto geométrico - São Paulo: Oficina de 
Textos, 2014. 
CINTRA, JOSÉ CARLOS A. Fundações por estacas: projeto geométrico - São Paulo: Oficina 
de Textos, 2014. 
DORIA, L. E. S. Projeto de Estrutura de Fundação em Concreto do Tipo Radier, 2007. 
Dissertação de Mestrado da Universidade Federal de Alagoas.