Apostila de FUNDAÇÕES 20NOV15 (3)

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2015 
 
FTEC – FACULDADE DE TECNOLOGIA 
 
PROF. ANDRÉ LUÍS ABITANTE 
 
[FUNDAÇÕES E 
CONTENÇÕES] 
1) INVESTIGAÇÕES GEOLÓGICO-GEOTÉCNICAS; 2) OBRAS 
DE CONTENÇÃO; 3) CONCEPÇÃO DE OBRAS DE 
FUNDAÇÕES; 4) FUNDAÇÕES RASAS; 5) FUNDAÇÕES 
PROFUNDAS. 
2 
 
FUNDAÇÕES E CONTENÇÕES – FTEC – PROF. ANDRÉ LUÍS ABITANTE 
1. INVESTIGAÇÕES GEOLÓGICO-GEOTÉCNICAS PARA FUNDAÇÕES................................................ 05 
1.1. INTRODUÇÃO............................................................................................................... 05 
1.2. SPT – SONDAGEM DE SIMPLES RECONHECIMENTO À PERCUSSÃO................................... 05 
1.3. SPT-T – MEDIÇÃO TORQUE SONDAGENS SIMPLES RECONHECIMENTO................................ 09 
1.3.1. O ÍNDICE DE TORQUE (TR)................................................................................................... 09 
1.3.2. CONCEITO DE “N” EQUIVALENTE (Neq)............................................................................... 09 
1.4. CORRELAÇÕES DIVERSAS – RESISTÊNCIA SOLO x PENETRAÇÃO “N” DOS ENSAIOS SPT........ 10 
1.4.1. CONDIÇÕES BÁSICAS PARA O ESTABELECIMENTO DE CORRELAÇÕES EM AREIAS................ 10 
1.4.2. EFEITO DO ENVELHECIMENTO (AGING – AF Aging Factor)................................................... 11 
1.4.3. CORRELAÇÃO COM O ÂNGULO DE ATRITO INTERNO (φ) DAS PARTÍCULAS DE AREIA.......... 12 
1.4.4. RESISTÊNCIA NÃO DRENADA DE ARGILAS SATURADAS....................................................... 13 
1.4.5. RESISTÊNCIA NÃO DRENADA DE ARGILAS SATURADAS....................................................... 13 
1.4.6. MÓDULO DE ELASTICIDADE................................................................................................ 14 
1.4.7. MÓDULO DE CISALHAMENTO MÁXIMO (G0 ou Gmax)........................................................ 14 
1.4.8. TENSÃO DE RUPTURA DE FUNDAÇÕES DIRETAS EM AREIAS................................................ 14 
1.5. INFORMAÇÕES RELEVANTES FORNECIDAS PELO SPT-T E NÃO DISPONÍVEIS NO SPT............ 14 
1.5.1. PEDREGULHOS NO INTERIOR DE UMA MASSA DE SOLO SEDIMENTAR ARENOSO E 
FRAGMENTOS DE ROCHA EM SOLOS SAPROLÍTICOS........................................................... 
14 
1.5.2. IDENTIFICAÇÃO DE SOLOS COLAPSÍVEIS.............................................................................. 15 
1.5.3. EXTRAPOLAÇÃO DA EXPERIÊNCIA ADQUIRIDA COM OS SOLOS DA BACIA SEDIMENTAR 
TERCIÁRIA DE SÃO PAULO (BSTSP) PARA OUTROS SOLOS................................................. 
16 
1.5.4. AVALIAÇÃO INDIRETA DA EFICIÊNCIA DO EQUIPAMENTO QUE SERÁ UTILIZADO PARA 
EXECUÇÃO DO SPT.............................................................................................................. 
16 
1.6. AMOSTRAGEM............................................................................................................. 16 
1.6.1. AMOSTRAGEM DEFORMADA.............................................................................................. 16 
1.6.2. AMOSTRAGEM INDEFORMADA.......................................................................................... 17 
1.7. PRESSIOMÊTROS.......................................................................................................... 18 
1.8. ENSAIOS DE CARREGAMENTO DE PLACA.......................................................................... 20 
1.9. ENSAIOS DE CONE E PIEZOCONE....................................................................................... 21 
1.9.1. ENSAIO DE CONE (HOLANDES)............................................................................................ 22 
1.9.2. ENSAIO DE CONE ELÉTRICO............................................................................................... 23 
1.9.3. FATORES QUE INFLUENCIAM NO RESULTADO ENSAIO.................................................. 23 
1.9.4. O CONE ELÉTRICO NO BRASIL............................................................................................ 24 
1.9.5. COMPARAÇÃO ENTRE CONE ELÉTRICO E MECÂNICO.................................................... 24 
1.9.6. A SONDA PIEZOMÉTRICA.................................................................................................. 25 
1.9.7. O PIEZOCONE................................................................................................................... 26 
1.9.8. APLICAÇÕES DOS ENSAIOS................................................................................................ 29 
1.9.9. CORRELAÇÕES ENTRE SPT X CPT....................................................................................... 34 
1.10. ENSAIOS DE PALHETA IN SITU........................................................................................... 35 
1.10.1. PRINCIPIOS DO ENSAIO..................................................................................................... 35 
1.10.2. FATORES QUE INFLUENCIAM NO RESULTADO DE ENSAIOS DE PALHETA.......................... 35 
1.10.3. INTERPRETAÇÃO DO ENSAIO DE PALHETA........................................................................ 36 
1.11. DILATÔMETRO........................................................................................................... 37 
1.11.1. CORREÇÃO DAS LEITURAS................................................................................................ 38 
1.11.2. PARAMETROS DERIVADOS................................................................................................ 39 
1.11.3. APLICAÇÕES DO ENSAIO................................................................................................... 39 
1.11.4. OUTRAS GRANDEZAS MEDIDAS NO ENSAIO..................................................................... 41 
1.11.5. O DILATÔMETRO NO BRASIL............................................................................................. 41 
 
2. CONCEPÇÃO DE OBRAS DE FUNDAÇÕES.................................................................................. 42 
2.1. INTRODUÇÃO............................................................................................................. 42 
2.2. ELEMENTOS NECESSÁRIOS E CRITÉRIOS DE PROJETO....................................................... 42 
2.3. ALTERNATIVAS DE FUNDAÇÃO......................................................................................... 43 
2.4. ESCOLHA DA ALTERNATIVA DE FUNDAÇÕES, CRITÉRIOS GERAIS....................................... 46 
2.4.1. FUNDAÇOES SUPERFICIAIS................................................................................................ 47 
2.4.2. FUNDAÇÕES PROFUNDAS................................................................................................. 48 
2.5. CONCEPÇÃO DE PROJETO E CONDICIONANTES ESPECIAIS................................................. 51 
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2.5.1. EDIFICIOS SEM SUBSOLO E AFASTADOS DA DIVISA........................................................... 51 
2.5.2. EDIFICIOS COM PILARES NAS DIVISAS............................................................................... 52 
2.5.3. EDIFICIOS EM ZONAS URBANAS E COM SUBSOLOS........................................................... 52 
2.5.4. EDIFICIOS EM ENCOSTAS.................................................................................................. 55 
2.5.5. EDIFICIOS INDUSTRIAIS..................................................................................................... 56 
2.5.6. PONTES E VIADUTOS........................................................................................................ 57 
 
3. ANÁLISE, PROJETO E EXECUÇÃO DE FUNDAÇÕES RASAS.......................................................... 58 
3.1. INTRODUÇÃO............................................................................................................. 58 
3.2. TIPOS DE FUNDAÇÕES RASAS...........................................................................................58 
3.2.1. BLOCOS DE FUNDAÇÃO.................................................................................................... 58 
3.2.2. SAPATAS DE FUNDAÇÃO................................................................................................... 59 
3.2.3. RADIER...................................................................................................................... 60 
3.3. DIMENSIONAMENTO DE FUNDAÇÕES RASAS.................................................................... 60 
3.3.1. INTRODUÇÃO............................................................................................................. 60 
3.3.2. DIMENSIONAMENTO DE SAPATAS ISOLADAS................................................................... 60 
3.3.3. DIMENSIONAMENTO DE SAPATAS ASSOCIADAS............................................................... 62 
3.3.4. DIMENSIONAMENTO DE SAPATAS DE DIVISA................................................................... 63 
3.3.5. SAPATAS SUJEITAS A CARGA VERTICAL E MOMENTO........................................................ 65 
3.3.6. FUNDAÇÕES DIRETAS SUJEITAS A CARGAS ACIDENTAIS.................................................... 68 
3.4. EXERCÍCIOS PROPOSTOS................................................................................................... 69 
3.5. MÉTODOS PARA ESTIMATIVA DAS TENSÕES ADMISSÍVEIS................................................ 70 
3.5.1. INTRODUÇÃO............................................................................................................. 70 
3.5.2. ROTINA DE SOLUÇÃO TÍPICA DE FUNDAÇÃO DE UM EDIFÍCIO........................................... 70 
3.5.3. CRITÉRIOS DE SEGURANÇA A RUPTURA E DE RECALQUES ADMISSÍVEIS............................ 71 
3.5.4. MÉTODOS PARA ESTIMATIVA DE TENSÕES ADMISSÍVEIS.................................................. 71 
3.6. DISTRIBUIÇÃO DE TENSÕES.............................................................................................. 76 
3.6.1. CARGAS PUNTIFORMES.................................................................................................... 77 
3.6.2. CARGAS DISTRIBUÍDAS UNIFORMEMENTE EM PLACAS FLEXÍVEIS APOIADAS.................... 78 
3.6.3. PRESSÕES DE CONTATO EM PLACAS RÍGIDAS................................................................... 81 
3.6.4. COEFICIENTE DE REAÇÃO VERTICAL DO SOLO (kf)............................................................. 82 
3.6.5. TENSÕES DESPERTADAS POR UMA FUNDAÇÃO................................................................ 84 
EXERCÍCIOS....................................................................................................................... 85 
3.7. RECALQUES EM FUNDAÇÕES RASAS................................................................................. 86 
3.7.1. TIPOS DE RECALQUES....................................................................................................... 87 
3.7.2. RECALQUES IMEDIATOS EM ARGILAS................................................................................ 89 
3.7.3. CAMADAS FINITAS E SUBCAMADAS ARGILOSAS............................................................... 91 
3.7.3.1. CAMADAS FINITAS..................................................................................................... 91 
3.7.3.2. PESQUISA DO INDEFORMÁVEL................................................................................... 92 
3.7.4. RECALQUES IMEDIATOS EM AREIAS.................................................................................. 92 
3.7.5. MÉTODO DE SCHMERTMANN........................................................................................... 93 
3.7.6. MÉTODO DE SCHMERTMANN (1978)................................................................................ 97 
3.8. PROVA DE CARGA EM PLACA............................................................................................ 99 
3.8.1. PROVA DE CARGA EM PLACA NAS ARGILAS...................................................................... 101 
3.8.2. PROVA DE CARGA EM PLACA NAS AREIAS........................................................................ 102 
3.8.3. EFEITO DA DIMENSÃO NAS ARGILAS................................................................................. 102 
3.8.4. EFEITO DA DIMENSÃO NAS AREIAS................................................................................... 103 
3.8.5. MÓDULO DE DEFORMABILIDADE...................................................................................... 104 
3.8.6. DISTORÇÃO ANGULAR...................................................................................................... 107 
3.8.7. RECALQUES TOTAIS LIMITE............................................................................................... 107 
3.8.8. RECALQUE ADMISSÍVEL.................................................................................................... 108 
3.8.9. TENSÃO ADMISSÍVEL – RECALQUE ADM. X RECALQUE MÁXIMO....................................... 109 
3.9. MÓDULO DE DEFORMABILIDADE E COEFICIENTE DE POISSON.......................................... 114 
 
4. ANÁLISE E PROJETO DE FUNDAÇÕES PROFUNDAS................................................................... 116 
4.1. ESTACAS....................................................................................................................... 116 
4.1.1. CAPACIDADE DE CARGA DE UMA ESTACA ISOLADA............................................................ 116 
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4.1.1.1. ESTACA DE REFERÊNCIA............................................................................................... 117 
4.1.1.2. FORMULAÇÃO TEÓRICA............................................................................................... 117 
4.1.1.3. CONCEITO DE RUPTURA............................................................................................... 118 
4.1.1.4. CAPACIDADE DE CARGA DE UMA ESTACA EM AREIA.................................................... 119 
4.1.1.5. CAPACIDADE DE CARGA DE UMA ESTACA EM ARGILA................................................. 120 
4.1.1.6. CAPACIDADE DE CARGA PELA COMPRESSIBILIDADE DO SOLO...................................... 121 
4.1.2. DETERMINAÇÃO DAS PROPRIEDADES DOS SOLOS.............................................................. 124 
4.1.3. MÉTODOS DE DIMENSIONAMENTO DE ESTACAS (CAPACIDADE DE CARGA)........................ 126 
4.1.4. CONSIDERAÇÕES IMPORTANTES PARA DIMENSIONAMENTO.............................................. 129 
4.1.5. RECALQUE DE ESTACAS ISOLADAS...................................................................................... 131 
4.1.6. GRUPO DE ESTACAS – CAPACIDADE DE CARGA................................................................... 132 
4.1.7. ESTACAS CARREGADAS TRANSVERSALMENTE..................................................................... 132 
4.1.7.1. TIPOS DE RUPTURA...................................................................................................... 133 
4.1.7.2. CAPACIDADE DE CARGA (FORÇA TRANSVERSAL).......................................................... 135 
4.1.8. ATRITO NEGATIVO.............................................................................................................. 138 
4.1.9. DRAPEJAMENTO E FLAMBAGEM......................................................................................... 139 
4.1.10. COEFICIENTES DE SEGURANÇA............................................................................................ 141 
4.1.11. EXERCÍCIOS (ESTACAS)........................................................................................................ 141 
4.2. TUBULÕES E CAIXÕES......................................................................................................... 143 
4.2.1. TIPOS DE TUBULÃO............................................................................................................143 
4.2.1.1. TUBULÃO A CEU ABERTO............................................................................................. 143 
4.2.1.2. TUBULÃO PNEUMÁTICO............................................................................................... 145 
4.2.2. VANTAGENS DOS TUBULÕES............................................................................................... 145 
4.2.3. COMPORTAMENTO DOS TUBULÕES.................................................................................... 145 
4.2.3.1. CAPACIDADE DE CARGA DE TUBULÕES......................................................................... 146 
4.2.4. PREVISÃO DA CARGA LIMITE ÚLTIMA................................................................................. 147 
4.2.4.1. TUBULÕES EM SOLOS COESIVOS.................................................................................. 147 
4.2.4.2. TUBULÕES EM SOLOS NÃO COESIVOS.......................................................................... 150 
4.2.5. RECALQUES.................................................................................................................. 153 
4.2.5.1. DEFORMAÇÃO ELÁSTICA DO CONCRETO...................................................................... 153 
4.2.5.2. RECALQUE DE SOLO ADJACENTE A BASE DO TUBULÃO................................................. 154 
4.2.6. ESFORÇOS DE TRAÇÃO........................................................................................................ 156 
4.2.7. CARGAS HORIZONTAIS E MOMENTOS................................................................................. 157 
4.2.8. EXERCÍCIO.................................................................................................................... 158 
 
5. CONTENÇÕES...................................................................................................................... 159 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
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1. INVESTIGAÇÕES GEOLÓGICO-GEOTÉCNICAS PARA FUNDAÇÕES 
 
1.1. INTRODUÇÃO 
 
 Para conhecermos totalmente o substrato a ser analisado, e elaborarmos o melhor projeto 
geotécnico e de fundações, seguimos estes procedimentos macros: 
 
IDENTIFICAÇÃO  CLASSIFICAÇÃO  CONSTITUIÇÃO DAS CAMADAS 
 
 Para tanto devemos proceder a obtenção de amostras para ensaios de duas categorias: 
 
1) “In situ” – ensaios elaborados no campo que, na prática, há praticamente predominância total; 
2) Em laboratório – este tipo de investigação está restrito aos casos especiais da engenharia, 
principalmente em locais de ocorrência de solos coesivos. 
 
 Entre os ensaios de campo existente e praticados em todo o mundo, alguns se destacam: 
 
1) SPT = “Standard Penetration Test”; 
2) SPT-T = “Standard Penetration Test”, complementado com medidas de torque; 
3) CPT = Ensaio de penetração de cone; 
4) CPT-U = Ensaio de penetração de cone, complementado com medidas de pressões neutras, 
também chamados de Piezocones; 
5) “Vane Test” = Ensaios de palheta; 
6) Pressiomêtros = modelo de Ménard e auto-perfurantes; 
7) Dilatômetros = modelo de Marchetti; 
8) Provas de carga = Ensaios de carregamento de placa; 
9) “Cross-Hole” = ensaio geofísico. 
 
Custo menor  Custo maior 
Mais utilizados Análise 
detalhada 
Desatualizados Futuro potencial Geofísicos 
1) SPT 1) CPT 
Placas 
1) Vane Test Cross Hole 
(valor módulo de 
cisalhamento 
máximo) 
2) SPT-T 3) CPT-U 2) Dilatômetro 
 3) Pressiômetro 
 Tabela 1.01 
 
 Dos ensaios geofísicos, o mais importante para a Engenharia de fundações é o ensaio “Cross-
Hole”, que fornece o módulo de cisalhamento máximo (Go), principal parâmetro geotécnico para 
estudos das características de rigidez dos solos, ou seja, graficamente: fornece escalas de degradação do 
solo pelo aumento das deformações cisalhantes, pegando níveis baixíssimos de deformação. Tudo isto é 
fundamental para fundações sujeitas a esforços dinâmicos, como por exemplo, as fundações “OFF 
SHORE” (Geotecnia Off Shore e/ou Geotecnia Marinha), estruturas construídas dentro e sob os mares: 
túneis e fundações (no Brasil, principalmente para estruturas de exploração de hidrocarbonetos). Este 
tipo de fundações (off shore) não estão no conteúdo programático do curso em questão. 
 
 
1.2. SPT – SONDAGEM DE SIMPLES RECONHECIMENTO À PERCUSSÃO 
 
 A sondagem à percussão seja talvez o mais antigo e usado procedimento geotécnico de campo, 
pois tem capacidade de amostrar o subsolo; este quando associado: 
 
SONDAGEM PERCUSSÃO + PENETRAÇÃO DINÂMICA = SPT 
 
 O SPT mede a resistência do solo ao longo de uma profundidade desejada, da seguinte 
maneira: 
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 - Retira-se amostras deformadas a cada um (01) metro de solo atravessado; 
 - Mede-se a resistência (N) oferecida pelo solo à cravação do amostrador padrão, ou seja, a 
cada metro perfurado; 
 - Mede-se a posição do NA quando encontrado durante a perfuração. 
 
 O ensaio foi idealizado e teve seu procedimento apresentado por Décourt et al, em 1988. No 
Brasil o mesmo está normalizado pela ABNT através da NBR 6484, conforme abaixo: 
 
1) Crava-se um amostrador padrão por queda livre: 
  Altura = 75cm; Peso = 65 kg (martelo); 
2) Determina-se em planta a posição dos pontos (furos) na área a ser investigada; usualmente 
fura-se nos limites do lote (lindeiros) e em locais de maior concentração de carga; 
3) Distancias entre furos:  áreas urbanas = 15 a 30 metros; 
 áreas rurais (campo aberto) = 50 a 100 metros; 
4) Evitar muitos furos alinhados e principalmente, um único furo, nunca utilizar; 
5) As resistências à penetração, para projetos de fundações, são tratadas de forma estatística; 
6) Em corte (na vertical) os furos de sondagem devem ser nivelados em relação a um único 
RN para toda a obra, de preferência fora do local de execução, por exemplo, um meio-fio; 
7) A topografia das sondagens é de extrema importância e deve ser refeita qualquer que seja 
o tipo de interferência – terraplenagem de terreno e variações de marés; 
8) A sondagem propriamente dita inicia-se com a montagem do “tripé” – um conjunto de 
roldanas e cordas para auxilio na composição da haste e levantamento do martelo; 
9) Com uso de um “trado cavadeira”, perfura-se até um metro de profundidade, recolhe-se 
uma amostra representativa do solo, que serão numeradas a partir da “Amostra 0”; 
10) Feito o furo, acondiciona-se na ponta da haste (1”) o amostrador padrão (1 3/8” e 2”, 
diâmetros interno e externo) que é apoiado no fundo da perfuração aberta; 
 
 
 
11) Neste momento ergue-se o martelo (75cm) e deixa-se que o mesmo caia sobre a haste, 
procedimento realizado até que 45cm do amostrador padrão tenha penetrado no solo; 
12) Conta-se o número de golpes necessários para cada penetração equivalente à 15cm (dos 
45cm totais); 
13) A soma do número de golpes necessários à penetração dos últimos 30cm do amostrador é 
designada como “N”; 
14) A amostra do “bico” do amostrador deve ser recolhida e acondicionada; 
15) Prossegue-se então a abertura de mais um metro de furo, até alcançar a cota seguinte, ou 
seja, 2m – para tanto se utiliza um trado helicoidal, que remove o material perfurado 
(desde que tenha certa coesão e não esteja abaixo do NA); 
 
 Quando não é possível seguir com “avanço a trado”, seja por resistência exagerada do solo ou 
presença do NA, prossegue-se a perfuração com auxílio de circulação (injeção)de água sob 
pressão, com uso de motobomba, uma caixa d´água para decantação e um “trépano”, 
equipamento que substitui o amostrador padrão na ponta da haste. Algumas vezes, para se 
preservar estáveis as paredes do furo, pode ser necessário uso de cravação de “tubos de 
revestimento”, geralmente com 3” de diâmetro. 
 
 A profundidade a ser atingida depende do porte da obra a ser edificada e conseqüentemente 
das cargas a serem transmitidas ao terreno. A NBR 6484 fornece critérios mínimos como orientação, por 
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isto, para que não se fure nem a mais nem a menos que o necessário ao projeto de fundações, o 
profissional (Engenheiro) deve acompanhar as sondagens e realizar inspeções visuais (feeling). 
 
 Importância primordial tem a determinação do nível d´água (NA). Geralmente observa-se que a 
água provém do fundo ou das paredes do furo, ocupando-o em parte; por isto devemos aguardar sua 
estabilização para somente depois anotarmos a profundidade da superfície correspondente de água. 
Recolhe-se o primeiro surgimento de água com auxílio do “baldinho” (cano de 1” de diâmetro), aguarda-
se o surgimento novamente da água, deixa-se estabilizar e anota-se novamente a profundidade da 
lâmina. Atentar para a existência de mais de um lençol no mesmo furo, o chamado “lençol 
empoleirado”. Nestes casos devemos revestir o furo para isolar o primeiro lençol, prosseguindo-se a 
perfuração a trado até detectar-se o seguinte. 
 
AMOSTRAS EM MÃOS: 
 
 Laboratório = para análise tátil e visual; 
 Classificação = Definição das camadas de solo sedimentar (tipos e espessuras); 
 Dúvidas em relação a solos que se situam nas fronteiras granulométricas (ex.: argila siltosa ou silte 
argiloso?), executar ensaio granulométrico laboratorial, ex.: limites de Atterberg. 
 Determinar os perfis individuais (por furo) do subsolo, que devem conter: 
 
1) Cota ou Elevação – nivelamento vertical (RN, em corte); 
2) Todas as camadas horizontais encontradas; 
3) Cota do NA (nível d´água); 
4) “N” – num. necessário de golpes (/ camada) à cravação dos últimos 30cm do amostrador. 
 
 
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1.3. SPT-T – MEDIÇÃO TORQUE SONDAGENS SIMPLES RECONHECIMENTO 
 
 A introdução desse ensaio na rotina de serviços de sondagem, assim como o estabelecimento 
das regras básicas para sua interpretação, é obra de Décourt e Quaresma Filho (1991 e 1994). 
Basicamente o equipamento constitui-se de: 
 
 - Torquímetro = capacidade mínima de 50 kgf x m; melhor: 80 kgf x m c/ ponteira de arraste; 
 - Chave soquete = ferramenta sextavada, para aperto ou afrouxo de pinos e porcas; 
 - Disco centralizador = em aço, diâmetro 3”, furo central de 1 ¼”, objetivo de manter a 
percussão centralizada em relação ao tubo guia; 
 - Pino adaptador = tarugo sextavado em aço, diâmetro 1 ¼” com rosca BSP de 1”. 
 
 
 
 A medida de torque, conforme NBR 6484, deve ser feita a cada ensaio de penetração (SPT). 
Depois de cravado o amostrador padrão, retira-se o batedor e coloca-se o disco centralizador apoiado 
no tubo guia e, rosqueia-se na mesma luva do batedor, o pino adaptador. A chave soquete vai no pino 
onde será acoplado por sua vez o torquímetro. O torquímetro serve de alavanca e é movimentado 
circularmente (rotacionado), num plano horizontal e em torno de um operador, onde alguém deve 
observar e anotar o máximo valor lido, interrompendo imediatamente a rotação (no instante da leitura 
máxima). Em alguns casos pode ser interessante anotar o valor residual, após o torque máximo. 
 
1.3.1. O ÍNDICE DE TORQUE (TR) 
 
 O estabelecimento de correlações estatísticas entre o torque e o valor da resistência a 
penetração, permite classificar os solos de acordo com a sua estrutura interna. A principal delas é o 
índice de torque: 
 
TR = T / N 
 
Onde: 
 T = torque medido em kgf x m; 
 N = valor medido SPT, soma do núm. de golpes p/penetração de 30cm do amostrador. 
 
1.3.2. CONCEITO DE “N” EQUIVALENTE (Neq) 
 
 O principal método de interpretação do ensaio SPT-T tem por base o conceito de Neq. 
 A bacia sedimentar terciária de São Paulo é a região (solo) mais estudada do Brasil, cujo índice 
de torque (relação T / N) é de aproximadamente 1,2. 
 Para um solo qualquer, segundo Décort (1991b), o Neq trata-se do valor do torque (T) dividido 
por 1,2. A idéia aqui seria utilizar preferencialmente o valor do torque, mais confiável em relação a 
estrutura do solo que os valores de (N), relacionando um tipo de solo qualquer com o solo de São Paulo, 
10 
 
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pouco estruturados e que possuem um grande número de correlações estabelecidos. Este 
procedimento é recomendado com cautela e não é obrigatório. 
 Outra utilização dos valores de torque é nas correlações diretas entre o atrito unitário de 
estacas e o atrito unitário amostrador (Alonso, 1994). 
 
 
1.4. CORRELAÇÕES DIVERSAS – RESISTÊNCIA SOLO x PENETRAÇÃO “N” DOS 
ENSAIOS SPT 
 
 Devemos lembrar que o SPT trata-se de um ensaio mecânico operado por humanos, ou seja, 
suscetível a erros. Tipos de equipamentos, manutenção, calibrações e falhas de operação (anotação de 
tempos e valores errados), podem ser chamados de nível de eficiência (Ei) do SPT. 
 A eficiência do SPT brasileiro, quando executado rigorosamente de acordo com NBR 6484, fica 
em média de 72% (Décourt et al 1989). Nos EUA atualmente, comercialmente falando, existe venda de 
ensaios com eficiências entre 40% e 95%. 
 
 
1.4.1. CONDIÇÕES BÁSICAS PARA O ESTABELECIMENTO DE CORRELAÇÕES EM 
AREIAS 
 
 Para que encontremos a verdadeira resistência à penetração, dois fatores são fundamentais: 
 
1) Eficiência do SPT; 
2) Nível médio de tensões na profundidade de ensaio. 
 
 Estes valores encontrados devem ser comparados, sempre, a valores de resistência a 
penetração pré-determinadas (ou experimentais) a várias profundidades. Temos também a opção de 
Décourt (1989), que recomenda que os valores de N sejam corrigidos pela seguinte expressão: 
 
CN = (σ’1 / σ’)0,5 e N1 = CN * N 
 
Onde: 
 σ’1 = tensão efetiva para areia normalmente adensada, sujeita a tensão vertical efetiva (σ’V) 
de 100 kPa; 
 σ’ = tensão efetiva ano nível de execução do SPT. 
 
 Mundialmente convenciona-se utilizar um nível de eficiência de 60% (padrão de segurança - Ei = 
60%). O valor de N padronizado, para uma determinada “σ’1“ é designado por (N1)60. 
 
 
EXEMPLO 
 
 Areia normalmente adensada, sem água (NA) e peso específico (N) de 18 kN/m3, teríamos: 
 
 σ’V = 36 kN/m2; 
 Profundidade (Z) = 2,0 m; 
 N60 = 5 (soma golpes – cinco - à prof. de 2,0m, para cravar últ. 30 cm do amostrador); 
 
N1 = CN * N 
N1 60 = (σ’1 / σ’)0,5 * N 
N1 60 = (100 / 36) * 5 
N1 60 = 8,33 golpes 
 
 
11 
 
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 σ’V = 360 kN/m2; 
 Profundidade (Z) = 20,0 m; 
 N60 = 16 (soma golpes - dezesseis - à prof. de 20,0m, para cravar últ. 30 cm do amostrador); 
 
N1 = CN * N 
N1 60 = (σ’1 / σ’)0,5 * N 
N1 60 = (100 / 360) * 16 
N1 60 = 8,43 golpes 
 
 As areias devem ter obrigatoriamente corrigidos seus valores de N-SPT. Repare nos exemplos 
acima que esta areia, a 20m de profundidade, apesar de apresentar N-SPT 16, tem a mesma 
compacidade relativa do que a areia a 2m de profundidade, que apresenta valor de N-SPT 5. O ensaio 
apresenta um índice de compacidade relativa da areia (ID) equivalente a 37%, ou seja, N1 60 / ID2 ≈ 60, 
segundo Skempton (1986). 
 
 
1.4.2. EFEITO DO ENVELHECIMENTO (AGING – AF Aging Factor) 
 
 Aging é um fenômeno que ocorre com as areias, caracterizado pelo aumentoda rigidez com o 
tempo. O fator de idade foi introduzido por Décourt (1989) e é definido como a relação entre a 
resistência à penetração de uma areia naturalmente envelhecida e a resistência que a mesma areia 
daria, mantidas as mesmas condições de densidade de antes do carregamento (ou em laboratório). 
 A tabela 1.02, apresentada por Skempton (1986), mostra a variação da resistência pelo tempo 
do depósito da areia. Fica claro também que valores determinados em laboratórios ou câmaras de 
calibração não devem ser aplicadas na prática. 
 Valores de campo de N-SPT devem ser multiplicados por 0,50 – 0,60 (inverso do fator de idade 
AF) para que correlações com valores obtidos em câmaras de calibração possam ser utilizadas de forma 
adequada, na prática de engenharia. 
 
TIPO IDADE (anos) N1 60 / ID 2 
Ensaios de laboratórios 10-2 35 
Aterros recentes 10 40 
Depósitos naturais > 102 55 
 Tabela 1.02 
 
 
1.4.3. CORRELAÇÃO COM O ÍNDICE DE DENSIDADE (COMPACIDADE RELATIVA) ID 
DAS AREIAS 
 
 Entre as diversas correlações existentes na literatura, recomenda-se as de Skempton (1986), 
válidas para areias naturais normalmente adensadas, reproduzida na Tabela 1.03: 
 
 ID (%) 
0 15 35 65 85 100 
MUITO FOFA FOFA MÉDIA COMPACTA 
MUITO 
COMPACTA 
 
0 3 8 25 42 58 
 (N1)60 
 
 Para areias médias  ID entre 35% e 85%  (N1) 60 / ID 2 ≈ 60; 
 Para areias finas  (N1) 60 / ID 2 ≈ 55; 
 Para areias grossas  (N1) 60 / ID 2 ≈ 65; 
12 
 
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1.4.4. CORRELAÇÃO COM O ÂNGULO DE ATRITO INTERNO (φ) DAS PARTÍCULAS 
DE AREIA 
 
GIBBS e HOLTZ (1957)  DE MELLO (1967, 1971)  DÉCOURT (1989) 
 
 Os estudos de Décourt levam em conta as diferenças entre areias frescas (de laboratório) e 
areias encontradas na natureza (Aging), os efeitos de sobreadensamento e a eficiência dos 
equipamentos e ensaios de SPT. 
 A tabela 1.04 e o ábaco da Figura 1.05 apresentam os valores de ângulo de atrito interno (φ) 
em função de (N1) 60, isto é, do número de golpes N do SPT em uma areia natural (com aging) convertido 
para uma tensão efetiva vertical de confinamento de 1,0 kgf/cm2 (100 kPa), para eficiência padrão de 
60%. 
 
 
 
(N1) 60 Φ (o) 
6,41 30 
7,63 31 
9,02 32 
10,59 33 
12,37 34 
14,41 35 
16,73 36 
19,40 37 
22,48 38 
26,04 39 
30,17 40 
34,99 41 
40,64 42 
47,28 43 
 Tabela 1.04 
 
13 
 
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 No Brasil, para convertermos o N-SPT para N60, basta multiplicar o número de golpes por 1,2 
(72% / 60% = 1,2). Segundo estudos de De Mello (1967-1971) as correlações de N com φ são as mais 
adequadas, muito melhores que as correlações de N com ID. 
 Podemos estimar e comparar ID x φ de solos granulares de características diversas, como 
apresentadas em estudos de Burmister (1948): 
 
 
 
 
1.4.5. RESISTÊNCIA NÃO DRENADA DE ARGILAS SATURADAS 
 
 Decourt (1989), baseado em processos empíricos (e sondagens confiáveis), recomenda que a 
resistência não drenada de argilas saturadas* seja dada por: 
 
Cu = 12,5 N (kN / m2) 
 
* Resistências obtidas a partir de ensaios de compressão triaxial rápidos (Ensaios UU – não adensado / 
não drenado), tendo-se o cuidado de reproduzir em laboratório as tensões e condições “in situ”. 
 
 
1.4.6. MÓDULO DE ELASTICIDADE 
 
 Decourt et al (1989) foi quem sugeriu a correlação do módulo de elasticidade do solo: 
 
E = 30 N72 (MN / m2) 
 
 A tabela 1.05 faz distinção entre três tipos de solo e levando-se em consideração a elevada não 
linearidade no nível de tensões/deformações, ou seja na prática, são válidas para sapatas quadradas 
rígidas com recalques admissíveis da ordem de 1% do seu lado. 
 
TIPO DE SOLO E (MN/m2) 
Areias 3,5 N72 
Solos intermediários 3,0 N72 
Argilas saturadas 2,5 N72 
 
14 
 
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1.4.7. MÓDULO DE CISALHAMENTO MÁXIMO (G0 ou Gmax) 
 
 Segundo Stroud (1988): 
 
G0 = 7,0 N72 (MN/m2) 
 
 Segundo Barros (1992) para argilas lateríticas: 
 
G0 = 47,5 N720,72 (MN/m2) 
 
 
1.4.8. TENSÃO DE RUPTURA DE FUNDAÇÕES DIRETAS EM AREIAS 
 
 Segundo Briaud e Jeanjean (1994) a tensão convencional de ruptura de fundações quadradas, 
rasas, em areias, pode ser aproximadamente avaliada por: 
 
qP ≈ 95 N60 (kN/m2) qP ≈ 115 N72 (kN/m2) 
 
 A ruptura acima considerada não é física mas sim a convencional, definida como a carga 
correspondente a uma deformação de 10% da largura da sapata. 
 
 
1.4.9. TENSÃO DE RUPTURA DE PONTA E DE ATRITO LATERAL DE ESTACAS 
 
 Este tema será abordado profundamente mais adiante em capítulo específico. 
 
 
1.4.10. PRESSÃO DE PRÉ-ADENSAMENTO DE ARGILAS (σ’P) 
 
 Para os solos do estado de SP, Décourt (1989) sugere: 
 
σ’P = 33,33 N72 (kN/m2) 
 
 
 
1.5. INFORMAÇÕES RELEVANTES FORNECIDAS PELO SPT-T E NÃO 
DISPONÍVEIS NO CASO DO SPT 
 
 
1.5.1. PEDREGULHOS NO INTERIOR DE UMA MASSA DE SOLO SEDIMENTAR 
ARENOSO E FRAGMENTOS DE ROCHA EM SOLOS SAPROLÍTICOS 
 
 Em uma camada de areia é freqüente encontrar camadas que ofereçam um ligeiro aumento e 
determinada resistência à penetração, na prática, em locais (camadas) específicos onde os valores de N-
SPT aumentem subitamente, acima de 3x, 4x até mais de 5x a resistência da camada anterior. 
 
 
EXEMPLO 
 
 Considere uma areia com valores de N entre 10 e 15 e valores de torque T entre 12 e 16, a certa 
profundidade; mais adiante em um dado local, mede-se uma penetração N 40, porém, valores de torque 
praticamente na mesma faixa, 10 a 16. Na prática, um relatório deste furo de sondagem está ilustrado 
na figura: 
15 
 
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 Figura 1.07 – Presença de pedregulhos em maciço de solo arenoso 
 
 De acordo com os critérios da NBR 6484, neste ponto teríamos uma areia muito compacta, que 
na realidade trata-se de pedregulho com dimensões semelhantes à do bico do amostrador e, por este 
motivo interferem na medida de N, porém não representam na prática nem mesmo uma densidade 
mais elevada. Os valores de torque não afetados pela presença de pedregulhos de mesmo diâmetro na 
ponta do amostrador, o que demonstra a imprecisão dos valores de N nesta faixa. 
 
1.5.2. IDENTIFICAÇÃO DE SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
 Argilas porosas colapsíveis (SP) podem ser identificadas facilmente através do índice de torque 
“TR”. Valores de TR entre 1,0 e 1,2 indicam solos estáveis com índice de colapsividade IC ≤ 2%, enquanto 
valores de TR iguais ou superiores a 2,0, são indicativos de solos colapsíveis. Isto fica comprovado na 
figura 1.08, extraída de Décourt (1992): 
 
 
16 
 
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1.5.3. EXTRAPOLAÇÃO DA EXPERIÊNCIA ADQUIRIDA COM OS SOLOS DA BACIA 
SEDIMENTAR TERCIÁRIA DE SÃO PAULO (BSTSP) PARA OUTROS SOLOS 
 
 Como já comentado, o solo mais estudado é o da chamada região BSTSP. O conceito de Neq (N-
SPT Equivalente) permite estabilizar alguns valores de casos onde o SPT tradicional apresenta ora 
subavaliados, ora superavaliados, tais como para estimar: 
 
 - Estrutura dos solos (resistência a penetração); 
 - Sobreadensamento em areais; 
 
 A resistência a penetração é determinada com certa precisão pelo torque e índice de torque 
(TR). Para solos da BSTSP essa relação é 1,2 (torque kgf x m). Quanto maior o TR (índice de torque) mais 
estruturado será o solo. 
 Reforçando este procedimento não é obrigatório. Vários estudos mostram o Neq pode ser 
útil não só para a região em questão: Terzaghi e Peck (1948), De Mello (1967-1971), Clayton et al (1985), 
Décourt (1989), Décourt (1993), Décourt e Quaresmo Filho (1994), Décourt e Niyama (1994). Na 
presente data essas relações refletem apenas uma especulação, não se constituindo em algo 
devidamente comprovado. 
 
1.5.4. AVALIAÇÃO INDIRETA DA EFICIÊNCIA DO EQUIPAMENTO QUE SERÁ 
UTILIZADO PARA EXECUÇÃO DO SPT 
 
 Uma vez conhecido o solo e tendo-se estabelecido o provável número de TR, podemos avaliar a 
eficiência do equipamento utilizado com outro qualquer em uso em área próxima. Conforme 
preconizado pela norma brasileira, em um mesmo tipo de solo, os valores de torque não podem variar. 
Os valores de N, porém, são muito sensíveis a variações de eficiência, acarretando variações 
proporcionais no índice TR: 
 
 Equip. descalibrado  num. “X” torque = núm. N superiores ao real = TR inferior ao real; 
 Equipamento cabibrado  num. “X” torque = núm. N padrão = TR próximo do real. 
 
 
1.6. AMOSTRAGEM 
 
 Toda amostragem deve ser precedida de um mapeamento de simples reconhecimento, por 
dois motivos: 
 1) Localizar exatamente a camada desejada; 
 2) Definir amostra adequada para terreno do sub-solo. 
 
 Estas amostras são divididas em dois grandes grupos: 1) Deformada; 2) Indeformada. 
 
 
1.6.1. AMOSTRAGEM DEFORMADA 
 
 Durante o processo de obtenção da amostra, não há preocupação de manter inalteradas a 
estrutura e as condições de umidade do solo. 
 
 Normalmente utilizadas para: 
 
 Determinar características físicas do solo; 
 Estudos de materiais de jazidas de empréstimo; 
 Determinação de parâmetros para compactação (Ensaio de Compactação - Proctor); 
 Determinação de resistência de solos compactados (Ensaio CBR). 
 
 
17 
 
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 À pequenas profundidades estas amostras são usualmente obtidas com: 
 
 Pá e picareta (superficial); 
 Trado concha ou cavadeira manual. 
 
 
 
Procedimentos de coleta: 
 
 Quantidade representativa armazenada em cápsula de alumínio vedada; 
 Em perfurações a trado ou escavadeira deve-se considerar as mudanças de camada e 
armazená-las sem recipientes separados; 
 Cada amostra deve conter: 1) Número; 2) Profundidade; 3) Tipo de material (análise 
visual); 4) Posição em relação ao NA. 
 
 
1.6.2. AMOSTRAGEM INDEFORMADA 
 
 São aquelas onde se espera coletar uma amostra o mais representativa possível da realidade, 
ou seja, mantendo os parâmetros que o solo que apresenta em seu estado natural. Na realidade o que 
se obtém é uma amostra pouco deformada, cuja qualidade é função: 
 
 Qualidade do procedimento de coleta e amostragem; 
 Formas de embalagem, acondicionamento e transporte da amostra; 
 Tempo de armazenamento; 
 Método de retirada e qualidade de ensaio em laboratório. 
 
 Existem, comercialmente falando, três tipos (maneiras) de se obter uma amostra indeformada. 
As opções são escolhidas em função da profundidade, tipo de material, posição da camada em relação 
ao NA. As maneiras mais comuns de amostra indeformada: Blocos (indeformados), Amostras Shelby e 
Amostras Denison. 
 
1) BLOCOS INDEFORMADOS 
 
Normalmente retirados via poços de inspeção: 
 
- Materiais estáveis (solos finos e coesivos); 
- Situados acima do NA; 
- Blocos de aresta 30 cm; 
- Retirados (esculpidos) das laterais e do fundo do poço; 
- Amostras são envolvidas em tela de tecido e parafinadas (manter umidade); 
18 
 
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- Transportados em caixas com serragem; 
- Em laboratório são armazenadas em câmara úmida / fria; 
- Marcar no bloco a orientação ao norte e a identificação das faces superior e inferior. 
 
 Amostras obtidas por intermédio de amostradores: 
 
2) AMOSTRAS SHELBY 
 
 Normalmente retiradas com amostradores de latão, alumínio ou aço inox, de parede fina, 
denominados Shelby. Utilizados em solos de baixa consistência. Quanto maior o diâmetro do 
amostrador, melhor a qualidade da amostra, estes usualmente ficam entre 3” e 4”. 
 A amostragem é realizada com auxilio de equipamento de sondagem a percussão, com uso de 
um tubo de revestimento de 6”. Após a abertura do furo até a cota do início da sondagem, limpa-se o 
canal para garantir a qualidade da amostra, e posiciona-se o amostrador no fundo da vala: 
 
 - Com auxílio de cabo de aço crava-se o amostrador de forma a penetrá-lo no material; 
 - Nunca penetrar demais o amostrador, do contrario ao remover-se a amostra ela sofreria 
compressão, deixando de ser indeformada; 
 - Retirada a amostra, imediatamente sela-se as extremidades com parafina; 
- Transportados em caixas com serragem; 
- Em laboratório são armazenadas em câmara úmida / fria; 
- As amostras devem ser mantidas sempre na vertical (conforme posição natural). 
 
3) AMOSTRAS DENISON 
 
 Amostras removidas com auxílio de sonda rotativa e utilização de amostradores Denison. Tais 
amostradores levam em seu interior uma camisa de latão onde fica acondicionada a amostra retirada. 
Este tipo de amostra é ideal para solos com certa resistência e camadas situadas abaixo do NA. Quanto 
maior o diâmetro do amostrador melhor a amostra, sendo que, comercialmente falando, geralmente o 
diâmetro disponível da camisa é de 2 ½”, e o bom equipamento contém: 
 
 - Amostrador Denison com perfuração rotativa e tubo de revestimento HW; 
 - Sistema rotativo com avanço refrigerado à água e proteção para amostra; 
 - Sistema de proteção da amostra ao movimento de rotação do amostrador. 
 
 
1.7. PRESSIOMÊTROS 
 
 É um aparelho idealizado pelo Engenheiro francês Louis Ménard, e permite a determinação das 
características de rigidez de uma ampla gama de solos e rochas. 
 
19 
 
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 Os resultados são altamente influenciados pela maneira como é instalado o aparelho. O 
aparelho deve ser instalado em um furo previamente aberto, com o mesmo diâmetro do pressiômetro 
e, em solos adversos, deve ser colocado no interior de um tubo ranhurado. Depois de introduzido o 
aparelho, a pressão no seu interior é aumentada, o que provoca um estado de expansão cilíndrica do 
solo em volta do mesmo, sendo obtida sua deformação radial diretamente pela quantidade de água que 
é introduzida no interior da célula. Esta pressão é introduzida e aumentada em estágios mantidos 
constantes por dois minutos. 
 
 A apresentação (relatório final) consta de um gráfico onde são apresentadas as deformações 
plásticas (“creep”), medidas de 30s a 120s, em função da pressão corrigida, bem como a deformação 
total, após os 120s. 
 
 Para os cálculos o solo deve ser admitido como material elástico e classificado em função do 
furo executado: 
 
 
 Ensaio realizado em furo previamente aberto: 
 
 
Módulo de cisalhamento: 
 
 
Gpr = (Vc + Vm) * Δp / ΔV 
 
 
Onde: 
 Vc = volume inicial da célula de medida; 
 Vo = volume da célula de medida no início da parte retilínia da curva pressiométrica. 
 
 
Vm = Vo + (ΔV / 2) 
 
 
 Δp / ΔV = inclinação da parte retilínia da curva pressiométrica. 
 
 
 
 Ensaio realizado no interior de tubo ranhurado: 
 
 
Módulo de cisalhamento: 
 
 ______________________ 
Gpr = Δp / ΔV *  (Vc + Vm) * (Vt + Vm) 
 
Onde: 
 Vt = volume inicialmente ocupado pelo tubo. 
 
 
Módulo de elasticidade pressiométrico (Ep): 
 
 
E = 2 * G * (1 + ) 
 
 
 Admitindo-se  = 0,333, temos: 
 
 EpR = 2,67 * Gpr 
20 
 
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 Segundo Amaret al (1989), até este ano (data) haviam somente cerca de 250 pressiômetros 
instalados e funcionando em todo o mundo, sendo a grande maioria na França. 
 No início da década de 70, foi criado pelo Lab. dês Ponts et Chaussées (França) e Universidade 
de Cambrigde (Inglaterra), o pressiômetro autoperfurante, indicado para uma faixa restrita de solos. Até 
1989 haviam cerca de 25 equipamentos deste tipo operando na Europa. No Brasil temos apenas um, 
instalado e à disposição de todos na USP. 
 
 
1.8. ENSAIO DE CARREGAMENTO DE PLACA (PROVA DE CARGA) 
 
 Uma das melhores maneiras para se determinar as características de deformação do solo. No 
Brasil é comum o uso de placas circulares de ferro fundido ou aço, com 80 cm de diâmetro e, mais 
recentemente, iniciou-se a execução com provas de carga em placas de pequeno diâmetro (5” = 
12,7cm), no interior de tubos de revestimento de 6” (Décourt e Quaresma, 1996). 
 
 
21 
 
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 A NBR 6489 utiliza a tensão considerada admissível (σAD), esta deve ser a menor entre q10 e 
1/2*q25, respectivamente as tensões correspondentes a deformações de 10mm e 25mm. Na prática 
pode-se adotar a segunda condição (1/2*q25), sempre a mais crítica. Fundações dimensionadas de 
acordo com o critério σAD = 1/2*q25, tem coeficiente de segurança aproximadamente três vezes maior, 
em relação à ruptura convencional. 
 
 O ensaio: 
 
* Aplicam-se cargas da ordem de 5 a 10% da carga de ruptura prevista; 
* Recalques lidos a 1, 2, 4, 8, 15, 30 minutos, até a estabilização dos mesmos; 
 * Permite determinar o módulo de elasticidade do solo; 
 * O módulo de elasticidade (E) varia com o nível de deformação (tensão) considerado, vejam 
abaixo. 
 
 
 Para placas circulares rígidas, de diâmetro “d”, temos: 
 
 
E = [( * q * d) / 4*s] * (1 - 2) 
 
Onde: 
 q = tensão aplicada à placa; 
 E = módulo de elasticidade; 
  = coeficiente de Poisson; 
 s = recalque medido. 
 
 
 Para placas quadradas rígidas, de lado “b”, temos: 
 
 
E = [(q * b * I) / s] * (1 - 2) 
 
Onde: 
 I ≈ 0,84 = coeficiente pré-definido pela literatura. 
 
 
1.9. ENSAIOS DE CONE (CPT) E PIEZOCONE (CPTU) 
 
 
1.9.1. ENSAIO DE CONE (HOLANDES) 
 
 Também chamado de ensaio de penetração estática ou ensaio de cone holandês (mecânico). 
Iniciado na década de 30, dois equipamentos foram experimentalmente desenvolvidos com a finalidade 
de obter-se dados sobre a consistência dos depósitos aluviais do oeste da Holanda (camadas arenosas 
subjacentes à argila, para estudos de implementação de estradas e fundações em estacas. 
 Os equipamentos consistiam basicamente de um conjunto de hastes (atuantes dentro de tubos 
de revestimento) tendo na extremidade inferior um cone com ângulo de vértice de 60o e uma base de 
10cm2. 
 
 O ensaio: 
 
 Crava-se a uma velocidade de 1cm/s, alternadamente: cone, todo conjunto, cone, todo cj..; 
 Registra-se a carga necessária para cada cravação; 
 Registram-se as resistências de ponta e a resistência total (ponta + atrito lateral); 
 Rápida execução; 
 Confiabilidade dos resultados; 
 Baixo custo; 
 Inúmeros resultados ao longo da profundidade ensaiada. 
22 
 
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 No Brasil o cone de atrito, ou cone de Begemann, foi introduzido por volta de 1965. Este possui 
atrás uma luva de atrito com 150cm2 de área lateral. 
 
 
 
 Voltando ao ensaio, ao procedimento propriamente dito: 
 
 Inicialmente crava-se apenas o cone (4cm); 
 Registra-se nesta etapa a “resistência da ponta”; 
 Em seguida avança-se as hastes internas (+ 4cm), cravando o conjuno “cone + luva atrito”; 
 Registra-se nesta etapa a “resistência de ponta + resistência lateral”; 
 Procede-se então a descida das hastes externas ao longo de 20cm (luva atrito + cone); 
 A partir daqui repete-se a seqüência de procedimentos. 
 Resultado final = gráfico função da “Profundidade x Atrito lateral local”; 
 A capacidade máxima dos equipamentos de cravação é da ordem de 170 kN. 
23 
 
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 A referência internacional (ISSMFE, 1989) para o ensaio CPT menciona que o movimento 
mínimo do cone deva ser de 0,5 vezes o diâmetro do cone; a NBR 12069 (1991) estabelece uma 
penetração entre 35,5mm e 71,0mm para cravação do cone a velocidades de até 2,0cm/s. 
 No Brasil o ensaio chegou a meados da década de 50, trazido pela Cia. de Estacas Franki 
(empresa belga), e é amplamente utilizado nas cidades de Belo Horizonte, Porto Alegre, São Paulo e 
Brasília que, devido aos seus tipos de solo, tem no ensaio de penetração estática um auxiliar eficaz na 
elaboração dos projetos, principalmente de estacas. 
 
 
1.9.2. ENSAIO DE CONE ELÉTRICO 
 
 Os cones elétricos têm as mesmas dimensões básicas dos cones mecânicos – ângulo de cone 
60o e 10cm2 de base. Segundo De Ruiter (1971) existem dois tipos de cones: 1) Cone normal = capaz de 
medir apenas a resistência de ponta; 2) Cone de atrito = determina também o atrito lateral. 
 Um conjunto de hastes metálicas, de 1m de comprimento, transmite a força de cravação da 
máquina ao cone; interiormente as hastes passa o cabo de alimentação do cone. A resistência de ponta 
é obtida continuamente (analogicamente) ou em intervalos centimétricos (digitais); os dados podem ser 
registrados em gráfico simultaneamente a realização do ensaio. A resistência de atrito lateral é medida 
através de uma célula de carga fixada à luva de atrito. A ponta cônica e a luva de atrito são 
mecanicamente independentes. 
 O equipamento de ensaio foi padronizado pela ISSMFE em 1989, conforme ilustra as duas 
próximas figuras, sendo a última um esquema da parte interna do cone elétrico de atrito. 
 
 
 
 
1.9.3. FATORES INTERVENIENTES NO RESULTADO DO ENSAIO 
 
 
 Desvios da vertical: as causas mais comuns são obstruções tais como pequenas pedras e uso de 
hastes não perfeitamente retilíneas, sobretudo próximas ao cone. A sucessão de camadas 
moles (ou fofas) e duras (compactas) também podem acumular erros. A NBR 12069 indica 
ainda o uso de inclinômetros para ensaios com mais de 25m, principalmente em terrenos com 
pedras ou pedregulhos. Inclinações muito elevadas causam erros na resistência de ponta m 
função do atrito entre hastes internas e externas; 
 
24 
 
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 Variação da temperatura: este fator é significativo no caso onde haja perfis, ao longo da 
profundidade, de solos congelados e não congelados. É necessário também fazer a correção do 
efeito da temperatura quando a leitura inicial (zero do ensaio) é feito com o cone fora do solo, 
ou seja, é importante determinar a temperatura do cone e não a ambiente. No clima brasileiro 
o cone deve estar sempre protegido, à sombra, de preferência em algum lugar cuja 
temperatura esteja próxima à do terreno, por ocasião da leitura inicial. Para correção desta 
distorção, vale registrar que existem cones com emprego de termopares internos. 
 Faixa de trabalho das células de carga: a capacidade de carga das células de ponta da maioria 
dos cones atualmente gira entre 50 e 80 kN. Desta forma, o ensaio é bom em areias compactas, 
sendo que nas argilas moles e médias ocorre uma perda de acurácia. O uso de células com 
maior capacidade resulta em cones mais robustos, os quais podem penetrar areias compactas 
sem sofrer tantos danos com obstáculos naturais (pedras). Deve usar sempre células de carga 
de alta qualidade além de calibrar-se cuidadosamente o equipamento para vários níveis de 
carregamento. 
 Ingresso de solo nas ranhuras do cone: em função das tensões geradas pela própria cravação, 
há uma tendência de que o solo seja forçado para o interior do cone,o que sugere o emprego 
de selos para solo, geralmente constituídos de anéis de borracha; 
 Ação da poro-pressão nas ranhuras do cone (será visto a fundo em “piezocone”); 
 Velocidade de cravação. 
 
1.9.4. O CONE ELÉTRICO NO BRASIL 
 
 No Brasil os primeiros ensaios foram feitos para fundações off-shore (1985 - plataformas) e 
continuam até hoje sendo feitos em escala reduzida. No caso de argilas moles deve-se empregar o 
piezocone (veremos adiante), sendo que da iniciativa privada, contamos apenas com uma única 
empresa atuando, sobretudo no estado de São Paulo. 
 
1.9.5. COMPARAÇÃO ENTRE O CONE ELETRICO E CONE MECÂNICO 
 
 O cone mecânico continua sendo amplamente utilizado no Brasil e, por motivos cronológicos, a 
literatura internacional apresenta abundantes correlações baseadas em resultados dos ensaios 
mecânicos. 
 Diferenças entre um e outro equipamento são esperadas, em função da diversidade na forma 
dos penetrômetros e do processo de avanço de cone. A resistência de ponta (qc), entretanto, nenhuma 
diferença sistemática apresentou, em todos os casos onde foi possível realizar uma comparação. Tal 
afirmação é ilustrada na Fig. 1.16; embora apareçam diferenças nos valores de “qc“, estas se devem as 
margens de erros – serem diferentes (entre ensaio mecânico e elétrico) – e, à sensibilidade do cone 
elétrico em perceber camadas de micro espessuras (valores de pico mais pronunciados). 
 
 
25 
 
FUNDAÇÕES E CONTENÇÕES – FTEC – PROF. ANDRÉ LUÍS ABITANTE 
 
 Podem ocorrer diferenças significativas em argilas moles, provenientes da ação da poro-
pressão sobre a base do cone. Já em areias há uma tendência de valores menores de qc para o cone 
mecânico, exceto no caso de solos muito fofos, onde o contrário acontece. 
 A figura 1.17 retrata a influência devida à diferença da forma de avanço de cone. 
 
 
 Em relação ao atrito lateral (fs), as diferenças são muito mais significativas. De fato na figura 
1.16 podemos observar que os resultados obtidos com o cone elétrico são, em média, a metade dos 
provenientes do cone de Begemann - isto se deve a resistência extra imposta no bordo inferior da luva 
de atrito do cone de Begemann. 
 Vale salientar, que pode ser estimado através do ilustrado na figura 1.13, o custo total dos 
equipamentos necessários: custo do cone em si; sistemas de aquisição de dados; sistemas de calibração 
e recursos humanos – desta forma o equipamento só gera lucro com demanda constante, ou seja, no 
campo cada unidade deve operar continuamente. Essa é a provável razão pela não popularização do 
sistema no Brasil, e reinado quase absoluto do ensaio SPT(T). 
 
1.9.6. A SONDA PIEZOMÉTRICA 
 
 A primeira medida de poro-pressão efetuada durante a cravação de uma ponta de sonda foi 
realizada em 1971 (Wissa et al, 1975). As sondas piezométricas constituem-se basicamente de uma 
ponta cônica com um elemento poroso (cilíndrico) instalado na extremidade, conectadas a um 
transdutor elétrico de pressão. 
 
 
26 
 
FUNDAÇÕES E CONTENÇÕES – FTEC – PROF. ANDRÉ LUÍS ABITANTE 
 Esta sonda, em argilas normalmente adensadas, gera valores elevados de excesso de poro-
pressão (Δu) devido à ação de cravação da sonda. No caso de solos mais permeáveis, como já era de se 
esperar, praticamente não há geração de excesso de poro-pressão. Graficamente isto significa (figura 
1.19): 
 
 
 Presenças de camadas permeáveis, no interior de maciços de argila, são representadas por 
quedas súbitas no diagrama de poro-pressão x profundidade; 
 Presenças de lentes de argila em maciços de areia são registradas por picos de poro-
pressão; 
 Para areias muito compactas ou argilas pré-adensadas, observa-se a geração de poro-
pressões negativas. 
 
 
1.9.7. O PIEZOCONE 
 
 No início dos anos 80 passou-se mundialmente a empregar elementos de medida de poro-
pressão incorporados aos cones elétricos, criando o chamado PIEZOCONE (De Ruiter, 1982). 
 A posição do elemento poroso, desde sempre, trata-se do principal elemento de discussão 
científica, acerca do melhor local para instalá-lo na sonda. A figura 20 mostra as principais posições de 
instalação de um ou mais elementos porosos (ISSMFE, 1989). É certo e comprovado que a base do cone 
é a posição adequada para se fazer a correção da resistência de ponta, o que é considerada uma 
vantagem fundamental da posição “u2”. 
 
27 
 
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 Existem hoje piezocones com elementos porosos em mais de uma posição, conhecidos como 
McClelland e Fugro (03 elementos - Bayne e Tjelta, 1987) e Oxford/Fugro (04 elementos – Sills et alii, 
1988a). A figura 21 mostra valores de poro-pressão medidos em argila no município de Sarapuí/RJ, em 
quatro posições de elementos porosos ao longo do piezocone: 
 
 
 
 
 
 CORREÇÃO DA RESISTÊNCIA DE PONTA E DO ATRITO LATERAL 
 
 O desenvolvimento do piezocone, além da medida de poro-pressão gerada pela cravação, 
constatou que ensaios de cone (convencionais) em solos saturados apresentavam erros relativos à 
medida de resistência de ponta (qC) e do atrito lateral (fS). Este erro é devido à ação da água sobre as 
ranhuras do cone, sendo relevante em argilas moles, nos casos onde a poro-pressão gerada é grande se 
comparada à resistência de ponta. 
 
 A correção da resistência de ponta (qC) em função da poro-pressão medida na base do cone 
(u2), foi proposta por Campanella et alii (1982), como: 
 
 
qT = qC + u2 * (1 – a) 
 
28 
 
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Onde: 
 qT = resistência de ponta corrigida; 
 a = AN / AT (relação de áreas figura 22). 
 
 
 
 Quando não é possível utilizar (medir) a poro-pressão na base do cone, devemos utilizar a 
expressão de Lunne et alii (1986): 
 
qT = qC + kC * u * (1 – a) 
 
Onde: 
 kC = u2 / u  fator de correção ligado a posição do elemento poroso e a base do cone; 
 u = poro-pressão medida. 
 
 Para os casos onde a poro-pressão é medida na face (u1) ou no vértice do cone, podemos 
adotar como valor de kC ≈ 0,8, para depósitos de argilas moles normalmente adensadas e levemente 
pré-adensadas. 
 
 Quanto à correção do atrito lateral (fS) medido, devemos seguir a expressão proposta por 
Konrad (1987): 
 
 
29 
 
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fT = fS – [u2 * (Asb / Al)] + [u3 * (Ast / Al)] 
 
Onde: 
 fT = atrito lateral corrigido; 
 Asb e Ast = áreas da base e do topo da luva de atrito, respectivamente (fig. 23). 
 
 A resistência de ponta é corrigida em praticamente todos os ensaios, sendo que o mesmo não 
ocorre em relação ao atrito lateral, onde normalmente são apresentados os valores de campo. 
 
 
 PIEZOCONE NO BRASIL 
 
 A atuação de piezocones no Brasil ainda está praticamente restrita às universidades, sendo as 
instituições mais dedicadas: COPPE/UFRJ, PUC/RJ, UFPE, UFRGS e UFPB. 
 
 
 
 Na iniciativa privada, com auxílio da PUC/RJ, a Petrobrás possui um piezocone para uso em 
águas profundas. A empresa Grom (incubada pelo COPPE/UFRJ) atua no desenvolvimento de um 
piezômetro de ultima geração. 
 A principal utilização do ensaio tem sido relativa à estimativa de propriedades de depósitos 
argilosos moles. 
 
 
1.9.8. APLICAÇÕES DOS ENSAIOS 
 
 As aplicações em engenharia dos ensaios de cone e piezocone podem ser divididos em três 
grupos: i) classificação e estratigrafia dos solos; ii) obtenção de parâmetros geotécnicos e iii) aplicação 
direta ao projeto de fundações (Danziger e Lunne, 1994). 
 
a) GRANDEZAS MEDIDAS E CORRIGIDAS 
 
No caso do CPT: 
 
- Resistência de ponta (qc); 
- Atrito lateral (fS); 
 
30 
 
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No caso do CPTU: 
 
- Resistência de ponta (qc); 
- Atrito lateral(fS); 
- Poro-pressão (geralmente u1 ou u2). 
 
 Apenas no caso do piezocone, como já vimos, é possível fazer a correção da resistência de 
ponta (qT), bem como do atrito lateral (fT). 
 
b) PARÂMETROS DERIVADOS 
 
 O primeiro parâmetro derivado empregado foi a razão (ou relação) de atrito, FR = fS / qc; 
utilizada para classificação dos solos. Hoje FR é utilizado geralmente com os parâmetros corrigidos, ou 
seja, FR é denominado como: 
 
FR = fT / qT 
 
 Para melhorar a capacidade de classificação dos solos: 
 
Bq = (u2 – u0) / (qT – σVO) 
 
 Wroth (1984) recomendou o parâmetro (Bq) padrão para interpretação de ensaios de 
piezocone. Assim como têm sido propostos parâmetros usando valores de poro-pressão ao longo do 
piezocone: 
 = (u2 – u0) / (u1 – u0) 
PPD = (u1 – u0) / u0 
PPSV = (u1 – u0) / σVO 
 
 Cabe lembrar que tais parâmetros só podem ser obtidos ser obtidos com piezocone capaz de 
medir a poro-pressão em mais de uma posição ou, no caso de piezocones comuns, é preciso realizar 
dois ensaios com piezocones possuindo elementos porosos em diferentes posições (Sully et alii, 1988a). 
 
c) CLASSIFICAÇÃO E ESTRATIGRAFIA DOS SOLOS 
 
 O ábaco de Begemann (1965), constante na figura 25, tornou-se um clássico para ensaios 
realizados com o cone de Begemann, já que foi elaborado com base em considerações teóricas e 
numerosos ensaios realizados na Holanda. Observem que para mesmos valores de fS, as areias 
apresentam maiores valores de qC, ou seja, as argilas exibem maior fs que as areias para um mesmo qc. 
 
 
31 
 
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 O ábaco anterior e as modificações acima citadas não podem ser empregados em ensaios de 
cone elétrico ou de piezocone 
 O atrito lateral geralmente é substituído pela poro-pressão, substituição devida ao fato de que 
o atrito lateral é a grandeza menos confiável das três medidas pelo piezocone (resistência de ponta, 
atrito lateral e poro-pressão). 
 Para concluirmos sobre CPT e CPTU, é importante salientar a importância de desenvolvimento 
de correlações locais ou ábacos de classificação ajustados regionalmente. No que se refere a 
estratigrafia, o cone elétrico possui uma maior sensibilidade para detectar camadas de pequena 
espessura, já o cone mecânico tende a mostrar o solo mais homogêneo do que realmente é. O 
piezocone possui um potencial ainda maior de definição do subsolo. 
 
d) OBTENÇÃO DE PARÂMETROS GEOTÉCNICOS 
 
 Numerosas propostas existem na literatura internacional para obtenção de diversos 
parâmetros geotécnicos, grande maioria ligada a ensaios de piezocone. 
 
 De acordo com o piezocone, os parâmetros que podem ser estimados para areias: 
 
 Densidade relativa (Dr); 
 Parâmetro de estado (Ψ); 
 Tensão horizontal “in situ” (σho, σ’ho ou k0); 
 Ângulo de atrito efetivo (φ’); 
 Módulo de Young (E); 
 Módulo edométrico (Ead); 
 Módulo cisalhante máximo (Gmax). 
 
 A maioria das propostas é proveniente de correlações empíricas obtidas em câmaras de 
calibração (amostras frescas), ou seja, devemos ter cuidado extra no caso de depósitos naturais de 
areia, em sua grande maioria envelhecidos (“aging”). 
 
 De acordo com o piezocone, os parâmetros que podem ser estimados para argilas: 
 
 Resistência não drenada (Su); 
 Relação de pré-adensamento (OCR); 
 Sensibilidade (St); 
 Coeficiente de empuxo no repouso (Ko); 
 Parâmetros efetivos (c’ e φ’); 
 Modulo de Young (Eu); 
 Módulo edométrico (Ead); 
 Módulo cisalhante máximo (Gmax); 
 Coeficiente de adensamento (ch ou cV); 
 Permeabilidade (kh ou kv). 
 
 Alguns dos parâmetros acima são obtidos via correlações com resultados obtidos em 
laboratório e no campo, por este motivo, o uso de correlações requer o conhecimento da forma pela 
qual elas foram estabelecidas, de modo a empregá-las de forma adequada. 
 Lunne et alii (1989) avaliaram o grau de acurácia, conforme tabela da figura 26. Neste capítulo 
faremos algumas considerações quando a obtenção dos três principais parâmetros: Su, OCR e Cv. 
 
 
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FUNDAÇÕES E CONTENÇÕES – FTEC – PROF. ANDRÉ LUÍS ABITANTE 
 Em relação à resistência não drenada (Su) existem várias propostas na literatura, sendo as mais 
utilizadas àquelas que trabalham com grandezas chamadas fatores de cone, definidas como: 
 
NKT = (qT – σVO) / Su 
 
NΔu = Δu2 / Su 
 
NKE = (qT – u) / Su 
 
 O fator NKT emprega o valor da resistência de ponta corrigida (qT) em substituição à resistência 
de ponta medida no CPT (qc), tal como utilizado desde o início por Begemann (1963). 
 O fator NΔu representa uma forma alternativa e independente da anterior para obtenção de Su 
via ensaio de piezocone, uma vez que provem da medida da poro-pressão e não da resistência de ponta. 
Este fator depende muito do índice de liquidez do solo (IL). 
 
 É uma grande vantagem a possibilidade da estimativa de Su com piezocone através de duas 
grandezas medidas de forma independente, a resistência de ponta e a poro-pressão. 
 
 O fator NKE também pode ser utilizado para estimar Su, porém, neste caso, possui forte 
limitação para parâmetros em argilas moles, onde qC (e qT) são muito próximos de “u”. 
 
 Em relação à estimativa de OCR, uma delas foi proposta por Wroth (1984) a partir de resultados 
de ensaios feitos em depósito na Noruega, e está apresentada no gráfico da figura 27, onde fica claro a 
redução de Bq com o crescimento de OCR. 
 
 
 
 Em relação à estimativa do coeficiente de adensamento (cv), esta é feita através da realização 
de ensaio de dissipação, que consiste no registro de poro-pressões ao longo do tempo, uma vez 
interrompida a cravação do piezocone, numa profundidade previamente estabelecida. 
 Existem alguns métodos para interpretar resultados do ensaio de dissipação. Levadoux (1980) 
mostrou que o adensamento que se segue à interrupção da cravação é governado pelo coeficiente de 
adensamento horizontal (ch). As deformações induzidas pela cravação do cone fazem com que o valor 
obtido no ensaio corresponda ao do material em condições pré-adensadas. A estimativa de ch é feita 
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através da expressão abaixo, sendo quase sempre utilizado o valor de t50, o tempo correspondente a 
50% do adensamento previsto. 
 
ch = (R2 * T) / t 
 
Onde: 
 R = raio do piezocone; 
 T = fator tempo; 
 t = tempo. 
 
 Thomaz (1986) preconizou uma curva comparativa entre a teórica e de ensaio, de tal forma que 
se possa fazer o melhor ajustamento. 
 O problema de penetração profunda é melhor tratado de forma bidimensional do que 
unidimensional, permitindo a variação do índice de rigidez (Ir) durante análise. A figura 28 apresenta 
esta solução, para diferentes posições do elemento poroso e Ir = 100. Houlsby e Teh (1988) definem um 
novo fator tempo: 
 
T* = ch * t / (R2 * Ir) 
 
 Desta forma obtemos com T* uma faixa estreita das curvas teóricas para Ir entre 50 e 500. O 
caso do elemento poroso na face do cone (u1) consta no segundo gráfico da figura 28. Aqui a principal 
desvantagem é a necessidade de se estimar o índice de rigidez (Ir) e, assim, surge a necessidade de 
realização de ensaios em laboratório. Danziger et alii (1996) indica ensaios triaxiais UU para obtenção de 
resultados satisfatórios. 
 
 
34 
 
FUNDAÇÕES E CONTENÇÕES – FTEC – PROF. ANDRÉ LUÍS ABITANTE 
e) APLICAÇÃO DIRETA AO PROJETO DE FUNDAÇÕES 
 
 Numerosas e crescentes são as aplicações diretas do CPT e CPTU em projetos de fundações, ou 
seja, sem passar pelos parâmetros geotécnicos. 
 Sem dúvida a principal aplicação direta do ensaio diz respeito à estimativa de capacidade de 
carga de estacas. No Brasil o método de Aoki e Velloso (1975) é baseado no CPT e, quando usado combase no SPT, correlações entre ambos são utilizadas e apresentadas no item seguinte (1.9.9). Quase 
todos os métodos existentes são baseados no cone mecânico, o que sugere tratamento de dados – por 
exemplo: no caso de argilas saturadas (onde a diferença entre qc e qt é elevada), o método de Almeida 
et alii (1996), baseado no piezocone, é recomendado. A estimativa de recalques de fundações 
superficiais em areias deve ser feito segundo método de Schmertmann (1970, 1978). Outras aplicações 
diretas ao projeto de fundações foram mencionadas em Lunne et alii (1989): 
 
 Estimativa da capacidade de carga de fundações superficiais; 
 Avaliação do potencial de liquefação das areias; 
 Controle de eficiência de compactação de solos arenosos em profundidade; 
 Avaliação da capacidade de fundações tipo “skirt” para estruturas “off shore”. 
 
 É enorme o potencial do CPT e CPTU em aplicações na engenharia civil, sobretudo pela 
facilidade de se adicionar novos transdutores ao cone. Na área ambiental o seu uso é crescente, onde 
foram introduzidos no cone medidores de resistividade/condutividade e permissividade elétrica, pH e 
detetores de íons (Robertson et alii, 1995). 
 
 
1.9.9. CORRELAÇÕES SPT x CPT 
 
 Para estimarmos o comportamento de fundações é de todo conveniente que se disponha de 
correlações entre os dois ensaios. No Brasil temos um grande número de dados para os solos do RJ e SP. 
Os valores da tabela 01 (figura 29) correspondem ao N do SPT sem qualquer correção (N60). 
 Para os solos de SP Alonso (1980) sugere os valores da tabela 02, também relativos a N sem 
qualquer correção. Em ambas as tabelas observam-se a redução de K quando se reduz a dimensão dos 
grãos do solo. Podemos na prática considerar os valores de K entre 0,6 e 0,2 MPa / golpe / 0,3 m. 
 Em ambos os casos (tabelas abaixo) o equipamento mecânico de CPT foi empregado. 
 
 
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1.10. ENSAIOS DE PALHETA “IN SITU” 
 
 Um dos primeiros ensaios para determinação da resistência não drenada do solo, popularizado 
a partir dos anos 40 na Europa. Cadling e Odenstadt (1950) padronizaram as medidas (dimensões) e 
velocidade de rotação da palheta, além de apresentar o procedimento para determinação da 
sensibilidade do solo após amolgamento do mesmo in situ. 
 
1.10.1. PRINCÍPIOS DO ENSAIO 
 
 Principal ferramenta para medição da resistência não drenada (Su) do solo mole, o ensaio 
consiste: 
 
 Rotação constante de palheta cruciforme (a velocidade padrão); 
 Profundidades pré definidas; 
 Medida de toque (T) / Rotação = determinação dos valores de Su (solo natural e amolgado). 
 
 
 
 Para condição não drenada, solo isotrópico, Su constante (entorno da palheta) e altura (H) igual 
ao dobro do diâmetro da palheta, podemos utilizar a seguinte equação: 
 
Su = 0,86 * T / ( * D3) 
 
 Ocorre uma variação de Su entre o topo e a base da palheta, graficamente falando em forma de 
parábola, crescente com o raio da palheta ou deformação cisalhante, a que mais se aproximar de 
valores experimentais e numéricos. Entretanto na prática adota-se a hipótese de Su constante em torno 
da palheta, o que valida o uso da equação acima. 
 
1.10.2. FATORES QUE INFLUENCIAM RESULTADOS DE ENSAIO DE PALHETA 
 
a) FORMA E DIMENSÕES DA PALHETA 
 
 A mais comum é de formato retangular e, conforme NBR 1095, nas dimensões de 130mm x 
65mm. Palhetas de dimensões diferentes não produzem os mesmos resultados (Davies e outros, 1989). 
 
b) INSERÇÃO DA PALHETA 
 
 O ensaio pode ser realizado no fundo de um furo de sondagem previamente realizado 
(“borehole Vane”) ou utilizando o equipamento de palheta “Vane borer” dotado de uma sapata de 
proteção da palheta que penetra na profundidade desejada. Andresen (1981) comprovou que a palheta 
deve ser cravada de 3 a 6 vezes o diâmetro abaixo do fundo do furo, minimizando efeitos de 
amolgamento prévios à inserção da palheta. 
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c) VELOCIDADE DE ROTAÇÃO DA PALHETA 
 
 A velocidade de rotação padrão utilizada no ensaio é 6o/min, a qual assegura a condição não 
drenada, necessária para casos de argilas moles. Cabe lembrar que não é fácil manter a velocidade de 
rotação constante em grandes profundidades, devido à flexibilidade à rotação do sistema de hastes, que 
transmite o torque da palheta à superfície. Alguns autores recomendam duplicar a velocidade de 
rotação a profundidades maiores de 15m. 
 
d) TEMPO ENTRE CRAVAÇÃO E ROTAÇÃO DA PALHETA 
 
 O tempo decorrido entre a cravação e a rotação da palheta interfere no resultado do ensaio, 
devido a dissipação das poro-pressões geradas pela cravação da palheta e ganho de resistência 
decorrentes de efeitos tixiotrópicos da argila. A NBR 1095 padroniza o tempo de espera em 1min. 
 
e) ATRITO 
 
 A medição de torque se dá em geral por dispositivo mecânico (Ortigão, 1987) instalado na 
superfície do terreno. Deve-se cuidar para que não sejam incorporadas ao torque, medidas indevidas, 
como atritos internos no equipamento e no contato haste/solo. O atrito haste/solo é praticamente 
inexistente no equipamento com sapata. 
 
1.10.3. INTERPRETAÇÃO DO ENSAIO DE PALHETA 
 
 Como já foi dito, o ensaio de palheta in situ é o principal procedimento para determinação da 
resistência não drenada do solo (Su). Estes valores devem ser corrigidos (Bjerrum, 1973), principalmente 
quando utilizados em análise de estabilidade de aterros, através dos índices de plasticidade wp (sem 
secagem prévia das amostras), natureza do material, possibilidade de ruptura compartilhada. 
 Nenhum tipo de correção deve ser aplicado em ensaio de argilas turfosas (tipo Juturnaíba). 
Recomenda-se um ensaio triaxial para comparação de resultados, sendo a mais econômica o ensaio UU. 
 Adicionalmente recomenda-se o calculo teórico do perfil de Su – teoria dos estados críticos – 
que requer o conhecimento do histórico de tensões do depósito. A figura 31 compara o perfil de Su 
definido por estados críticos para argila de Pentre; notem a grande dispersão de resultados, nada 
incomum neste tipo de ensaio, o que comprova que o projeto deve ser feito a partir de uma 
combinação de ensaios de laboratório e de campo, além de equações teóricas. 
 
 
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1.11. O DILATÔMETRO 
 
 Equipamento desenvolvido na Itália por Marchetti (1975) e ajustado por Schmertmann (1983); 
basicamente constitui-se: 
 
 
 
 Placa em aço inox com 220mm de comprimento, 95mm largura e 14mm espessura; 
 Ponta formando ângulo de 20o; 
 Em uma face apresenta uma membrana metálica de 60mm diâmetro; 
 Placa é cravada a uma velocidade entre 2 e 4cm/s – padrão é 2cm/s; 
 Ensaio realizado a cada 20cm; 
 O dilatômetro é conectado a uma unidade de controle e leituras localizada na superfície, 
através de um tubo de nylon com um cabo elétrico interno; 
 Interrompida a cravação aplica-se pressão atrás da membrana: 
Leitura A = posição de repouso (deslocamento zero); 
Leitura B = correspondente a 1mm de deslocamento da membrana. 
 
 Quando inicia-se a aplicação de pressão a membrana tem deslocamento negativo e, com a 
continuidade da aplicação, a mesma tende a retornar a posição de repouso, momento em que se 
registra a leitura “A”. Com a pressão em crescimento, a membrana atinge um deslocamento de 1mm, 
quando deve ser feita a leitura “B”. 
 Existe hoje equipamentos dotados de um sensor para execução destas leituras, que são obtidas 
no caso a 0,05mm e 1,10mm , sendo que o valor de 0,05mm deve ser corrigido para posição de repouso 
(deslocamento nulo). 
 Relativo a aplicação de pressão, aceita-se um intervalo de até 15s entre a cravação e o início do 
ensaio propriamente dito. A velocidade de aplicação