APOSTILA DE FUNDAÇÕES COMPLETA 2016

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FUNDAÇÕES 
 
 
 
 
 
 
Notas de Aula 
 
 
 
Prof. Dr. Paulo J. R. Albuquerque 
Prof. Dr. Luiz. R. Cavicchia 
Profa. MSc. Bárbara Nardi Melo 
 
Fevereiro/2016 
ii 
 
SUMÁRIO 
1. INTRODUÇÃO ................................................................................... 1 
2. A MECÂNICA DOS SOLOS ..................................................................... 1 
3. A ÁREA DE FUNDAÇÕES ...................................................................... 2 
3.1. Termos .................................................................................................... 4 
4. TIPOS DE FUNDAÇÕES ......................................................................... 5 
4.1 Fundações Rasas ou Diretas (H  2B) .......................................................... 5 
4.1.1. Blocos de Fundação ............................................................................ 6 
4.1.2. Sapatas de Fundação .......................................................................... 6 
4.1.3. Radier ................................................................................................ 7 
4.2. Fundações Profundas ................................................................................ 8 
4.2.1. Estacas ............................................................................................... 8 
4.2.3. Tubulões ............................................................................................ 8 
5. INTERAÇÃO SOLO – FUNDAÇÃO ........................................................... 11 
5.1. Caso geral .............................................................................................. 11 
5.2. Casos típicos .......................................................................................... 11 
5.2.1. Fundação rasa ou direta (H ≤ 2.B ) .................................................... 11 
5.2.2. Fundações profundas (H > 2B) .......................................................... 12 
6. INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO PARA FUNDAÇÕES ......................................... 13 
6.1. Introdução .............................................................................................. 13 
6.2. Subsídios mínimos a serem fornecidos pelo programa de investigação do 
subsolo ............................................................................................................. 14 
6.2.1. Informações que se buscam em um programa de prospecção ........... 15 
6.2.2. Coeficientes de Segurança ................................................................ 15 
6.2.3. Tipos de Prospecção Geotécnica ....................................................... 16 
6.2.3.1. Processos Indiretos .......................................................................... 16 
6.2.3.2. Processos Semi-Diretos .................................................................... 16 
6.2.3.3. Processos Diretos ............................................................................. 16 
6.2.3.3.1. Poços ................................................................................... 16 
6.2.3.3.2. Trincheiras ........................................................................... 16 
6.2.3.3.3. Sondagens a Trado ............................................................... 16 
6.2.3.3.4. Sondagens de Simples Reconhecimento (SPT) e (SPT-T)......... 17 
6.2.3.3.5. Sondagens Rotativas............................................................. 23 
6.2.3.3.6 Sondagens Mistas .................................................................. 24 
6.2.4. Prospecção Geofísica ........................................................................ 24 
6.2.4.1. Resistividade Elétrica ........................................................................ 24 
6.2.4.2. Sísmica de Refração ......................................................................... 24 
iii 
 
6.2.5. Métodos Semi-diretos ...................................................................... 25 
6.2.5.1. Vane Test ......................................................................................... 25 
6.2.5.2. Penetrômetros ................................................................................. 27 
6.2.5.3. Ensaio Pressiométrico ...................................................................... 29 
6.3. Programação da Investigação do Subsolo ................................................ 30 
6.3.1. Número mínimo de sondagens ......................................................... 30 
6.3.2. Profundidade das sondagens ............................................................ 31 
7. CAPACIDADE DE CARGA DE FUNDAÇÃO DIRETA ........................................ 31 
7.1. Fórmulas de Capacidade de Carga .......................................................... 32 
7.1.1. Fórmula Geral de Terzaghi (1943 ) .................................................... 32 
7.1.1.1. Ruptura Geral (areias compactas e argilas duras) .............................. 33 
7.1.1.2. Ruptura Local (areias fofas e argilas moles) ...................................... 35 
7.1.1.3. Ruptura Intermediária (areias medianamente compactas e argilas 
médias)....................................................................................................... 36 
7.1.2. Fórmula de Skempton (1951) - Argilas.............................................. 36 
7.1.3. Coeficientes de redução dos fatores de capacidade de carga para 
esforços inclinados ........................................................................................ 37 
7.1.4. Influência do Nível d’Água ................................................................ 38 
7.2. Método da NBR 6122/96 ........................................................................ 39 
7.2.1.– Correção para Solo Arenoso (Classe de 4 a 9) .................................. 39 
7.2.2. Correção para solo argiloso (Classe de 10 a 15) ................................ 40 
7.2.3. Para qualquer solo ............................................................................ 40 
7.3. Prova de Carga em Fundação Direta ou Rasa........................................... 41 
8. RECALQUES DE FUNDAÇÕES DIRETAS ..................................................... 42 
8.1. Introdução .............................................................................................. 42 
8.2. Recalques de Estruturas .......................................................................... 43 
8.3. Efeito de Recalques em Estruturas ........................................................... 45 
8.3.1.Recalques Admissíveis das Estruturas ................................................ 45 
8.3.2. Causas de Recalques ........................................................................ 46 
8.3.3. Recalques Limites (Bjerrum – 1963) .................................................. 46 
8.4. Pressões de Contato e Recalques ............................................................ 47 
8.4.1. Solos Arenosos ................................................................................. 47 
8.4.2. Solos Argilosos ................................................................................. 48 
8.5. Cálculo dos Recalques ............................................................................ 49 
8.5.1. Recalques por Adensamento – Solos Argilosos .................................. 50 
8.5.2. Recalque Elástico .............................................................................. 51 
8.5.3. Recalque – Método de Schmertman (1970) ........................................ 54 
9. INFLUÊNCIA DAS DIMENSÕES DAS FUNDAÇÕES ........................................... 55 
iv 
 
9.1. Nos resultados das fórmulas de cálculo de recalques .............................. 559.1.1.Recalques elásticos ............................................................................ 55 
9.1.2.Recalques por adensamento .............................................................. 56 
9.2. Nos resultados das fórmulas de cálculo de capacidade de carga .............. 56 
9.2.1. Fórmula geral de Terzaghi ................................................................ 56 
9.2.2. Fórmula de Skempton ....................................................................... 57 
9.3. Nos Resultados das Provas de Carga ....................................................... 57 
9.3.1. Solos argilosos ................................................................................. 58 
9.3.2. Solos arenosos ................................................................................. 59 
9.3.3. Observações ..................................................................................... 60 
10. DIMENSIONAMENTO DE FUNDAÇÕES POR SAPATAS ................................... 61 
10.1.Sapatas Isoladas .................................................................................... 62 
10.2. Sapatas Associadas ............................................................................... 65 
10.3. Sapatas de Divisa .................................................................................. 66 
11. FUNDAÇÕES PROFUNDAS ................................................................. 73 
11.1 Tubulões ............................................................................................... 73 
11.1.1. Tubulões a céu aberto .................................................................... 74 
11.1.1.1. Sem revestimento........................................................................... 74 
11.1.1.2. Com Revestimento ......................................................................... 75 
11.1.1.3. Tubulões a Ar Comprimido ou Pneumáticos .................................... 76 
11.1.2. Capacidade de Carga dos Tubulões ................................................ 77 
11.1.2.1. Solos Arenosos .............................................................................. 78 
11.1.2.2. Solos Argilosos ( ≈ 0) ................................................................... 78 
11.1.2.3. Considerações finais ...................................................................... 79 
11.1.2.4. Ensaio de campo – SPT e CPT ......................................................... 80 
11.1.2.5. Solos Coesivos - Resistência de Base .............................................. 80 
11.1.2.6. Solos não coesivos – Resistência de Base ........................................ 80 
11.1.3. Dimensionamento de Tubulões ....................................................... 81 
11.1.3.1. Tubulão Isolado ............................................................................. 81 
11.1.3.2. Superposição de Bases ................................................................... 83 
11.1.3.2.1. Uma falsa Elipse ................................................................. 84 
11.1.3.2.2. Duas Falsas Elipses ............................................................. 85 
11.1.3.3. Pilares de Divisa ............................................................................. 86 
11.1.4. Cálculo do Volume de Concreto ...................................................... 87 
11.1.4.1. Tubulão com base circular.............................................................. 87 
11.1.4.2. Tubulão com base em “falsa elipse” ................................................ 87 
11.2. Estacas de Fundação ............................................................................. 88 
11.2.1. Classificação das Estacas ................................................................ 88 
v 
 
11.2.1.1. Estacas de Sustentação ................................................................... 88 
11.2.1.1.1. Forma de Trabalho de Sustentação ..................................... 89 
11.2.2. Implantação ................................................................................... 90 
11.2.2.1. Moldadas “in-loco” ......................................................................... 90 
11.2.2.1.1. Estacas brocas – trado manual (acima do NA) ...................... 90 
11.2.2.1.2. Estaca escavada mecanicamente (s/lama bentonítica) ......... 91 
11.2.2.1.3. Estaca escavada (c/lama bentonítica) .................................. 91 
11.2.2.1.4. Estaca raiz .......................................................................... 93 
11.2.2.1.5. Estaca Strauss .................................................................... 95 
11.2.2.1.6. Estaca Apiloada .................................................................. 97 
11.2.2.1.7. Estaca Hélice Contínua (monitorada) ................................... 98 
11.2.2.1.8. Estaca Hélice Segmentada (monitorada) .............................. 99 
11.2.2.1.9. Estaca Ômega (monitorada) .............................................. 100 
11.2.2.1.10. Estacas Franki (abaixo do NA) ......................................... 101 
11.2.2.1.11. Estacas Simplex (abaixo do NA) ...................................... 103 
11.2.2.2. Cravadas ...................................................................................... 103 
11.2.2.2.1. Madeira ............................................................................ 104 
11.2.2.2.2. Metálicas .......................................................................... 105 
11.2.2.2.3. Concreto: ......................................................................... 107 
11.2.2.2.4. Estacas Prensadas (Mega) ................................................. 111 
11.2.2.2.5. Estacas Mistas .................................................................. 112 
11.2.3. Capacidade de Carga de Estacas Isoladas ...................................... 112 
11.2.3.1. Fórmulas Estáticas ....................................................................... 113 
11.2.3.1.1. Fórmulas Teóricas ............................................................ 114 
11.2.3.2. Fórmulas Dinâmicas ..................................................................... 117 
11.2.3.3. Provas de Carga ........................................................................... 119 
11.2.3.4. Fórmulas Semi-Empíricas ............................................................. 119 
11.2.3.4.1. Método de AOKI & VELLOSO (1975) .................................. 119 
11.2.3.4.2. Método de DÉCOURT & QUARESMA (1978) ........................ 122 
11.2.4. Dimensionamento ........................................................................ 124 
11.2.5. Estacas Isoladas e Grupos de Estacas. ........................................... 132 
11.2.5.1. Fórmula das Filas e Colunas ......................................................... 133 
11.2.5.2. Fórmula de Converse-Labarre ...................................................... 134 
11.2.5.3. Método de Feld ............................................................................ 135 
12. ESCOLHA DO TIPO DE FUNDAÇÃO ..................................................... 135 
12.1. Deverão ser conhecidas no mínimo: .................................................... 135 
12.2. Critérios de decisão: ........................................................................... 136 
12.3. Etapas para estudo de uma fundação: ................................................. 136 
12.4. Limitações de alguns tipos de fundações profundas. ........................... 138 
vi 
 
REFERÊNCIAS BIBLOGRÁFICAS ....................................................... 139 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo1 
 
1. INTRODUÇÃO 
A Engenharia Civil é uma área que apresenta problemas cujas soluções devem ser 
frutos da teoria, pesquisa, prática, experiência e julgamento pessoal ao mesmo 
tempo. Além disso, o engenheiro é frequentemente obrigado pelas circunstâncias a 
extrapolar além de sua experiência, e a partir daí o julgamento pessoal e o bom 
senso são primordiais. 
Independente do fato de que os métodos científicos, de maneira geral, não se 
desenvolveram o suficiente para tratar (resolver) os problemas de engenharia, 
existem dificuldades inerentes à sua própria aplicação aos problemas de engenharia 
civil. 
As mais comuns são o grande número de variáveis envolvidas, que somadas à 
grande escala em que os problemas de engenharia civil se desenvolvem, tornam o 
controle das operações e experimentos de campo extremamente difíceis. 
2. A MECÂNICA DOS SOLOS 
Os problemas do engenheiro civil, em sua grande parte, agravam-se quando é 
preciso descer abaixo da superfície do terreno. Acima da superfície, suas 
construções também podem apresentar problemas, mas é abaixo da superfície do 
terreno que seus problemas se multiplicam. O grau de incerteza aumenta, e a 
experiência acumulada com os problemas análogos já vivenciados torna-se um guia 
duvidoso. 
Sondagens e outras investigações de subsolo fornecem subsídios, porém mesmo 
assim as surpresas podem acontecer, pois a natureza não usou controle de 
qualidade para a formação dos solos. Pode-se dizer, sem receio de errar, que o 
estudo dos solos envolve mais variáveis do que qualquer outro material de 
construção. 
Outro aspecto que não pode ser esquecido é que, além da grande variação dos 
solos em planta e profundidade, as suas propriedades também podem ser 
modificadas pela utilização dos diferentes métodos construtivos necessários à 
implantação das próprias construções. 
No passado, as dificuldades existentes para trabalhar com os solos acabaram por 
estigmatizá-los como “materiais problemáticos”, pois além de tudo eles não se 
comportavam de acordo com as teorias existentes. Por causa disso, muitos dos 
problemas decorrentes do comportamento dos solos eram encarados como “Atos de 
Deus” ou “ Manifestações da Natureza ”. 
A Mecânica dos Solos pode ser encarada como a ciência que estuda as 
propriedades de engenharia dos solos. Com o desenvolvimento da Mecânica dos 
Solos, muitas das atitudes do passado mudaram, e muito embora os problemas 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
2 
 
relativos ao comportamento dos solos não tenham sido todos resolvidos, já existem 
explicações racionais para grande parte deles. De maneira geral, o engenheiro está 
interessado em determinar a resistência, a compressibilidade (ou deformabilidade) e 
a permeabilidade dos solos. Ele necessita de uma solução que seja praticamente 
viável, e às vezes as sofisticadas soluções matemáticas não são aplicáveis a seus 
problemas; e os solos, por sua vez, nem sempre se comportam estritamente de 
acordo com elas (White – 1.936: “Nature has no contract to agree with 
Mathematics”). 
3. A ÁREA DE FUNDAÇÕES 
O que é uma fundação? 
É um sistema formado pelo terreno (maciço de solo) e pelo elemento estrutural de 
fundação que transmite a carga ao terreno pela base ou fuste, ou combinação das 
duas. 
 
 
 
Toda obra de engenharia necessita de uma base sólida e estável para ser apoiada. 
Entende-se por obra de engenharia: edifício de apartamentos, galpão, barracão, 
ponte, viaduto, rodovia, ferrovia, barragem de terra ou concreto, porto, aeroporto, 
estação de tratamento de água, etc. 
Base sólida e estável: apoio que proporcione condições de segurança quanto à 
ruptura e deformações. 
É importante lembrar que os solos situados sob as fundações se deformam, e 
que, consequentemente, toda fundação sofre recalques, devido ao acréscimo de 
tensões introduzido por uma obra de engenharia no solo de fundação, e que a todo 
acréscimo de tensões corresponde uma deformação. O importante é que não sejam 
ultrapassadas as deformações limites (admissíveis), que cada edificação pode 
suportar sem prejuízo de sua utilização pelo tempo previsto para tal. 
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3 
 
O colapso de uma obra de engenharia pode ocorrer de duas maneiras diferentes: 
por ruptura ou por deformação excessiva do terreno de fundação. 
Exemplos de obras de engenharia com problemas de deformações excessivas, 
sem que, no entanto, tenham entrado em processo de ruptura: pavimentos que 
apresentam trincas e rachaduras, degraus nos acessos de pontes e viadutos, 
desaprumo acentuado (visível a olho nu) de vários edifícios em Santos etc. 
Como qualquer outro material estrutural, o solo chega à ruptura se as cargas 
impostas ultrapassam um determinado valor. 
Na verdade, o engenheiro geotécnico tem que levar em consideração a ruptura do 
solo e também a ruptura da própria edificação que está construindo, que não 
necessariamente são coincidentes ou ocorrem com a aplicação das mesmas tensões. 
Na prática, para a solução dos problemas, é conveniente que sejam considerados 
dois tipos de colapsos: 
. Colapso catastrófico, que ocorre quando a resistência do solo é ultrapassada e a 
fundação afunda rapidamente no solo. A edificação é geralmente destruída ou 
inutilizada. 
. Colapso funcional da edificação, quando ela é impedida de cumprir com a 
finalidade para a qual foi projetada. Este segundo tipo de colapso resulta de 
recalques relativamente lentos e pode ocorrer algum tempo após a finalização da 
construção, e as tensões aplicadas no solo podem ser bem menores que as 
necessárias para causar o colapso catastrófico. 
 
Para prevenir o colapso catastrófico, é necessário que as cargas aplicadas ao solo 
(TRAB) estejam abaixo da tensão de ruptura (RUP) do solo. A relação RUP / TRAB = 
C.S. é o coeficiente de segurança contra o colapso catastrófico (ou ruptura). 
Teoricamente, qualquer coeficiente de segurança maior que 1,0 pode ser 
suficiente para prevenir a ruptura. Na prática, o coeficiente de segurança deve ser 
muito bem estudado, pois está sujeito a vários fatores, tais como: variação nas 
cargas previstas, heterogeneidades não previstas no subsolo etc. 
De qualquer maneira, a resolução de um problema de fundação implica 
necessariamente na busca da solução de dois problemas conceitualmente 
diferentes: o problema da ruptura e o problema das deformações excessivas. 
Para que as fundações apresentem comportamento compatível com as obras para 
as quais servirão de base, os estudos e projetos deverão ser executados por 
engenheiros especializados. 
Para que estes estudos sejam feitos de maneira satisfatória, é necessário que 
sejam conhecidos, com detalhes, no mínimo: 
. Grandeza, natureza e locação das cargas que serão descarregadas nas 
fundações; 
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4 
 
. Detalhes sobre as deformações admissíveis da edificação; 
. Tipo de solo, espessura, profundidade e resistência das camadas que constituem 
o subsolo local; 
. Localização do nível d’ água do lençol freático (N.A.). 
 
Os dados do subsolo podem ser levantados a partir de sondagens feitas no 
terreno, com coleta de amostras e avaliação da localização do nível d’ água. 
3.1. TERMOS 
Cota de arrasamento – nível em que deve ser deixado o topo da estaca ou 
tubulão, demolindo-se o excesso ou completando-o,se for o caso. Deve ser 
definido de modo a deixar que a estaca e sua armadura penetrem no bloco com um 
comprimento que garanta a transferência de esforços do bloco à estaca 
Nega – penetração permanente de uma estaca, causada pela aplicação de um 
golpe do pilão. Em geral é medida por uma série de 10 golpes. Ao ser fixada ou 
fornecida, deve ser acompanhada do peso do pilão e da altura de queda ou da 
energia de cravação (martelo automático). 
Repique – parcela elástica do deslocamento máximo de uma secção da estaca, 
decorrente da aplicação de um golpe do pilão. 
Pressão admissível de uma fundação superficial – tensão aplicada por uma 
fundação superficial ao terreno, provocando apenas recalques que a construção 
pode suportar sem inconvenientes e oferecendo, simultaneamente segurança 
satisfatória contra a ruptura ou o escoamento do solo ou do elemento estrutural da 
fundação. 
Carga admissível sobre uma estaca ou tubulão isolado – força aplicada sobre a 
estaca ou o tubulão isolado, provocando apenas recalques que a construção pode 
suportar sem inconvenientes e oferecendo, simultaneamente segurança satisfatória 
contra a ruptura ou o escoamento do solo ou do elemento estrutural da fundação. 
Efeito de grupo de estacas ou tubulões – processo de interação das diversas 
estacas ou tubulões que constituem uma fundação, ao transmitirem ao solo as 
cargas que lhe são aplicadas. 
Recalque – movimento vertical descendente de um elemento estrutural. Quando o 
movimento for ascendente, denomina-se levantamento. 
Recalque diferencial específico – relação entre as diferenças dos recalques de dois 
apoios e a distância entre eles. 
Viga de equilíbrio – elemento estrutural que recebe as cargas de um ou dois 
pilares (ou pontos de carga) e é dimensionado de modo a transmiti-las centradas às 
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5 
 
fundações. Da utilização de viga de equilíbrio resultam cargas nas fundações, 
diferentes das cargas dos pilares nelas atuantes. 
4. TIPOS DE FUNDAÇÕES 
 Fundações Rasas ou Diretas 
 Fundações Profundas 
4.1 FUNDAÇÕES RASAS OU DIRETAS (H  2B) 
Elementos de fundação em que a carga é transmitida ao terreno, 
predominantemente pelas pressões distribuídas sob a base da fundação, e em que a 
profundidade de assentamento em relação ao terreno adjacente é inferior a duas 
vezes a menor dimensão da fundação (B). Incluem-se neste tipo de fundação as 
sapatas, os blocos, os radiers, as sapatas associadas e as sapatas corridas. 
Para o caso de fundações apoiadas em solos de elevada porosidade, não 
saturados, deve ser analisada a possibilidade de colapso por encharcamento, pois 
estes solos são potencialmente colapsíveis. Em princípio devem ser evitadas 
fundações superficiais apoiadas neste solo, a não ser que sejam feitos estudos 
considerando-se as tensões a serem aplicadas pelas fundações e a possibilidade de 
encharcamento do solo. 
 
Figura 4.1 – Detalhe de fundação rasa. 
 
. Fundações rasas ou diretas : H  2B. 
. Fundações profundas : H  2B. 
 
B 
H 
L 
B 
CORTE PLANTA P 
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6 
 
4.1.1. BLOCOS DE FUNDAÇÃO 
 
Figura 4.2 – Bloco de fundação. 
 
Figura 4.3 – Bloco escalonado. 
 
Blocos de fundação  Assumem a forma de bloco escalonado, ou pedestal, ou de 
um tronco de cone. Alturas relativamente grandes e resistem principalmente por 
compressão. 
4.1.2. SAPATAS DE FUNDAÇÃO 
 
Figura 4.4 – Sapata isolada. 
 
CORTE 
PLANTA 
h B 
H 
P 
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7 
 
 
Figura 4.5. – Sapata. 
 
Sapatas (isoladas ou associadas) . São elementos de apoio de concreto, de 
menor altura que os blocos, que resistem principalmente por flexão. 
Sapatas podem ser: 
- circulares - (B =) 
- quadradas - (L = B) 
- retangulares - (L > B) e (L  3B ou L  5B) 
- corridas - (L > 3B ou L > 5B) 
4.1.3. RADIER 
Quando todos pilares de uma estrutura transmitirem as cargas ao solo através de 
uma única sapata. Este tipo de fundação envolve grande volume de concreto, é 
relativamente onerosa e de difícil execução. Quando a área das sapatas ocuparem 
cerca de 70 % da área coberta pela construção ou quando se deseja reduzir ao 
máximo os recalques diferenciais. 
 
 
Figura 4.6 – Radier. 
 
 
B 
h S 
H 
L 
B 
P 
CORTE 
PLANTA 
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8 
 
 
Figura 4.7 – Rigidez. 
4.2. FUNDAÇÕES PROFUNDAS 
4.2.1. ESTACAS 
Elementos bem mais esbeltos que os tubulões, caracterizados pelo grande 
comprimento e pequena secção transversal. São implantados no terreno por 
equipamento situado à superfície. São em geral utilizados em grupo, solidarizadas 
por um bloco rígido de concreto armado (bloco de coroamento). 
P  RL + RP onde RL = Resistência Lateral e RP = Resistência de Ponta 
 
 Estacas quanto ao carregamento: Ponta, Atrito, Ação Mista, Estacas de 
Compactação, Estacas de Tração e Estacas de Ancoragem 
 
Figura 4.8 – Estacas. 
4.2.3. TUBULÕES 
São elementos de fundação profunda construídos concretando-se um poço 
(revestido ou não) aberto no terreno, geralmente dotado de base alargada. 
Diferenciam-se das estacas porque em sua etapa final é necessário a descida de um 
operário para completar a geometria ou fazer a limpeza. De acordo com a NBR 
6122/96 deve-se evitar alturas hb superiores a 2m. Deve-se evitar trabalho 
 
Mais rígido 
Mais 
flexível 
P1 P2 P3 P4 P5 
 
Bloco de 
Capeamento 
P 
H 
CORTE 
PLANTA 
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9 
 
simultâneo em bases alargadas de tubulões, cuja distância, seja inferior o diâmetro 
da maior base. Quando é necessário executar abaixo do NA utiliza-se o recurso do 
ar comprimido. 
a) A céu aberto 
- Revestido 
- Não revestido 
São em geral utilizados acima do nível d’água. 
 
b) Pneumáticos ou Ar Comprimido 
- Revestimento de concreto armado 
- Revestimento de aço (Benoto). 
São utilizados abaixo do nível d’água. 
Observações: 
Em uma fundação por tubulões, é necessária a descida de um técnico para 
inspecionar o solo de apoio da base, medidas de fuste e base, verticalidade, etc. 
Em geral, apenas um tubulão já absorve a carga total de um pilar. 
 
Figura 4.9 – Geometria do tubulão. 
 
 P 
Bloco 
(quando necessário) 
Revestimento 
(quando necessário) 
Fuste 
Base 
d 
H 
h B 
D 
D 
d 
CORTE 
PLANTA 
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10 
 
 
Figura 4.10 – Base de um tubulão. 
 
Figura 4.11 – Tubulão a ar comprimido. 
 
 
Figura 4.12 – Execução de tubulão ar comprimido. 
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11 
 
 
5. INTERAÇÃO SOLO – FUNDAÇÃO 
O problema da interação das fundações com o subsolo é estudado partindo-seda 
premissa de que a fundação é um corpo rígido imerso num meio aproximadamente 
elástico (solo). 
5.1. CASO GERAL 
 
 
5.2. CASOS TÍPICOS 
5.2.1. FUNDAÇÃO RASA OU DIRETA (H ≤ 2.B ) 
 
. P ≤ RL + RP 
. rL≈ 0 
. rP > 0 
. P ≤ RP 
 
 
B 
H 
P 
CORTE 
rP 
. P ? RL + RP 
 
. rL? 0 
 
. rP > 0 
 
. P ? RP 
 
H 
r 
 Lat 
r 
 Lat 
r 
 P 
P 
P  R 
 Lat 
 + R 
 P 
 
R 
 Lat 
 = A 
 Lat 
 . r 
 Lat 
 
R P = A 
 Base 
 . r 
 P 
 
A 
 Lat 
 = área lateral 
A 
 Base 
 = área da ponta ou base 
r 
 Lat 
 = resistência lateral unitária 
r 
 P 
 = resistência de ponta unitária 
B = menor dimensão da fundação 
B 
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12 
 
Neste caso, a resistência lateral é desprezada principalmente por causa da 
incerteza de sua mobilização à medida que o tempo passa, com as possíveis 
infiltrações de água, etc. A resistência de ponta é mais apropriadamente 
denominada de resistência de base. 
 
5.2.2. FUNDAÇÕES PROFUNDAS (H > 2B) 
1o caso. 
 
. P ≤ RL + RP 
. rL ≈ 0 (desprezada) 
. rP > 0 
. P ≤ RP 
 
 2o caso. 
 
P ≤ RL + RP 
rL > 0 
rP ≈ 0 (desprezado) 
P ≤ RL 
 
 
rP 
Camada 
resistente 
Camadas 
de baixa 
resistência 
 
 
 
P 
. P ? RL + RP 
 
. rL ? 0 (desprezada) 
 
. rP > 0 
 
. P ? RP 
 
Camadas 
de média 
resistência 
 
 
 
P 
rL rL 
. P ? RL + RP 
 
. rL > 0 
 
. rP ? 0 (desprezado) 
 
. P ? RL 
 
 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
13 
 
Neste caso, as estacas são chamadas de estacas flutuantes ou estacas de atrito. 
 
3o caso 
 
P ≤ RL + RP 
 rL > 0 
 rP > 0 
 
6. INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO PARA FUNDAÇÕES 
6.1. INTRODUÇÃO 
As obras civis só podem ser convenientemente projetadas, depois de um 
conhecimento adequado da natureza e da estrutura do terreno que vão ser 
implantadas. A não observação de certos princípios de investigação ou mesmo 
negligência diante de obtenção de informações acerca do subsolo tem conduzido 
ruínas totais ou parciais em obras. 
O custo de um programa de um programa de prospecção bem conduzido situa-se 
entre 0,5 a 1% do valor da obra. Projetos geotécnicos de qualquer natureza são 
normalmente executados com base em ensaios de campo, cujas medidas permitem 
uma definição satisfatória da estratigrafia do subsolo e uma estimativa realista das 
propriedades geo-mecânicas dos materiais envolvidos. 
A solução do problema de fundação de qualquer obra de engenharia (ponte, 
viaduto, edifício, residência, rodovia, ferrovia, porto, aeroporto, barragem, galpão, 
residência etc.), requer o conhecimento prévio das características do subsolo no 
local a ser estudado. 
Para tanto, é necessário que seja adequadamente programada a investigação do 
subsolo no local da obra a ser construída. 
 
Camada 
resistente 
Camadas 
de média 
resistência 
 
 
 
rP 
P 
rL rL 
. P ? RL + RP 
 
. rL > 0 
 
. rP > 0 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
14 
 
Essa programação deve ser função da necessidade do conhecimento do subsolo 
para o tipo de obra de engenharia a ser construído. Na prática, porém, outros 
fatores influem num programa de investigação do subsolo: tipo, porte e valor da 
obra, disponibilidade de equipamento, tempo disponível para a investigação, verba 
destinada aos serviços, heterogeneidades encontradas á medida que os serviços vão 
sendo executados etc. 
6.2. SUBSÍDIOS MÍNIMOS A SEREM FORNECIDOS PELO PROGRAMA DE INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO 
De acordo com vários autores, e com as necessidades práticas mais comumente 
encontradas, os requisitos mínimos necessários para a elaboração de um projeto de 
fundações são: 
a. Determinação dos tipos de solo que ocorrem nas diferentes profundidades 
(camadas). 
b. Determinação das condições de resistência (compacidade e/ou consistência) 
de cada tipo de solo. 
c. Determinação da cota do plano superior e da espessura de cada camada do 
subsolo. 
d. Avaliação da orientação dos “planos” (superfícies) que separam as diversas 
camadas. 
e. Informação detalhada sobre a ocorrência de água no subsolo, horário de 
esgotamento da perfuração, horário de medida do N. A., artesianismo etc. 
 
Para isto, é necessária a execução de perfurações (sondagens) até a profundidade 
desejada, com a simultânea retirada de amostras dos solos encontrados ao longo da 
perfuração. 
A seguir, são apresentadas algumas sugestões que podem auxiliar nas diretrizes 
a serem adotadas para a elaboração de uma programação de sondagens. 
Para a determinação dos tipos de solo que ocorrem nas diferentes camadas, são 
necessárias amostras que detenham a granulometria do solo. Normalmente, as 
amostras sofrem uma classificação táctil-visual em campo e caracterização em 
laboratório (granulometria, limites de consistência, cor etc). 
Para a determinação das condições de compacidade e consistência, têm sido 
empregados métodos empíricos e, quando necessário, ensaios de laboratório. 
Os parâmetros compacidade e consistência podem ser avaliados através de 
comparação com a resistência à penetração medida durante a execução de 
sondagens. 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
15 
 
Para a determinação da cota do plano superior e espessura da camada, devem ser 
observados os solos que vão sendo coletados ou removidos à medida que a 
perfuração avança. 
Amostragem feita a cada metro já elimina erros grosseiros e é suficiente para a 
maioria dos casos. 
A avaliação da orientação dos planos de separação das camadas pode ser 
conseguida através da distribuição cuidadosa dos pontos de sondagem em planta. 
A ocorrência de água no subsolo pode ser verificada durante o avanço da 
sondagem. É simples para solos arenosos, e mais difícil para solos argilosos. 
Subsolos com camadas alternadas de areia e argila podem apresentar mais de um 
N.A. (lençóis empoleirados). 
O artesianismo também é muito importante e pode mascarar a verdadeira 
profundidade do N.A. 
 
6.2.1. INFORMAÇÕES QUE SE BUSCAM EM UM PROGRAMA DE PROSPECÇÃO 
a – Área em planta, profundidade e espessura da camada de solo identificado; 
b – Compacidade dos solos granulares e a consistência dos coesivos; 
c – Profundidade do topo da rocha e suas características (litologia, área em planta, 
profundidade, grau de decomposição etc); 
d – Localização do NA; 
e – Extração de amostras indeformadas (ensaios mecânicos do solo). 
 
6.2.2. COEFICIENTES DE SEGURANÇA 
 A adoção de fatores de segurança é parte determinante de projetos 
geotécnicos, utilizados com o objetivo de compatibilizar os métodos de 
dimensionamento às incertezas decorrentes das hipóteses simplificadoras adotadas 
nos cálculos, estimativas de cargas de projetos e previsões de propriedades 
mecânicas do solo. Apresentam-se a seguir o fator condicionante da magnitude do 
fator de segurança ao tipo de obra. 
 
Quadro 6.1 – Fatores de segurança 
Tipo de Estrutura Investigação 
precária 
Investigação 
Normal 
Investigação Precisa 
Monumental 3,5 2,3 1,7 
Permanente2,8 1,9 1,5 
Temporária 2,3 1,7 1,4 
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16 
 
6.2.3. TIPOS DE PROSPECÇÃO GEOTÉCNICA 
6.2.3.1. PROCESSOS INDIRETOS 
Não fornecem os tipos de solos prospectados, mas somente correlações entre 
estes e suas resistividades elétricas e suas velocidades de propagação de ondas 
sonoras. 
 Resistividade elétrica 
 Sísmica de refração 
6.2.3.2. PROCESSOS SEMI-DIRETOS 
Fornecem características mecânicas dos solos prospectados. Os valores obtidos 
possibilitam por meios de correlações indiretas informações sobre as naturezas dos 
solos. 
 Vane Test 
 Cone de penetração estática (CPT) 
 Ensaio pressiométrico 
6.2.3.3. PROCESSOS DIRETOS 
 Permitem o reconhecimento do solo prospectado mediante análise de 
amostras, provenientes de furos executados, estas fornecem subsídios para um 
exame táctil-visual, além de executar ensaios de caracterização. 
6.2.3.3.1. POÇOS 
 Os poços são perfurados manualmente, com auxílio de pás e picaretas. Para 
que haja facilidade de escavação, o diâmetro mínimo deve ser da ordem de 60cm. A 
profundidade atingida é limitada pela presença do NA ou desmoronamento, quando 
então se faz necessário revestir o poço. Os poços permitem um exame visual das 
camadas do subsolo e de suas características de consistência e compacidade, por 
meio do perfil exposto em suas paredes. Permitem também a coleta de amostras 
indeformadas, em forma de blocos. 
6.2.3.3.2. TRINCHEIRAS 
As trincheiras são valas profundas, feitas mecanicamente com o auxílio de 
escavadeiras. Permitem um exame visual contínuo do subsolo, segundo uma direção 
e, tal como nos poços, pode-se colher amostras indeformadas. 
6.2.3.3.3. SONDAGENS A TRADO 
 O trado é um equipamento manual de perfuração. Compõe-se de uma barra 
de torção horizontal conectada por uma luva T a um conjunto de hastes de avanço, 
em cuja extremidade se acopla uma cavadeira ou uma broca, geralmente em espiral. 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
17 
 
 A prospecção por trado é de simples execução, rápida e econômica. No 
entanto, as informações obtidas são apenas do tipo de solo, espessura de camada e 
posição do lençol freático. As amostras colhidas são de deformadas e situam-se 
acima do NA. 
 
 
Figura 6.1 – Tipos de trado 
6.2.3.3.4. SONDAGENS DE SIMPLES RECONHECIMENTO (SPT) E (SPT-T) 
 O método de sondagem à percussão é o mais empregado no Brasil, é uma 
ferramenta rotineira e econômica, empregada em todo o mundo, permitindo a 
indicação da densidade de solos granulares, também aplicado à identificação da 
consistência de solos coesivos e mesmo de rochas brandas. 
 O SPT (Standard Penetration Test) constitui-se de resistência dinâmica 
conjugada a uma sondagem de simples reconhecimento. A perfuração é realizada 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
18 
 
por tradagem ou circulação de água utilizando-se um trépano de lavagem como 
ferramenta de escavação. As amostras representativas do solo são coletadas a cada 
metro de profundidade por meio de amostrador-padrão, diâmetro externo de 
50mm. O procedimento de ensaio consiste na cravação deste amostrador no fundo 
de uma escavação (revestida ou não), usando um peso de 65kg, caindo de uma 
altura de 750mm. O valor do NSPT é o número de golpes necessário para fazer o 
amostrador penetrar 30cm, após uma cravação inicial de 15cm. 
As sondagens de reconhecimento do subsolo baseiam-se na energia necessária 
para a cravação de um amostrador padrão no terreno. Este amostrador, à medida 
em que é cravado, recolhe as amostras necessárias à identificação dos diferentes 
tipos de solo que ocorrem nas profundidades alcançadas. 
A energia é medida pela queda de um peso padrão, que cai em “queda livre” de 
uma altura padrão sobre uma haste, em cuja extremidade inferior está situado um 
amostrador padronizado. A haste também é padronizada. 
No Brasil, a execução destas sondagens está normalizada pela ABNT através da 
NBR 6484. 
Os valores fixados para os parâmetros envolvidos são : 
. Peso : 65 Kg 
. Altura de queda : 75 cm 
. Amostrador : diâmetro externo – ext = 2 ” e diâmetro interno – ext = 1 3/8” 
 
NSPT : número de golpes necessários à cravação dos 30cm finais de uma cravação 
total de 45cm do amostrador padrão, desprezados os 1os 15 cm de penetração. 
Hastes : tubos de aço “schedulle” com 1” de diâmetro interno e massa de 
3,2kg/m . 
É muito importante ter em mente que mesmo as obras de engenharia de pequeno 
porte, mais simples, menores ou menos importantes, necessitam de uma 
programação adequada para a investigação do subsolo em que deverão ser 
apoiadas, para que o projeto das suas fundações possa ser técnica e 
economicamente o mais apropriado. 
A execução das sondagens à percussão é o mínimo aceitável como investigação 
geotécnica para qualquer obra de engenharia. 
Na figura seguinte é apresentado esquematicamente o equipamento para a 
execução de sondagens à percussão. 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
19 
 
 
Figura 6.2 – Equipamentos empregados nos ensaios. 
 
 
 
 
Figura 6.3 - vista do tripé, martelo e cabeça de bater. 
 
 
 
 
 
Roldana 
Peso 
Guia 
Haste 
Tripé 
Corda 
Perfuração 
Amostrador 
SUBSOLO 
Revestimento 
Bica 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
20 
 
 
 
 
 
 
Figura 6.4 – Amostrador e marcação dos 15cm. 
 
 
Figura 6.5 – Perfuração por lavagem. 
 
 
 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
21 
 
A correlação do número de golpes com a resistência dos solos é feita para os 
solos predominantemente argilosos e para os predominantemente arenosos. 
 
Quadro 6.2 - Solos argilosos. 
SPT ARGILAS RC (kPa) c = RC / 2(kPa) 
< 2 Muito moles < 25 < 12,5 
2 a 4 Moles 25 a 50 12,5 a 25 
5 a 8 Médias 50 a 100 25 a 50 
9 a 15 Rijas 100 a 200 50 a 100 
16 a 30 Muito rijas 200 a 400 100 a 200 
> 30 Duras > 400 > 200 
 
Quadro 6.3- Solos arenosos. 
S P T AREIAS 
< 4 Muito fofas 
4 a 10 Fofas 
11 a 30 Medianamente compactas 
31 a 50 Compactas 
> 50 Muito compactas 
 
 
Figura 6.6 – Vista do caminhão de execução da sondagem SPT – Mecânico. 
 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
22 
 
 
Figura 6.7 - Execução da sondagem SPT – Mecânico. 
 
O SPT-T foi proposto por Ranzini em 1988. Esse ensaio consiste na execução do 
ensaio SPT, normatizado pela Associação Brasileira de Normas Técnicas (NBR 6484) 
e, logo depois de terminada a cravação do amostrador, é aplicada uma rotação ao 
conjunto haste-amostrador com o auxílio de um torquímetro, Figura 6.8. Durante a 
rotação, toma-se à leitura do torque máximo necessário para romper a adesão entre 
o solo e o amostrador, permitindo a obtenção do atrito lateral amostrador-solo 
(Peixoto, 2001). 
 
 
 
 
 Torquímetro  Adaptador  Haste do amostradorDisco Centralizador  Tubo de Revestimento  “Bica” 
Figura 6.8 - Detalhe do torquímetro (Peixoto, 2001). 
 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
23 
 
 
Figura 6.9 - Torquímetro. 
 
 A medida do torque provavelmente possui a vantagem de não ser afetada 
pelas conhecidas fontes de erros do valor tradicional do SPT (contagem do número 
de golpes, altura de queda, peso da massa cadente, drapejamento e atrito das 
hastes, mal estado da sapata cortante, roldana, corda etc). Outra vantagem desse 
procedimento é a possibilidade de se obter um valor mais confiável da tensão lateral 
através do SPT e, por um custo adicional muito pequeno. 
Outra medida que também pode ser obtida é a do torque residual, que consiste 
em continuar girando o amostrador até que a leitura se mantenha constante, 
quando, então, faz-se uma segunda medida. Apresenta-se a seguir a equação para 
o calculo do atrito lateral a partir do torque. 
 
 032,041,336h
T
fT


 em que: “
Tf
“ em kPa, “T“ em kN.m e “h“ em m 
 
6.2.3.3.5. SONDAGENS ROTATIVAS 
É empregada na perfuração de rochas, de solos de alta resistência e matacões ou 
blocos de natureza rochosa. O equipamento compõe-se de uma haste metaliza 
rotativa, dotada, na extremidade, de um amostrador, que dispõe de uma coroa de 
diamante. 
O movimento de rotação da haste é proporcionado pela sonda rotativa que se 
constituiu de um motor, de um elemento de transmissão de um fuso que imprime às 
hastes os movimentos de rotação, recuo e avanço. É possível à retirada de 
testemunhos de rochas para avaliar, dentre outras coisas, a integridade estrutural 
do maciço rochoso. 
 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
24 
 
 
6.2.3.3.6 SONDAGENS MISTAS 
A sondagem mista é a conjugação do processo à percussão e rotativo. Quando os 
processos manuais forem incapazes de perfurar solos de lata resistência, matacões 
ou blocos de natureza rochosa usa-se o processo rotativo para complementar a 
investigação. 
6.2.4. PROSPECÇÃO GEOFÍSICA 
Dentre os vários processos existentes, o da resistividade elétrica e o da sísmica de 
refração são os de uso freqüente. São processos rápidos e econômicos, 
principalmente em obras extensas. 
Propiciam resultados satisfatórios, quando se pretende determinar as 
profundidades do substrato. 
6.2.4.1. RESISTIVIDADE ELÉTRICA 
Princípio de que vários materiais do subsolo possuem valores característicos de 
resistividade. São quatro eletrodos colocados na superfície do terreno. Sendo dois 
externos conectados a uma bateria e um amperímetro. Os centrais ligados a um 
voltímetro. A resistividade é medida a partir de um campo elétrico gerado 
artificialmente a partir de uma corrente elétrica no subsolo. 
 
Figura 6.10 – Sistema de funcionamento do ensaio. 
 
6.2.4.2. SÍSMICA DE REFRAÇÃO 
 Apoiam-se no princípio de que a velocidade de propagação de ondas sonoras 
é função do módulo de elasticidade do material, coeficiente de Poisson e a massa 
específica. 
 Produz-se uma emissão sonora no terreno através de pancadas ou explosões, 
através de geofones registra-se o tempo gasto das ondas desde a explosão até a 
chegada aos geofones. 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
25 
 
 
6.2.5. MÉTODOS SEMI-DIRETOS 
Foram desenvolvidos por causa das dificuldades de amostrar certos tipos de 
solos, como areias puras e argilas moles. Não fornecem o tipo de solo, mas somente 
certas características de comportamento mecânico, obtidas mediantes correlações. 
 
6.2.5.1. VANE TEST 
Também chamado de ensaio de palheta, foi desenvolvido para medir a resistência 
ao cisalhamento não drenado das argilas “in situ”. Consiste na cravação de uma 
palheta e medir o torque necessário para cisalhar o solo. Fornece uma idéia da 
sensibilidade da argila. Pode ser cravado diretamente no solo ou em furos de 
sondagens. 
O ensaio de palheta é utilizado para medir a resistência ao cisalhamento não 
drenada “in situ” dos solos argilosos. O equipamento necessário à execução do 
ensaio é constituído basicamente por algumas lâminas delgadas soldadas a uma 
haste, em cuja extremidade superior é aplicado um torque (momento) conhecido M, 
de valor suficiente para provocar a ruptura do solo no qual a palheta está inserida. 
O equipamento mais comum é o de quatro lâminas, que pode ser visto 
esquematicamente na figura em seguida. 
A rotação do equipamento configura no solo uma superfície de ruptura em forma 
de cilindro, com dimensões aproximadamente iguais às da palheta, isto é, altura H e 
diâmetro D. 
Na Figura 6.11 é mostrado o posicionamento do equipamento no subsolo a ser 
ensaiado, assim como um detalhe ampliado do mesmo com a superfície de ruptura 
formada pela sua rotação. 
 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
26 
 
 
Figura 6.11 – Esquema do ensaio. 
 
 
Figura 6.12 – Vane test. 
 
O momento total M terá que vencer as resistências mobilizadas no topo, base e 
superfície lateral do cilindro de ruptura, à medida que a palheta vai girando no solo. 
 
 
 
Topo 
Figura 1 – Ensaio de palheta 
a – o equipamento; b – posicionamento no subsolo; 
c – detalhes da superfície cilíndrica de ruptura 
Profundidade 
 de 
 ensaio Perfuração 
h R 
H 
H 
D 
Base 
Área 
lateral 
M 
M 
H 
D 
M 
Haste 
(a) (b) (c) 
Lâminas 
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27 
 
6.2.5.2. PENETRÔMETROS 
Os penetrômetros podem ser dos tipos estáticos e dinâmicos. 
 O penetrômetro estático é o mais usado atualmente. 
Os ensaios executados com o penetrômetro são conhecidos internacionalmente 
com várias denominações diferentes. Entre elas, as mais comuns são: 
 Ensaio de penetração contínua ( E P C ) 
 Deep sounding 
 Diep sondering 
 Cone penetration test (C P T ) etc. 
 
Também conhecido como “deep-sounding”, o CPT foi desenvolvido na Holanda 
com o propósito de simular a cravação de estacas. A resistência lateral é obtida pela 
diferença entre a resistência total, correspondente ao esforço estático, necessário 
para a penetração do conjunto numa extensão de aproximadamente 25cm, e a 
resistência de ponta, quando se crava somente 4cm da ponta móvel. 
 
A seguir, é apresentado um corte esquemático do penetrômetro. 
 
 
 
 
 
Os resultados são usualmente fornecidos em forma de gráfico, que apresentam as 
resistências de ponta ( rP ) e lateral ( rL ) em função da profundidade. 
 
Haste 
Externa 
Haste 
Interna 
Prolongamento 
Da Haste 
Externa 
Cone 
 F i 
F e F e 
 Execução do ensaio: 
. Quando a força Fi é aplicada, o 
cone é forçado a penetrar no 
terreno pela haste interna, e é 
medida então a resistência de 
ponta do terreno (rP) na 
profundidade de execução do 
ensaio. 
. Quando a força Fe é aplicada, a 
haste externa penetra no terreno 
até encostar na base do cone, e 
pode ser determinada a resistência 
lateral do terreno (rL) na 
profundidade de ensaio. 
. Quando as duas hastes são 
forçadas a penetrar no terreno, 
pode ser medida a resistência total 
na profundidadedesejada (r P + r 
L). 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
28 
 
 
Figura 6.13 – Gráfico obtido no ensaio CPT. 
 
 
 
Figura 6.14 - Equipamento para ensaio de cone elétrico. 
 
 
 
r P 
r L 
r P 
r L 
Prof. 
(m) 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
29 
 
 
Figura 6.15 – Detalhe da ponteira do cone elétrico. 
6.2.5.3. ENSAIO PRESSIOMÉTRICO 
Tem o objetivo de módulo de elasticidade e a resistência ao cisalhamento dos 
solos e rochas. É uma célula que é introduzida em furos de sondagem, e esta ligada 
a aparelhos de medições de pressões e volumes. (Pressiômetro de Menard e 
CamkoMeter). 
 
 
Figura 6.16 – Detalhe do CamKoMeter. 
 
De acordo com Peixoto (2001), não é possível comparar diretamente os valores 
obtidos nos diferentes ensaios in situ, pois estão envolvidos, diferentes modelos de 
ensaio e também diversas condições no campo. 
 
 
SPT-T = sondagem a percussão com medida de 
torque 
CPT = cone de penetração 
PMT = pressiômetro 
DMT = dilatômetro de 
Marcheti 
VST = ensaio de palheta 
Figura 6.17 – Modelos de ensaios de campo (Peixoto, 2001) 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
30 
 
6.3. PROGRAMAÇÃO DA INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO 
A programação de uma investigação do subsolo, para efeito do projeto da 
fundação de uma obra de engenharia, depende significativamente do tipo de obra a 
ser construída. 
Existem, no entanto, nas normas brasileiras, especificações relativas ao número 
mínimo de perfurações a serem feitas, assim como às profundidades mínimas a 
serem atingidas pelas sondagens. 
6.3.1. NÚMERO MÍNIMO DE SONDAGENS 
De acordo com a norma brasileira, o número de perfurações deve ser de no 
mínimo 1 (um) para cada 200m2 de área construída, até 1200m2 de área. 
Entre 1200m2 e 2400m2, deverá ser feita mais uma perfuração para cada 400m2 
que exceder 1200 m2. 
Acima de 2400m2, o número de perfurações será fixado de acordo com cada caso 
particular, a critério do responsável pelo projeto das fundações. 
Em quaisquer circunstâncias, o número mínimo de perfurações deverá ser de : 
 para terrenos de até 200 m2. 
 para terrenos entre 200 m2 e 400 m2. 
 
As especificações da Norma podem ser resumidas no Quadro 7.4: 
 
Quadro 6.4 – Quantidade de sondagens. 
ÁREA CONSTRUÍDA (m2) NÚMERO MÍNIMO DE PERFURAÇÕES 
< 200 2 ( 3 ) 
200 a 400 3 
400 a 600 3 
600 a 800 4 
800 a 1000 5 
1000 a 1200 6 
1200 a 1600 7 
1600 a 2000 8 
2000 a 2400 9 
> 2400 A critério do projetista 
 
Não obstante os números recomendados pela Norma Brasileira, no caso particular 
de edificações com área até 200m2, o número de perfurações necessárias para 
proporcionar um conhecimento razoável da variação do subsolo em planta, é de no 
mínimo 3 (três), como assinalado na tabela. 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
31 
 
6.3.2. PROFUNDIDADE DAS SONDAGENS 
Segundo a norma, a profundidade mínima não deve ser inferior ao produto da 
menor dimensão do retângulo de menor área circunscrito à planta da edificação, por 
um coeficiente C, função da taxa média sobre o terreno (peso da obra dividido pela 
área da construção), isto é, profundidade mínima  B x C. 
O coeficiente C é dado pelo Quadro 7.5 a seguir. 
 
Quadro 6.5 – Valores de coeficiente C. 
Pressões ( 
construidaÁrea
obradaPeso
) 
(kN/m2) 
Coeficiente C 
Até 100 1,0 
De 100 a 150 1,5 
De 150 a 200 2,0 
> 200 A critério do projetista 
 
Em resumo: PROF. MIN.  B x C ou critério do projetista. 
 
Na prática, por segurança, costuma-se alcançar o “impenetrável ao equipamento 
de percussão”, atingindo profundidades maiores que as recomendadas pela norma. 
7. CAPACIDADE DE CARGA DE FUNDAÇÃO DIRETA 
A capacidade de carga de um solo, r, é a pressão que, aplicada ao solo através de 
uma fundação direta, causa a sua ruptura. Alcançada essa pressão, a ruptura é 
caracterizada por recalques incessantes, sem que haja aumento da pressão aplicada. 
A pressão admissível adm de um solo, é obtida dividindo-se a capacidade de 
carga r por um coeficiente de segurança, , adequado a cada caso. 


 radm
 
A determinação da tensão admissível dos solos é feita através das seguintes 
formas: 
 Pelo cálculo da capacidade de carga, através de fórmulas teóricas; 
 Pela execução de provas de carga; 
 Pela adoção de taxas advindas da experiência acumulada em cada tipo de 
região razoavelmente homogênea. 
 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
32 
 
Os coeficientes de segurança em relação à ruptura, no caso de fundações rasas, 
situam-se geralmente entre 3 (exigidos em casos de cálculos e estimativas) e 2 (em 
casos de disponibilidade de provas de carga ). 
Portanto, no geral: 
  2 provas de carga e   3 fórmula teóricas 
 
A capacidade de carga dos solos varia em função dos seguintes parâmetros: 
 Do tipo e do estado do solo (areias e argilas nos vários estados de 
compacidade e consistência). 
 Da dimensão e da forma da sapata (sapatas corridas, retangulares, 
quadradas ou circulares). 
 Da profundidade da fundação (sapata rasa ou profunda). 
7.1. FÓRMULAS DE CAPACIDADE DE CARGA 
Existem várias fórmulas para o cálculo da capacidade de carga dos solos, todas 
elas aproximadas, porém de grande utilidade para o engenheiro de fundações, e 
conduzindo a resultados satisfatórios para o uso geral (Quadro 8.1). Para a 
utilização dessas fórmulas, é necessário o conhecimento adequado da resistência ao 
cisalhamento do solo em estudo, ou seja, S = c + tg 
 
Quadro 7.1 - Métodos de análises para cálculo de carga de ruptura – fundações 
rasas. 
Tipo de solo 
Compacidade ou 
consistência 
Método de análise 
Areia 
Compacta 
Terzaghi – ruptura geral, ruptura 
local e ruptura intemediária ou 
Meyerhof 
Fofa 
intermediária 
Argila saturada qualquer Skempton 
Argila parcialmente 
saturada 
Acima da média Meyerhof 
Argila porosa Qualquer Não aplicável 
Silte 
Não Plástico 
Qualquer 
Tratar como areia fina 
Plástico Tratar como argila 
7.1.1. FÓRMULA GERAL DE TERZAGHI (1943 ) 
Terzaghi, em 1943, propôs três fórmulas para a estimativa da capacidade de 
carga de um solo, abordando os casos de sapatas corridas, quadradas e circulares, 
apoiadas à pequena abaixo da superfície do terreno (H  B), conforme Figura 7.1. 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
33 
 
 
Figura 7.1 – Hipótese de Terzaghi. 
 
Mediante a introdução de um fator de correção para levar em conta a forma da 
sapata, as equações de Terzaghi podem ser resumidas em uma só, mais geral. 
Terzaghi chegou a essa equação através das seguintes considerações: 
Que R depende do tipo e resistência do solo, da fundação e da profundidade de 
apoio na camada. 
As várias regiões consideradas por Terzaghi são: 
 PQP’ – Zona em equilíbrio (solidária à base da fundação) 
 PQR – Zona no estado plástico 
 PRS – Zona no estado elástico 
 
7.1.1.1. RUPTURA GERAL (AREIASCOMPACTAS E ARGILAS DURAS) 
rup = c.Sc.Nc + q.Sq. (Nq-1) + 0,5..B.S.N 
 
Onde: 
 
rup = acréscimo efetivo de tensão 
c.Sc.Nc = coesão do solo 
q.Sq. (Nq-1) = função da profundidade 
0,5..B.S.N = função do peso próprio 
q = tensão efetiva na cota de apoio (.z) 
Sc, Sq, S = fatores de forma (shape) 
Nc, Nq, N = fatores de carga para ruptura geral (função do ângulo de atrito do 
solo) 
B = menor lado da fundação (para sapata circular igual ao ) 
 
σR 
B 
H 
Reta 
tangente 
Espiral logarítmica : r = ro . e
θ . tgΦ 
Φ 
Reta 
tangente 
45 – Φ/2 45 – Φ/2 
S P P’ S 
R 
Fundação de 
base rugosa 
Φ 
R 
Q 
ro r 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
34 
 
 = peso específico do solo dentro da zona de ruptura 
H.q 
 = pressão efetiva de terra à cota de apoio da sapata. 
 Se submerso, utilizar sub, caso não esteja utilizar  = nat 
Os coeficientes da capacidade de carga dependem do ângulo de atrito  do solo e 
são apresentados no Quadro 8.2A e B. 
 
Quadro 7.2 A – Coeficientes de capacidade de carga – Ruptura Geral (Terzaghi). 
’ Nc Nq N ’ Nc Nq N 
0 5,7 1,00 0,00 26 27,09 14,21 9,84 
1 6,0 1,10 0,01 27 29,24 15,90 11,60 
2 6,3 1,22 0,04 28 31,61 17,81 13,70 
3 6,62 1,35 0,06 29 34,24 19,98 16,18 
4 6,97 1,49 0,10 30 37,16 22,46 19,13 
5 7,34 1,64 0,14 31 40,41 25,28 22,65 
6 7,73 1,81 0,20 32 44,04 28,52 26,87 
7 8,15 2,00 0,27 33 48,09 32,23 31,94 
8 8,60 2,21 0,35 34 52,64 36,50 38,04 
9 9,09 2,44 0,44 35 57,75 41,44 45,41 
10 9,61 2,69 0,56 36 63,53 47,16 54,36 
11 10,16 2,98 0,69 37 70,01 53,80 65,27 
12 10,76 3,29 0,85 38 77,50 61,55 78,61 
13 11,41 3,63 1,04 39 85,97 70,61 95,03 
14 12,11 4,02 1,26 40 95,66 81,27 115,31 
15 12,86 4,45 1,52 41 106,81 93,85 140,51 
16 13,68 4,92 1,82 42 119,67 108,75 171,99 
17 14,60 5,45 2,18 43 134,58 126,50 211,56 
18 15,12 6,04 2,59 44 151,95 147,74 261,60 
19 16,56 6,70 3,07 45 172,28 173,28 325,34 
20 17,69 7,44 3,64 46 196,22 204,19 407,11 
21 18,92 8,26 4,31 47 224,55 241,80 512,84 
22 20,27 9,19 5,09 48 258,28 287,85 650,67 
23 21,75 10,23 6,00 49 298,71 344,63 831,99 
24 23,36 11,40 7,08 50 347,50 415,14 1072,80 
25 25,13 12,72 8,34 
Os fatores de forma são apresentados no Quadro 8.3 . 
 
Quadro 7.3 – Fatores de forma. 
FORMA DA SAPATA 
FATORES DE FORMA 
Sc Sq S 
Corrida 1,0 1,0 1,0 
Quadrada 1,3 1,0 0,8 
Circular 1,3 1,0 0,6 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
35 
 
Para sapatas retangulares 








5B) a 3B L 
B L 
Pode-se admitir 
Sc = 1,1 Sq = 1,0 S = 0,9 
7.1.1.2. RUPTURA LOCAL (AREIAS FOFAS E ARGILAS MOLES) 
rup = c’.Sc.N’c + q.Sq. (N’q-1) + 0,5..B.S.N’ 
 
N’c, N’q, N’ = fatores de carga para ruptura local (função do ângulo de atrito do 
solo) 
c
3
2
'c 
 
 
Quadro 7.2 B – Coeficientes de capacidade de carga – Ruptura Local (Terzaghi). 
’ N’c N’q N’ ’ N’c N’q N’ 
0 5,7 1,0 0,0 26 15,53 6,05 2,59 
1 5,9 1,07 0,005 27 16,30 6,54 2,88 
2 6,1 1,14 0,02 28 17,13 7,07 3,29 
3 6,3 1,22 0,04 29 18,03 7,66 3,76 
4 6,51 1,30 0,055 30 18,99 8,31 4,39 
5 6,74 1,39 0,074 31 20,03 9,03 4,83 
6 6,97 1,49 0,10 32 21,16 9,82 5,51 
7 7,22 1,59 0,128 33 22,39 10,69 6,32 
8 7,47 1,70 0,16 34 23,72 11,67 7,22 
9 7,74 1,82 0,20 35 25,18 12,75 8,35 
10 8,02 1,94 0,24 36 26,77 13,97 9,41 
11 8,32 2,08 0,30 37 28,51 15,32 10,90 
12 8,63 2,22 0,35 38 30,43 16,85 12,75 
13 8,96 2,38 0,42 39 32,53 18,56 14,71 
14 9,31 2,55 0,48 40 34,87 20,50 17,22 
15 9,67 2,73 0,57 41 37,45 22,70 19,75 
16 10,06 2,92 0,67 42 40,33 25,21 22,50 
17 10,47 3,13 0,76 43 43,54 28,06 26,25 
18 10,90 3,36 0,88 44 47,13 31,34 30,40 
19 11,36 3,61 1,03 45 51,17 35,11 36,00 
20 11,85 3,88 1,12 46 55,73 39,48 41,70 
21 12,37 4,17 1,35 47 60,91 44,54 49,30 
22 12,92 4,48 1,55 48 66,80 50,46 59,25 
23 13,51 4,82 1,74 49 73,55 57,41 71,45 
24 14,14 5,20 1,97 50 81,31 65,60 85,75 
25 14,80 5,60 2,25 
 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
36 
 
7.1.1.3. RUPTURA INTERMEDIÁRIA (AREIAS MEDIANAMENTE COMPACTAS E ARGILAS MÉDIAS) 
rup = c’’.Sc.N’’c + q.Sq. (N’’q-1) + 0,5..B.S.N’’ 
 
c
6
5
2
'cc
''c 


 
2
'NN
''N


 
 
Os casos extremos, descritos por Terzaghi como de ruptura geral e ruptura local, 
são indicados na Figura 7.2. 
 
 
Figura 7.2 – Curvas de ruptura local e geral. 
 
7.1.2. FÓRMULA DE SKEMPTON (1951) - ARGILAS 
Skempton, analisando as teorias para cálculo de capacidade de carga das argilas, 
a partir de inúmeros casos de ruptura de fundações, propôs em 1951 a seguinte 
equação para o caso das argilas saturadas ( = 0º ), resistência constante com a 
profundidade. 
r = c Nc + 
q
 
onde, 
c coesão da argila (ensaio rápido) 
Nc coeficiente de capacidade de carga, onde  B/fN Hc  , considera-se a relação 
H/B, onde (Quadro 8.5): 
H – profundidade de embutimento da sapata. 
B – menor dimensão da sapata. 
 
 
 
 
 
 
Ruptura 
Geral 
Ruptura 
Local 
Tensões 
Recalques 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
37 
 
Quadro 7.5 – Coeficiente de Capacidade de Carga (Skempton) 
H / B 
Nc 
QUADRADA OU 
CIRCULAR 
CORRIDA 
0 6,2 5,14 
0,25 6,7 5,6 
0,5 7,1 5,9 
0,75 7,4 6,2 
1,0 7,7 6,4 
1,5 8,1 6,5 
2,0 8,4 7,0 
2,5 8,6 7,2 
3,0 8,8 7,4 
4,0 9,0 7,5 
 4,0 9,0 7,5 
 
Para sapatas retangulares deve-se utilizar a seguinte equação: 
 
 
 corridaRET c
B
c N x L/ 2,01N 
 
7.1.3. COEFICIENTES DE REDUÇÃO DOS FATORES DE CAPACIDADE DE CARGA PARA ESFORÇOS 
INCLINADOS 

B
H
 
Figura 7.3 – Correção para carga inclinada. 
 
Quadro 7.6 – Fatores de correção para carga inclinada. 
Fator z 
Inclinação da carga em relação à vertical (º) 
0 10 20 30 45 60 
N e Nc 
0 1,0 0,5 0,2 0 --- --- 
B 1,0 0,6 0,4 0,25 0,15 0,05 
0 a B 1,0 0,8 0,6 0,40 0,25 0,15 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
38 
 
7.1.4. INFLUÊNCIA DO NÍVEL D’ÁGUA 
A proximidade do nível d’água do lençol freático (N.A.) pode afetar os valores dos 
pesos específicos efetivos dos solos para os quais a capacidade de carga é 
calculada. 
Quando o nível d’água atinge a região do solo situada acima da cota de apoio da 
fundação (sobrecarga), a determinação do peso específico efetivo é relativamente 
simples. No entanto, quando o N.A. está abaixo e próximo da cota de apoio da 
fundação, esta determinação torna-se mais difícil de ser feita, pois o solo que está 
sendo forçado para baixo é constituído por uma parte submersa e por uma parte 
apenas umidecida, sendo a definição de cada parte praticamente impossível sem a 
definição da superficie de ruptura. Visando proporcionar uma solução aproximada 
para o problema, Das (2006) propôs uma correção para cada caso: 
- N.A. acima da cota de apoio da fundação: 
 
 
 
q = nat.(H-Hf) + sub.Hf onde: sub = sat - w 
 
- N.A. exatamente na cota de apoio da fundação: q = nat.H 
 
q = nat.H 
B
Hf
H
sat
nat
NA
NA
natsat
B
H
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
39 
 
- N.A. abaixo da cota de apoio da fundação, o termo  utilizado no terceiro termo 
da equação de Terzaghi deve ser corrigido de acordo com as seguintes condições: 
1ª situação  Hf  B então 
  HfBHf.
B
1
subnatc 
 
2ª situação  Hf > B o valor de c = nat (não sofre correção) 
 
A fórmula geral de Terzaghi pode ser escrita com o fator de correção do N.A. 
como: 
 S.N.B..
2
1
S).1N.(qS.N.c cqqccR
 
 
 
q = nat.H 
7.2. MÉTODO DA NBR 6122/96 
A NBR propõe correções das tensões básicas que variam em função do tipo de 
solo, largura e profundidade da fundação. Valores válidos para largura de 2m. 
7.2.1.– CORREÇÃO PARA SOLO ARENOSO (CLASSE DE 4 A 9) 
- Quanto à largura: 
 p/ B  9,5m  ’adm = b [1 + 0,2 (B-2)] 
 p/ B > 9,5m  ’adm = 2,5 b 
 
- Quanto à profundidade 
 ’’adm = ’adm  H  1,0m 
 ’’adm = ’adm [1 + 0,4 (H-1)]  1,0m  H  3,5m 
 ’’adm = 2 ’adm  H  3,5m 
 
 A tensão admissível não pode ser maior que 2,5 b 
B
H
sat
nat
NA
Hf
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
40 
 
7.2.2. CORREÇÃO PARA SOLO ARGILOSO (CLASSE DE 10 A 15) 
- Quanto à largura: 
 ’’adm = b  para A  10m2 
 ’’adm = 
A
10
b
  para A > 10m2 
 
7.2.3. PARA QUALQUER SOLO 
adm = ’’adm + q (tensão efetiva na cota de apoio) 
 
adm  2,5 b 
 
Quadro 7.7 – Pressões básicas dos solos (NBR6122/1996). 
Classe Descrição 
Valores 
(kPa) 
1 Rocha sã, maciça, sem laminação ou sinal de decomposição 3000 
2 
Rochas laminadas, com pequenas fissuras, 
estratificadas 
1500 
3 Rochas alteradas ou em decomposição * 
4 Solos granulados concrecionados – conglomerados 1000 
5 Solos pedregulhosos compactos a muito compactos 600 
6 Solos pedregulhosos fofos 300 
7 Areias muito compactas (N>40) 500 
8 Areias compactas (19  N  40) 400 
9 Areias medianamente compactas (9  N  18) 200 
10 Argilas duras (N>20) 300 
11 Argilas rijas (11  N  19) 200 
12 Argilas médias (6  N  10) 100 
13 Siltes duros (muitos compactos) 300 
14 Siltes rijos (compactos) 200 
15 Siltes médios (medianamente compactos) 100 
* tem que ser levado em conta a natureza da rocha matriz e o grau de 
decomposição ou alteração. 
Obs.:Para a descrição dos diferentes tipos de solo, seguir as definições da NBR 
6502. 
 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
41 
 
7.3. PROVA DE CARGA EM FUNDAÇÃO DIRETA OU RASA 
Para a realização deste ensaio, deve-se utilizar uma placa rígida qual distribuirá 
as tensões ao solo. A área da placa não deve ser inferior a 0,5m2. Comumente, é 
usada uma placa de  = 0,80m (Figura 7.4). 
 
 
Figura 7.4 – Prova de carga sobre placa. 
 
- A prova de carga é executada em estágios de carregamento onde em cada 
estágio são aplicados  20% da taxa de trabalho presumível do solo. 
- Em cada estágio de carregamento, serão realizadas leituras das deformações 
logo após a aplicação da carga e depois em intervalos de tempos de 1, 2, 4, 8, 15, 
30 minutos, 1 hora, 2, 4, 8, 15 horas, etc.. 
Os carregamentos são aplicados até que: 
- ocorra ruptura do terreno 
- a deformação do solo atinja 25 mm 
- a carga aplicada atinja valor igual ao dobro da taxa de trabalho presumida para 
o solo. 
 
Último estágio de carga pelo menos 12 horas, se não houver ruptura do terreno. 
O descarregamento deverá ser feito em estágios sucessivos não superiores a 25% da 
carga total, medindo-se as deformações de maneira idêntica a do carregamento. Os 
resultados devem ser apresentados como mostra a Figura 7.5. 
 Reação 
Macaco H Placa 
Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 
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Figura 7.5 – Curva tensão x recalque de prova de carga sobre placa. 
 
- Geralmente, para solos de alta resistência, prevalece o critério da ruptura, pois 
as deformações são pequenas. 
- Para solos de baixa resistência, prevalece o critério de recalque admissível, pois 
as deformações do solo serão sempre grandes. 
 
Tensão admissível de um solo deve ser fixada pelo valor mais desfavorável entre 
os critérios: 
A tensão admissível de um solo é fixada pelo valor mais desfavorável entre os 
critérios: 
- adm = ruptura /n (critério de ruptura) 
- adm = Max /n (se não ocorreu a ruptura) 
- adm = recalque admissível /n (critério de recalques excessivos) 
 
onde : n 

 2 
 
8. RECALQUES DE FUNDAÇÕES DIRETAS 
8.1. INTRODUÇÃO 
O dimensionamento das fundações de qualquer obra de engenharia deve 
assegurar coeficientes de segurança adequados à ruptura do terreno e às 
deformações excessivas nele provocadas. 
 
42 : 12 
27 : 39 
58 : 31 Horas 
Minutos 
11 : 47 
 Tensões (KPa) 
0 100 200 300 400 500 600 700 800 
0 
 
 
10 
 
 
20 
 
 
30 
 
 
40 
 
 
Recalques (mm) 
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Esta garantia de segurança pode ser conseguida pela aplicação de dois critérios: 
critério de ruptura e critério das deformações. 
Neste capítulo, será estudado o critério das deformações ou recalques excessivos. 
A equação geral para o cálculo dos recalques de uma fundação pode ser expressa 
por 
s = se + sa + scs 
onde: 
s = recalque total 
se ou si = recalque elástico (se) ou recalque imediato (si) 
sa = recalque por adensamento 
scs = recalque por compressão secundária 
 
O recalque elástico se (si) é devido às deformações elásticas do solo, ocorre 
imediatamente após a aplicação das cargas e é muito importante nos solos arenosos 
(e relativamente importante nas argilas não saturadas). 
O recalque por adensamento é devido à expulsão da água e ar dos vazios do solo, 
ocorre mais lentamente, depende da permeabilidade do solo, e é muito importante 
nos solos argilosos, principalmente nos saturados. 
O recalque por compressão secundária é devido ao rearranjo estrutural causado 
por tensões de cisalhamento, ocorre muito lentamente nos solos argilosos, e é 
geralmente desprezado no cálculo de fundações, salvo em casos particulares, se 
assumir importância significativa. 
8.2. RECALQUES DE ESTRUTURAS 
Para o dimensionamento de uma estrutura, verifica-se que, além dos critérios de 
segurança à ruptura, critérios de deformações limites devem ser também satisfeitos 
para o comportamento adequado das fundações. Na maioria dos problemas 
correntes, os critérios de deformações é que condicionam a solução. Serão 
apresentadas a seguir algumas definições relativas ao assunto. 
Recalque diferencial  - corresponde à diferença entre os recalques de dois 
pontos quaisquer da fundação (Figura 8.1). 
 
 
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Figura 8.1 – Efeitos do recalque diferencial na estruturas. 
 
Recalque total - 

H i ( H1,  Hm,  HM,  H2....). 
Recalque