SONDAGEM DE SIMPLES RECONHECIMENTO A PERCUSSÃO. O SPT 55372

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SONDAGEM DE SIMPLES RECONHECIMENTO A PERCUSSÃO. O SPT 
 
A sondagem a percussão é um procedimento geotécnico de campo, capaz de 
amostrar o subsolo. Quando associada ao ensaio de penetração dinâmica (SPT), 
mede a resistência do solo ao longo da profundidade perfurada. 
Ao se realizar uma sondagem pretende-se conhecer: 
 
• O tipo de solo atravessado através da retirada de uma amostra deformada, a cada 
metro perfurado. 
• A resistência (N) oferecida pelo solo à cravação do amostrador padrão, a cada 
metro perfurado. 
• A posição do nível ou dos níveis d'água, quando encontrados durante a perfuração. 
 
No final da década de oitenta foi apresentado pela "International Society for Soil 
Mechanics and Foundation Engineering", ISSMFE, um documento intitulado 
"International Reference Test Procedure", Décourt et al (1988), que trata, em linhas 
gerais, do procedimento recomendado para a execução do ensaio SPT, as iniciais 
em inglês de "Standard Penetration Test". No Brasil, o ensaio está normalizado pela 
Associação Brasileira de Normas Técnicas através da Norma Brasileira (NBR 6484). 
Consiste basicamente na cravação de um amostrador padrão no solo, através da 
queda livre de um peso de 65 kg (martelo), caindo de uma altura determinada (75 
cm). As características do amostrador estão especificadas na NBR 6484. 
 
Figura - Amostrador padrão para o SPT 
 
Para a execução das sondagens, determina-se, em planta, na área a ser 
investigada, a posição dos pontos a serem sondados. No caso de edificações, 
procura-se dispor as sondagens em posições próximas aos limites de projeção das 
mesmas e nos pontos de maior concentração de carga. Procuram-se, salvo em 
casos específicos, distâncias entre pontos variando de 15 metros a 30 metros. Nas 
investigações preliminares de áreas extensas para estudos de viabilidade, a 
distância entre sondagens varia de 50 a 100 metros. 
Quando da definição do projeto esta campanha de sondagens deve ser 
complementada por furos menos distantes, conforme dito anteriormente. Em 
qualquer caso deve-se evitar a locação de pontos alinhados, de forma a permitir 
uma interpretação em diversos planos de corte. Deve-se também evitar, como regra, 
um único furo de sondagem. São comuns as variações de resistência e tipo de solo 
em áreas não necessariamente grandes. Para elaboração do projeto de fundações 
convém que seja considerada a interpretação das resistências à penetração, de 
forma estatística. Desta forma, anomalias locais terão sua importância minimizada. 
Marcados os pontos em planta, devem os mesmos ser locados e nivelados no 
terreno. O nivelamento deve ser feito em relação a um RN (nível de referência) fixo e 
bem determinado, de preferência único para toda a obra e fora do local desta, como, 
por exemplo, uma guia de passeio, a tampa de um poço de visita de serviços 
públicos (água, esgoto, energia elétrica, gás, telefone, etc.). O ideal é obter-se a 
altitude do RN em relação ao nível do mar, porém nem sempre isto é possível. O 
nivelamento dos furos de sondagem deve ser refeito sempre que houver qualquer 
deslocamento do ponto locado e previamente nivelado. Nas obras onde serviços de 
terraplenagem estiverem sendo executados simultaneamente com a campanha de 
sondagem, o levantamento do nível das sondagens deve ser feito imediatamente ao 
termino de cada uma, pois fatalmente o terreno será alterado entre o início e o final 
da campanha toda. Em trabalhos realizados dentro d'água e sujeitos a variação de 
maré, deve-se atribuir um RN fixo ao lado do flutuante onde está montado o 
equipamento e, constantemente, conferir a cota do ponto de referência utilizado para 
a perfuração, normalmente o assoalho do flutuante. A topografia das sondagens é 
de extrema importância. 
Para se iniciar uma sondagem, monta-se sobre o terreno, na posição de cada 
perfuração, um cavalete de quatro pernas erroneamente chamado de "tripé". No 
topo do "tripé" é montado um conjunto de roldanas por onde passa uma corda, 
usualmente de sisal. Este conjunto, "tripé", roldanas e corda, auxiliará no manuseio 
da composição de hastes e levantamento do "martelo". Inicia-se o furo desde o 
ponto de instalação do equipamento, na maioria das vezes coincidente com a 
superfície do terreno. Com auxilio de um "trado cavadeira", perfura-se até um metro 
de profundidade. Recolhe-se e acondiciona-se uma amostra representativa de solo, 
que é identificada como amostra zero. Em uma das extremidades de uma 
composição de hastes de 1", acopla-se o amostrador padrão (1 3/8" e 2", diâmetros 
interno e externo, respectivamente). Este é apoiado no fundo do furo aberto com 
trado cavadeira. Ergue-se o "martelo" com auxílio da corda e roldanas citadas, até 
uma altura de 75 cm acima do topo da composição de hastes e deixa-se que caia 
sobre esta, em queda livre. Este procedimento é realizado até a penetração de 45 
cm do amostrador padrão no solo. Conta-se o número de quedas do "martelo" 
necessário para a cravação de cada segmento de 15 cm do total de 45 cm. A soma 
do número de golpes necessários à penetração dos últimos 30 cm do amostrador é 
designada por N. O procedimento com os padrões acima é chamado "Standard 
Penetration Test", SPT. 
Quando retirado o amostrador do furo, é recolhida e acondicionada a amostra 
contida em seu "bico". Quando observadas mudanças de tipo de solo no material do 
corpo do "amostrador", a parte que as caracteriza deve, também, ser armazenada e 
identificada. 
Prossegue-se a abertura de mais um metro de furo até alcançar-se a cota seguinte, 
neste caso, 2 metros. Para tal, utiliza-se um "trado helicoidal" que remove o material 
quando este tem determinada coesão e não está abaixo do nível do lençol freático. 
Caso não seja possível o "avanço a trado", como é chamado este procedimento, por 
resistência exagerada do solo ou pelo tipo de material ou, ainda, pela presença de 
água do lençol freático, prossegue-se a perfuração com auxílio de "circulação de 
água". A "circulação de água" é realizada com emprego de uma motobomba, uma 
caixa-d'água com divisória para decantação e um "trépano". A água é injetada na 
composição de haste que, neste caso, leva em sua extremidade inferior não o 
amostrador, mas sim, o "trépano". Esta água é injetada no solo por orifícios laterais 
ao “trépano". A pressão da água e movimentos de rotação e percussão imprimidos à 
composição de hastes faz com que o "trépano" rompa a estrutura do solo. O solo 
misturado à água retorna à superfície e é despejado na caixa-d’água. O material 
mais pesado decanta e permanece no fundo da caixa. A água é novamente injetada 
no furo. Na verdade, cria-se um circuito fechado de circulação com auxílio de tubos 
e hastes. Quando, por qualquer motivo, as paredes do furo não permanecem 
estáveis, auxilia-se o processo de avanço contendo-as com a cravaçào de tubos de 
revestimento de 2 1/2" de diâmetro (eventualmente 3" de diâmetro) e trabalhando-se 
internamente a este. 
Da maneira acima descrita, a sondagem avança em profundidade, medindo a 
resistência a cada metro e retirando com o amostrador amostras do tipo de solo 
atravessado. 
A profundidade a ser atingida depende do porte da obra a ser edificada e 
consequentemente das cargas que serão transmitidas ao terreno. A Norma 
Brasileira (NB 6484) fornece critérios mínimos para orientar a profundidade das 
sondagens. Porém, a resistência dos solos, o tipo de obra e características do 
projeto podem exigir sondagens mais profundas ou critérios mais rígidos de 
paralisação. Para que se não perfure a mais ou a menos do que o necessário, é 
recomendável o acompanhamento do trabalho pelo profissional responsável pelo 
projeto de fundações. Sãocomuns casos em que, por falta de informações, as 
sondagens são interrompidas de acordo com a Norma, porém insuficientes para se 
determinar alguns tipos de fundação, ou para serem consideradas em um projeto 
após o corte do terreno. 
De primordial importância é a determinação do nível de água, quando ocorrer, seja 
por armazenamento de água de chuva ou presença do lençol freático. Durante o 
processo de avanço da perfuração, ao se determinar ocorrência de água, 
interrompe-se o trabalho e anota-se a profundidade. Em alguns casos, após a 
detecção da presença de água, observa-se que esta provém do fundo ou das 
paredes do furo, ocupando-o em parte. Deve-se sempre aguardar a sua 
estabilização e anotar a profundidade correspondente à superfície da água. 
Terminada a perfuração, retira-se a água existente no furo com auxílio de um 
"baldinho" (peça de cano de diâmetro 1"). Aguarda-se o surgimento da água e 
anota-se novamente a profundidade da lâmina d'água. Quando possível, deve-se 
esgotar a água dos furos de sondagem no final do expediente e medir, na manhã do 
dia seguinte, a altura da lâmina d água. Cuidado especial deve ser tomado quando, 
pelo tipo de solo atravessado, imaginar-se que poderá existir mais de um lençol 
freático, ou "lençol empoleirado', como é chamado. Nestes casos, reveste-se o furo 
para isolar o primeiro lençol de água encontrado e prossegue-se a perfuração, a 
trado, até detectar-se o lençol seguinte. 
As amostras de solo coletadas a cada metro devem ser levadas ao laboratório para 
classificação tátil-visual mais esmerada. São definidas as camadas de solos 
sedimentares com suas respectivas espessuras ou os horizontes de decomposição 
dos solos residuais. Eventuais dúvidas de classificação de materiais que se situam 
muito próximo a fronteiras granulométricas (argila siltosa ou silte argiloso), podem 
ser dirimidas com auxílio de ensaios de laboratório como, por exemplo, 
granulometria, Limites de Atterberg, etc. Este procedimento, embora não usual, é 
recomendável. 
De posse dos perfis individuais preliminares de cada sondagem obtidos após a 
classificação tátil-visual, do nível d’água e da cota (elevação) do terreno no início da 
perfuração, desenha-se, com as respectivas convenções, o perfil do subsolo de 
cada sondagem, ou de preferência, para facilitar a visualização, seções do subsolo 
abrangendo diversas sondagens. O desenho das sondagens deverá mostrar todas 
as camadas ou horizontes de solo encontrados, as posições dos níveis d’água, o 
número de golpes N necessários à cravaçào dos 30 últimos centímetros do 
amostrador e demais informações úteis que forem observadas. Os perfis individuais 
ou seções do subsolo devem representar para o profissional que vai utilizá-lo, o que 
representa uma radiografia para um ortopedista. 
 
 
MEDIÇÃO DE TORQUE EM SONDAGENS DE SIMPLES 
RECONHECIMENTO. O SPT-T 
 
O ENSAIO SPT-T 
 
A sugestão de se medir o torque após a execução dos SPT foi feita por Ranzini 
(1988). A introdução desse ensaio na rotina dos serviços de sondagem, assim como 
o estabelecimento das regras básicas para sua interpretação, é obra de Décourt e 
Quaresma Filho (1991, 1994). Inúmeros artigos foram escritos sobre o tema, tais 
como: Décourt e Quaresma Filho (1991, 1994), Décourt (1991a, 1991b, 1992, 1995) 
e Alonso (1994). 
Basicamente, o equipamento constitui-se de: 
• Torquímetro: ferramenta mecânica de medição de torque. Sua capacidade mínima 
deve ser de 50 kgf x m. Recomenda-se, entretanto, torquímetro de capacidade de 80 
kgf x m, preferencialmente com ponteiro de arraste. 
• Chave soquete: ferramenta sextavada utilizada para atarraxar e desatarraxar pinos 
ou porcas. 
• Disco centralizador: disco de aço com diâmetro de 3" externo e furo central de 1 
1/4" que tem por objetivo manter a composição de 1" da sondagem a percussão, 
centralizada em relação ao tubo guia de 2 1/2" ou revestimento. Na face inferior do 
disco deve haver um sulco de 4 mm de largura, 4 mm de profundidade e 2 1/2" de 
diâmetro para encaixe no tubo guia ou de revestimento de 2 1/2". 
• Pino adaptador: tarugo sextavado, de aço, com diâmetro de 1 1/4" e com rosca BSP 
de 1" em uma das extremidades. 
A medida do torque é efetuada ao término de cada ensaio de penetração (SPT). 
Cravado o amostrador padrão conforme prevê a Norma Brasileira NBR 6484, retira-
se a cabeça de bater, coloca-se o disco centralizador até apoiar-se no tubo guia e 
rosqueia-se na mesma luva, onde estava acoplada a cabeça de bater, o pino 
adaptador. 
Encaixa-se no pino uma chave soquete de medida tal que se ajuste perfeitamente 
ao sextavado. Acopla-se o torquímetro à chave soquete. Inicia-se o movimento de 
rotação da haste de uma polegada através de um operador, usando-se o 
torquímetro como braço de alavanca. Cuidado especial deve ser observado para 
manter o torquímetro na horizontal, não forçando assim o encaixe do mesmo com a 
chave soquete e desta com o pino sextavado. Um observador deve acompanhar o 
instrumento de leitura do torquímetro, anotando o máximo valor lido e notificando o 
operador para que interrompa a rotação após alcançada esta leitura máxima. Em 
alguns casos, conforme o interesse, é anotado também o valor residual, após o 
torque máximo. As anotações são feitas no próprio boletim de sondagem em coluna 
apropriada, ao lado da que contém o número de golpes. A operação é repetida a 
cada metro, observada a capacidade do torquímetro. 
 
 
O ÍNDICE DE TORQUE (TR) 
 
Define-se por índice de torque a relação entre o valor do torque medido em kgf x m 
pelo valor N do SPT (T/N). 
O estabelecimento de correlações estatísticas entre o valor do Torque (T) medido 
em kgf x m e o valor da resistência à penetração N permite enquadrar os solos em 
um novo tipo de classificação, onde sua estrutura desempenha papel fundamental. 
 
O CONCEITO DE N EQUIVALENTE (Neq) 
 
Uma das formas para interpretação do SPT-T tem por base o conceito de Neq. 
Para os solos da bacia sedimentar terciária de São Paulo, BSTSP, que estão entre 
os mais estudados do Brasil, a relação T/N é de aproximadamente 1,2. 
Para outro solo qualquer, com valores de TR os mais diversos possíveis, Décourt 
(1991b) propôs que definisse Neq como sendo o valor do Torque T (kgf x m) dividido 
por 1,2. 
A ideia seria utilizar-se, preferencialmente, os valores de torque, admitindo-se que 
os mesmos sejam muitíssimo menos suscetíveis de sofrerem influência da 
"estrutura" dos solos do que os valores N-SPT. Se esse raciocínio estiver correto, 
para quaisquer solos, os valores de Neq seriam iguais aos que uma sondagem SPT 
daria se em lugar do solo local estivessem os solos da BSTSP, que sabidamente 
são pouco estruturados e para os quais um grande número de correlações foi 
estabelecido. As tentativas de comprovação da pertinência desse conceito têm dado 
bons resultados, Décourt (1993), Décourt e Niyama (1994). Deve-se, entretanto, 
frisar que sua utilização deve ser feita com muita cautela, pois as comprovações 
existentes, embora positivas, estão longe de se constituir em prova definitiva da 
ampla aplicabilidade dessa premissa. 
Outra forma de se utilizar os valores de torque seria através de correlações diretas 
entre o atrito unitário de estacas e o atrito unitário amostrador-solo, Alonso (1994). 
 
 
INFORMAÇÕES RELEVANTES FORNECIDAS PELO SPT-T E NÃO 
DISPONÍVEIS NO CASO DO SPT 
 
PEDREGULHOS NO INTERIOR DE UMA MASSA DE SOLO SEDIMENTAR 
ARENOSO E FRAGMENTOS DE ROCHA EM SOLOS SAPROLITICOS 
 
É muito frequente ocorrer em uma camada de areia, com uma dada resistência à 
penetração, locais específicos onde os valores de N-SPT aumentam subitamente 3,4, 5 ou mais vezes. 
Considere-se, por exemplo, uma camada de areia com valores de N entre 10 e 15 e 
valores de torque T entre 12 e 16. Em um dado local, mede-se uma resistência à 
penetração N = 40, porém o valor do torque continua na faixa dos 10 a 16. 
De acordo com os critérios atuais de classificação previstos na Norma Brasileira 
NBR 6484, nesse ponto ter-se-ia uma areia muito compacta. Na realidade o que 
ocorre é a presença de pedregulhos, que por terem dimensões da mesma ordem de 
grandeza do bico do amostrador interferem na medida de N, produzindo valores 
altos que não guardam nenhuma correspondência com uma eventual densidade 
muito mais elevada da areia. Os valores de torque, não sendo afetados pela 
presença de pedregulhos junto à ponta do amostrador, continuam na mesma faixa 
de valores, fazendo com que haja um absurdo aumento no índice de torque (TR), o 
que é um claro indício da falácia dos valores medidos de N. 
 
IDENTIFICAÇÃO DE SOLOS COLAPSÍVEIS 
 
As argilas porosas da cidade de São Paulo têm sua colapsividade facilmente 
identificável através do índice de torque (TR). 
Nas a seguir extraídas de Décourt (1992) verifica-se que 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 2,5 são indicativos de solos colapsíveis, IC > 2%. 
 
Figura - Ensaio edométrico duplo em uma argila porosa não colapsível 
 
 
Figura - Ensaio edométrico duplo em uma argila porosa colapsível 
 
 
EXTRAPOLAÇÃO DA EXPERIÊNCIA ADQUIRIDA COM OS SOLOS DA 
BACIA SEDIMENTAR TERCIÁRIA DE SÃO PAULO (BSTSP) PARA 
OUTROS SOLOS 
 
Várias correlações foram estabelecidas para os solos da BSTSP, conforme já 
apresentado em anteriormente. 
O conceito de Neq (N-SPT equivalente) permite equacionar corretamente alguns 
fatores que, ora são subavaliados, ora superavaliados pelo SPT tradicional, tais 
como "estrutura" dos solos, relação de sobreadensamento em areias etc. A 
influência da "estrutura" dos solos na resistência à penetração parece estar 
razoavelmente resolvida pela medida do torque e pelo conceito de índice de Iorque 
(TR). Para os solos da BSTSP essa relação é de aproximadamente 1.2, quando o 
torque é expresso em kgf x m. Tem-se observado que quanto mais estruturado é o 
solo, maior é o índice de torque. 
Décourt e Quaresma Filho (1994) sugerem que para os solos residuais de São 
Paulo essa relação esteja próxima de dois. Para as argilas porosas colapsíveis, da 
região da Av. Paulista, São Paulo, essa relação é da ordem de 2,5. Para argilas 
marinhas moles de Santos, essa relação é da ordem de 3,5 a 4,0. Para solos 
argilosos colapsíveis do interior de São Paulo foram verificados valores de TR da 
ordem de 2,5 a 5, ou mesmo mais do que 5. Para solos arenosos colapsíveis, 
também do interior de São Paulo, essa relação é de 0,6 a 0,8. 
A introdução do conceito de Neq permitiria estender a aplicação de correlações e 
fórmulas empíricas deduzidas para solos da BSTSP, para outros solos, quaisquer 
que fossem suas características e origens. 
Trata-se, porém apenas de uma hipótese de trabalho. É óbvio que ainda é muito 
cedo para que conclusões definitivas sejam tiradas, mas as verificações já 
existentes tais como Décourt (1993), Décourt e Niyama (1994) são animadoras. 
Quanto ao fato de o sobreadensamento de areias poder ser detectado, é apenas 
ainda outra hipótese de trabalho. Para algumas areias, principalmente as quase 
puras, as relações TR são às vezes da ordem de 1.0 a 1,2, significando que as 
mesmas sejam provavelmente sobreadensadas. Outras vezes obtêm-se relações 
abaixo de um, variando tipicamente entre 0,4 e 0.8. 
Para essa última situação existiriam pelo menos duas explicações. 
A primeira seria a validade da observação de Terzaghi e Peck (1948) de que para 
areias muito finas e siltes, abaixo do lençol freático, as pressões neutras negativas 
geradas durante a cravaçào do amostrador conduziriam a valores excessivamente 
elevados de N, razão pela qual esses autores propuseram uma expressão para a 
redução desse índice de resistência à penetração. 
Introduzindo-se correção na expressão original, para levar em conta a eficiência 
±50% maior do SPT brasileiro em relação ao SPT americano da década de 40, tem-
se, para N72 ≥ 10, Décourt (1991b): 
 
 
 
Uma segunda explicação seria o efeito do sobreadensamento ou da compactação 
que como se sabe causa um aumento de K . Considerando-se que o aumento de K 
seria mais refletido em um aumento de torque do que em um aumento de N, pois a 
rigor tem-se observado que N não reflete o sobreadensamento do sob, Clayton et 
al (1985) De Mello (1967-1971), Décourt (1989), poder-se-ia concluir que o 
sobreadensamento de areias seria provavelmente refletido por um maior valor do 
índice de torque. Se isso for real, os pouquíssimos dados atualmente disponíveis 
permitiriam insinuar que: 
 
0,5 ≤ TR ≤ 1,0 areias normalmente adensadas 
 
1,0 ≤ TR ≤ 1,2 areias sobreadensadas ou compactadas 
 
Na presente data, porém, essas relações refletem apenas uma especulação, 
estando ainda muito longe de se constituir em algo comprovado. 
Uma maneira possivelmente adequada de se verificar a validade das mesmas seria 
a execução de SPT em câmaras de calibração. Por último, é oportuno frisar que 
existem casos em que dois ou mais fatores estejam atuando simultaneamente, 
fazendo com que o estabelecimento das relações causa-efeito seja mais complexo. 
 
 
AVALIAÇÃO INDIRETA DA EFICIÊNCIA DO EQUIPAMENTO QUE ESTÁ 
SENDO UTILIZADO PARA A EXECUÇÃO DO SPT 
 
Uma vez conhecido o solo que está sendo investigado e tendo-se estabelecido o 
valor estatisticamente mais provável de TR, poder-se-á avaliar a eficiência de outro 
equipamento qualquer que esteja sendo utilizado na área. Sendo o amostrador o 
preconizado na Norma Brasileira, tem-se que os valores do torque não deverão 
variar de um equipamento para outro. Os valores de N, porém são extremamente 
sensíveis a variações da eficiência e por isso essas variações irão acarretar 
variações proporcionais na relação TR. 
Assim, por exemplo, um equipamento que tenha menor eficiência do que o 
equipamento padronizado irá dar valores de N superiores aos reais e 
consequentemente valores de TR inferiores aos reais. 
Desta forma, observa-se que nesses casos as variações de eficiência serão 
refletidas diretamente pelo índice TR. 
 
 
AMOSTRAGEM 
 
Toda a amostragem deve ser precedida de um mapeamento através de sondagens 
de simples reconhecimento, especialmente no caso de amostragem indeformada, 
com intuito de localizar exatamente a camada desejada e definir o tipo de 
amostragem adequada ao tipo de terreno do subsolo. A amostragem dos solos é 
normalmente utilizada para a determinação das características do material e suas 
propriedades de engenharia, em laboratório. Pode ser amostragem deformada ou 
indeformada. 
Amostragens deformadas são aquelas onde, na obtenção da amostra, não há 
preocupação de manter inalteradas a estrutura e as condições de umidade do solo. 
São normalmente utilizadas para: 
• determinação das características físicas do material; 
• estudos de materiais de jazidas de empréstimo; 
• determinação de parâmetros para compactação (Ensaio de Compactação Proctor); 
• determinação de resistência de solos compactados nas circunstâncias adotadas 
(Ensaios CBR - índice de Suporte Califórnia, moldados) etc. 
As amostras deformadas de pequenas profundidades são usualmente obtidas com: 
• pá e picareta, quando superficiais; 
• auxílio de trado concha ou cavadeira manual, nos demais casos. 
Alguns procedimentos devemser adotados, apesar da simplicidade deste tipo de 
amostragem: 
• deve-se sempre coletar um pouco de material representativo, em cápsula de 
alumínio, e vedar as cápsulas para que não haja perda de umidade. Este 
procedimento possibilita a determinação da umidade natural do material, em 
laboratório. Nem sempre se conhece a totalidade do programa de ensaios a ser 
realizado e isto pode evitar o retorno ao campo; 
• quando da amostragem, principalmente no caso de utilização de trados ou 
cavadeiras, deve-se observar as mudanças de horizonte de camadas de solo. Deve-
se recolher cada camada em recipientes separados e identificá-los; 
• as amostras coletadas devem ser embaladas e identificadas, preferencialmente em 
sacos plásticos ou de lona (estes menos usados hoje em dia) c de boa resistência. A 
identificação deve conter as informações necessárias tais como: número da 
amostra, profundidade, tipo de material (através de análise tátil visual), posição em 
relação ao nível de água (acima ou abaixo), etc. Deve também ser adequada para 
não se perder durante o transporte e armazenamento e para que não se apague 
com o tempo ou umidade. É recomendável a identificação interna e externa dos 
sacos. 
Amostragens indeformadas são aquelas em que se procura não perturbar o solo e 
obter-se uma amostra o mais representativa possível da realidade, ou seja, uma 
amostra que mantenha os parâmetros que o material apresenta em seu estado 
natural. Na realidade, normalmente o que se obtém é uma amostra pouco 
deformada, quando a amostragem é executada cuidadosamente. A qualidade da 
amostra é função: 
• do tipo de amostragem em relação ao material que será amostrado; 
• dos cuidados no procedimento de amostragem adotado; 
• da forma de embalagem, acondicionamento e transporte da amostra coletada; 
• da forma e tempo de armazenagem; 
• do método de retirada da amostra de sua embalagem em laboratório, para ensaios. 
Existem diversas maneiras de se obter uma amostra indeformada. Elas são 
escolhidas de acordo com a profundidade e tipo do material, tipo de material a ser 
amostrado, posição da camada em relação ao nível de água do subsolo, entre 
outros fatores condicionantes. As maneiras mais comuns de amostragem 
indeformada são: 
 
 
BLOCOS INDEFORMADOS 
 
Normalmente são retirados em poços de inspeção. Neste caso, são utilizados 
quando o material a ser amostrado é estável e encontra-se acima do nível de água, 
ou quando, apesar da presença de água, esta pode ser facilmente esgotada para a 
retirada dos blocos, sem, contudo, colocar em risco a estabilidade do fuste do poço 
e, consequentemente, das pessoas que lá dentro estarão. Cuidados especiais 
devem ser adotados na abertura dos poços e retirada dos blocos para identificar a 
presença de gases nocivos à saúde, que coloquem em risco a vida das pessoas 
envolvidas no trabalho. A presença de gases e a impossibilidade de neutralizá-los é 
fator limitante para adoção deste tipo de amostragem indeformada. Os blocos, salvo 
em casos especiais, são cubos de aresta aproximada de 30 cm. São esculpidos na 
lateral ou no fundo do poço antes de serem levados à superfície, são envoltos em 
tela de tecido para não desagregarem e parafinados para que seja mantida a 
umidade original. Quando retirados do poço, devem ser armazenados para 
transporte em caixas com serragem, para diminuir o efeito de pequenos impactos. 
Em laboratório devem ficar armazenados em câmara úmida, fora das caixas. Os 
blocos podem também ser retirados em taludes, quando for o caso. Os 
procedimentos são os mesmos descritos para poços. É recomendável a orientação 
dos blocos em relação ao norte e a identificação das faces superior e inferior. 
 
Amostras obtidas por intermédio de amostradores: 
 
 
AMOSTRAS SHELBY 
 
São amostras retiradas com amostradores de latão ou alumínio, de parede fina, 
denominados Shelby. Em alguns casos, são confeccionados em aço inoxidável, 
sendo, porém, bem mais caros. Este tipo de amostrador é utilizado para solos de 
baixa consistência. Quanto maior o diâmetro do amostrador, melhor a qualidade da 
amostra. Os diâmetros mais comuns são 4" ou, eventualmente, 3". A amostragem é 
realizada com auxílio de equipamento de sondagem a percussão, porém, com 
utilização de tubo de revestimento de 6" de diâmetro nominal. Após a abertura do 
furo, até a cota de início da amostragem, limpa-se o fundo da perfuração com auxílio 
de instrumentos apropriados, a fim de garantir a qualidade da amostragem e 
posiciona-se o amostrador. Com auxílio de um sistema de cabo de aço, crava-se o 
amostrador de forma a penetrá-lo no material a ser amostrado. Cuidado especial 
deve ser observado para que não penetre mais que o seu comprimento, pois, do 
contrário, a amostra será comprimida no seu interior deixando de ser indeformada. 
Retirado o amostrador do interior da perfuração, desacopla-se a composição de 
hastes e, imediatamente, sela-se suas extremidades com parafina. O Shelby, como 
também é chamada a amostra, deve ser armazenado em caixas com serragem para 
o transporte ao laboratório ou câmara úmida. Devem ser mantidos sempre em 
posição vertical, de forma que a parte inferior seja a correspondente à parte inferior 
da amostra antes de ter sido retirada da perfuração. Para transportá-los deve-se 
protegê-los quanto a choques. Neste tipo de amostragem, o material é usualmente 
sensível. Qualquer perturbação externa poderá alterar ou danificar a amostra. 
 
 
AMOSTRAS DENISON 
 
São amostras retiradas com auxílio de sondas rotativas e utilização de amostrador 
Denison. Tais amostradores levam em seu interior uma camisa, usualmente de 
latão, onde fica acondicionada a amostra retirada por seu intermédio. Este tipo de 
amostrador é utilizado em solos de certa resistência e, geralmente, em camadas 
situadas abaixo do nível de água. Tal como no Shelby, quanto maior o diâmetro da 
amostra, melhor será sua qualidade. Os maiores diâmetros comercialmente 
disponíveis no mercado são aqueles onde a camisa em que fica acondicionada a 
amostra tem diâmetro nominal da ordem de 2 ¹/2”. Neste caso, o amostrador Denison 
requer uma perfuração de rotativa com utilização de tubo de revestimento de 
diâmetro HW. Embora o sistema de perfuração para a obtenção da amostra seja 
rotativo e com avanço refrigerado a água, o amostrador é provido de sistema para 
que a amostra não tenha contato com a água de perfuração e, tampouco, sofra o 
movimento de rotação do amostrador. Quando retirada a camisa que contém a 
amostra de dentro do amostrador, os demais cuidados descritos no item anterior 
devem ser observados para garantir a qualidade da amostra. 
 
Outros tipos de amostragem indeformada existem no mundo, como por exemplo, os 
amostradores de pistão, utilizados em solos de baixa consistência. Porém, dada a 
sua pouca utilização no Brasil e o caráter prático deste tópico, não estão sendo aqui 
abordados. 
PRESSIÔMETROS 
 
PRESSIÔMETRO DE MÉNARD 
 
O pressiômetro de Ménard é um aparelho idealizado pelo engenheiro francês Louis 
Ménard, que se destina a permitir a determinação das características de rigidez de 
uma ampla gama de solos e rochas. 
Os resultados das investigações pressiométricas são muito influenciados pela 
maneira como o mesmo é instalado no solo. Para que a perturbação seja mantida a 
mínima possível, o pressiômetro é colocado em um furo previamente aberto, com o 
mesmo diâmetro do pressiômetro. 
Todavia, nos casos onde as condições do terreno são adversas, torna-se necessário 
introduzir o pressiômetro no interior de um tubo ranhurado. Os resultados obtidos 
com o pressiômetro com e sem a utilização de tubosranhurados conduz a 
resultados muito diferentes e por isso a utilização desses tubos somente deverá ser 
feita em último caso. Entretanto, em alguns países como a Suécia, a utilização de 
pressiômetros em tubos ranhurados é antes a regra do que a exceção, Hansbo 
(1994). 
Após a introdução do pressiômetro no terreno a pressão na célula é aumentada, o 
que provoca um estado de expansão cilíndrica do solo em volta da mesma. A 
avaliação da deformação radial é obtida diretamente pela quantidade de água que é 
introduzida dentro da célula. A pressão da célula é aumentada em estágios e 
mantida constante por dois minutos em cada estágio. As leituras são feitas em trinta, 
sessenta e cento e vinte segundos e devem ser corrigidas em função da rigidez do 
próprio sistema de medida. 
A apresentação consta de um gráfico onde são apresentadas as deformações 
plásticas (“creep"), medidas de trinta a cento e vinte segundos, em função da 
pressão corrigida, bem como as deformações totais, após os cento e vinte 
segundos, também em função da pressão corrigida. Para os cálculos, o solo deve 
ser admitido como elástico. Em caso de o ensaio ser realizado no interior de um furo 
previamente aberto, o módulo de cisalhamento é dado por: 
 
 
 
 
No caso do ensaio ser efetuado no interior de um tubo ranhurado, o módulo de 
cisalhamento é dado por: 
 
 
 
 
O resultado de uma curva pressiométrica corrigida é apresentado na figura a seguir, 
extraída de Baguelin et al (1978). 
 
Figura - Curva pressiométrica corrigida. Apud Baguelin et al (1978) 
 
Segundo Amar et al (1989), até aquela data havia cerca de 250 pressiômetros em 
todo o mundo, sendo a imensa maioria deles na França. 
 
 
PRESSIÔMETROS AUTOPERFURANTES 
 
Uma nova concepção de pressiômetro foi desenvolvida simultaneamente na França 
e na Inglaterra no início da década de 70. Trata-se do "Pressiomètre Autoforeur" 
criado pelo Laboratoire des Ponts et Chaussées na França e o "Camkometer", 
desenvolvido na Universidade de Cambridge, Inglaterra. Sua utilização é entretanto 
limitada a alguns tipos de solos e por isso tem sido feita de forma restrita. 
Até 1989 havia cerca de vinte e cinco pressiômetros desse tipo em uso na Europa 
(Amar, 1989). No Brasil, até a presente data, existe apenas um desses 
equipamentos, que foi importado pela Escola Politécnica da Universidade de São 
Paulo e se encontra à disposição dos eventuais interessados em utilizá-lo. 
 
 
ENSAIO DE CARREGAMENTO DE PLACA. PROVA DE CARGA 
 
O ensaio de carregamento de placa, também designado por prova de carga em 
placa, constitui-se em uma das melhores maneiras para se determinar as 
características de deformação dos solos. No Brasil é usual utilizar-se placas 
circulares de ferro fundido ou aço com 80 cm de diâmetro. Algumas vezes são 
utilizadas placas quadradas ou circulares com 30 cm de lado, ou diâmetro. 
Recentemente surgiu a ideia de se executar provas de carga em placas de pequeno 
diâmetro, 5", ou seja, 12,7 cm, no interior de tubos de revestimento de 6".0. (Décourt 
e Quaresma Filho, 1996). 
Inicialmente se avalia por um processo qualquer julgado confiável a capacidade de 
carga da placa. Na imensa maioria dos casos, a ruptura física não ocorre, definindo-
se então a ruptura convencional por um critério de ruptura. A Norma Brasileira NBR 
6489 não define ruptura. A tensão considerada admissível (σAD) é a menor entre q10 
e ½ q25 , respectivamente as tensões correspondentes a deformações de 10 mm e 
25 mm. Teixeira (1966) observou que a segunda condição (1/2 q25) é sempre mais 
crítica do que a primeira (q10), o que também foi confirmado por análises mais 
recentes (Décourt, 1995). 
Na prática, pode-se pois ater-se apenas à segunda condição. Os estudos recentes 
acima mencionados indicam que fundações dimensionadas de acordo com o critério 
σAD = ½ q25 têm coeficiente de segurança aproximadamente três com relação à 
ruptura convencional (definição a seguir). 
Um critério muito usado em todo o mundo é considerar-se como ruptura 
convencional a carga correspondente a uma deformação de 10% do diâmetro ou do 
lado da placa. 
O ensaio é executado aplicando-se cargas da ordem de 5 a 10% da carga de 
ruptura prevista. Os recalques são lidos a 1, 2, 4, 8, 15, 30 minutos ou até que haja 
estabilização dos mesmos. 
Esse ensaio permite a determinação do módulo de elasticidade do solo. Cabe porém 
ressaltar não ser esse módulo uma constante, pois o mesmo varia significativamente 
com o nível de deformação (ou de tensão) considerado. 
Para placas circulares rígidas com diâmetro d tem-se: 
 
 
 
Onde: 
q = tensão aplicada à placa, 
E = módulo de elasticidade 
V = coeficiente de Poisson 
s = recalque medido. 
 
Para placas quadradas rígidas de lado B tem-se: 
 
Não há porém consenso sobre o valor do coeficiente I. 
Na tabela abaixo são apresentados os valores de l segundo diversos autores. 
 
 
Tabela - Valores do coeficiente I. Placas quadradas rígidas 
 
Se por outro lado procurar determinar-se o coeficiente I a partir de comparação com 
o recalque de placa circular rígida, aplicando ao terreno a mesma tensão q aplicada 
pela placa quadrada, mesma área, tem-se: 
 
I = 0.84 
 
Como esse último valor representa também aproximadamente a média dos valores 
propostos pelos autores acima citados, sua utilização é recomendada. 
 
 
ENSAIOS DE CONE (CPT) E DE PIEZOCONE (CPTU) 
 
ENSAIO DE CONE HOLANDÊS (CONE MECÂNICO) 
 
O ensaio de cone holandês, também chamado de ensaio de penetração estática (ou 
quase estática), ensaio de cone mecânico ou simplesmente ensaio de cone, teve os 
seus primórdios de desenvolvimento na década de 30, no Laboratório de Mecânica 
dos Solos de Delft, na Holanda. Dois equipamentos foram desenvolvidos: o primeiro 
(Barentsen, 1936) com a finalidade de obter dados sobre a consistência dos 
depósitos aluviais existentes na parte oeste da Holanda, para estudos de 
implantação de estradas; o segundo (Laboratory of Soil Mechanics, Delft, 1936) 
tinha o objetivo de obter dados para o projeto de fundação em estacas, mais 
especificamente dados sobre as camadas arenosas — subjacentes às camadas 
argilosas mencionadas anteriormente — onde se assentavam as estacas das 
construções holandesas. 
Ambos os equipamentos diferem, essencialmente, apenas quanto ao dispositivo de 
cravaçào, e consistem de um conjunto de hastes tendo na extremidade inferior um 
cone com ângulo de vértice de 60º e uma base de 10 cm². O conjunto de hastes 
atua internamente a tubos de revestimento. 
O ensaio é realizado da seguinte maneira: crava-se a uma velocidade de 1 cm/s, de 
forma alternada, apenas o cone ou todo o conjunto (hastes com o cone e os tubos). 
As cargas necessárias para a cravaçào são registradas; no primeiro equipamento 
apenas a resistência de ponta e no segundo também a resistência total (ponta 
somada ao atrito lateral). 
Dentre as principais vantagens do ensaio, segundo aqueles autores, destacam-se a 
rapidez de execução, a confiabilidade dos resultados, o baixo custo e o fato de que 
se obtêm numerosos resultados ao longo da profundidade ensaiada. 
É importante salientar, portanto, uma característica fundamental do ensaio, a de que 
desde o começo havia diferentes objetivos quanto à sua utilização: (i) a obtenção de 
parâmetros geotécnicos e (ii) a correlação direta com o comportamento de estacas. 
Um terceiro objetivo, a classificação e estratigrafia dos solos, incorporou-se aos dois 
primeiros, a partir sobretudo do trabalho clássico de Begemann (1965). Tais 
objetivos prosseguiram ao longo do tempo, inclusive com o ensaio de piezocone.Aprimoramentos em relação ao equipamento original foram realizados em fins da 
década de 30 e década de 40. Plantema (1948) e Vermeiden (1948) descrevem 
essencialmente os mesmos problemas, relacionados basicamente aos erros que 
podem surgir com o emprego do cone até então utilizado, decorrentes da entrada de 
grãos de areia entre a haste e o tubo de revestimento. Ambos os autores propõem, 
então, novos e semelhantes projetos para o penetrômetro, em que um manto em 
forma de tronco de cone é construído atrás da base do cone. Segue abaixo o 
penetrômetro de Vermeiden (1948). 
 
 
 
 
Figura – Projeto de cone desenvolvido por Vermeiden (1948) 
 
 
Pode-se considerar como a última das modificações qualitativas do cone mecânico a 
introdução da luva de atrito lateral. Begemann (1963) comenta que a prática de 
determinação do atrito lateral total, ao longo das hastes de cravação, conduz a 
resultados não muito confiáveis. Menciona aquele autor que, à medida que mais 
hastes vão passando num determinado local, o atrito é diminuído. Dessa forma, 
Begemann (1963) afirma que é impossível obter um gráfico detalhado do atrito 
lateral de todas as camadas do subsolo a partir da medição do atrito total. Para obter 
tal gráfico é necessário que se meça o atrito em um elemento de tubo que seja tão 
pequeno e esteja tão próximo ao cone quanto possível. 
 
 
 
Begemann (1953, 1963) sugere o emprego do "adhesion jacket cone", 
posteriormente denominado (Begemarn, 1965) "friction jacket cone". No Brasil, o 
equipamento é conhecido como cone de atrito ou cone de Begemann. O cone de 
Begemann possui atrás do cone propriamente dito uma luva de atrito com 150 cm² 
de área lateral. 
 
 
 
 
Figura - Cone de atrito (Begemann, 1963) 
 
 
O procedimento de ensaio (Begemann, 1965, De Ruiter, 1971) consiste em cravar 
inicialmente apenas o cone ao longo de 4 cm, registrando-se naturalmente apenas a 
resistência de ponta. Em seguida as hastes internas são avançadas mais 4 cm, 
fazendo com que seja cravado o conjunto cone e luva de atrito (a NBR 12069 
estabelece 35,5 mm, tanto para a penetração do cone, como para o conjunto cone e 
luva de atrito). Neste caso é medida a resistência de ponta acrescida da resistência 
de atrito lateral, sendo esta última obtida por diferença. Procede-se então à descida 
das hastes externas ao longo de 20 cm, as quais trazem consigo a luva de atrito por 
16 cm e o cone por 12 cm. A partir daí o procedimento é repetido. Consegue-se 
dessa forma um gráfico, em função da profundidade, do que Begemann (1965) 
denominou-se atrito lateral local. 
Dois comentários quanto à operação do ensaio são ainda dignos de nota. O primeiro 
diz respeito ao procedimento de ensaio do equipamento sem luva de atrito, o qual 
não é absolutamente um consenso. De fato, Vermeiden (1948) comenta que o cone 
é cravado 12,5 cm, sendo o revestimento descido 20 cm, de tal forma que ao longo 
de 7,5 cm cone e revestimento descem simultaneamente. Já Begemann (1963) 
afirma que o cone é cravado ao longo de 5 cm, enquanto a descida simultânea de 
cone e revestimento se dá em um comprimento de 10 ou 20 cm, dependendo da 
acurácia requerida. De Ruiter (1971) menciona que o cone é avançado 8 cm, 
enquanto o revestimento é cravado 20 cm, de tal forma que ao longo de 12 cm o 
cone e o revestimento descem simultaneamente. A referência internacional para o 
CPT, "International Reference Test Procedure for Cone Penetration Test (CPT)", da 
ISSMFE (1989), menciona que o movimento mínimo do cone deva ser de 0,5 vez o 
diâmetro do cone. A norma brasileira NBR 12069 (ABNT, 1991), "Ensaio de 
Penetração de Cone In Situ (CPT)", estabelece uma penetração entre 35,5 mm e 71 
mm. O segundo comentário diz respeito à velocidade de cravação do cone. Embora 
no início a velocidade empregada fosse de 1 cm/s, a velocidade de 2 cm/s consta 
hoje dos padrões internacionais. 
No Brasil, o ensaio de cone holandês chegou em meados da década de 50, trazido 
pela Companhia de Estacas Franki (Velloso, 1988), uma empresa de origem belga. 
Vale lembrar que a Bélgica foi o primeiro país, logo após a Holanda, a empregar o 
ensaio (De Beer, 1948). Velloso (1959) menciona que “em nosso país, não só no 
Rio de Janeiro, como também em outras cidades — Belo Horizonte, Porto Alegre, 
São Paulo e, recentemente, Brasília — o ensaio de penetração estática tem-se 
mostrado um auxiliar eficaz no projeto e construção de fundações". 
Posteriormente, outras organizações passaram também a empregar o ensaio, 
principalmente para o projeto de estacas. Alguns equipamentos mecânicos ainda 
são utilizados no Brasil. A capacidade máxima dos equipamentos de cravação é da 
ordem de 170 kN. 
 
 
 
 
ENSAIO DE CONE ELÉTRICO 
 
Os cones elétricos têm geralmente as mesmas dimensões básicas dos cones 
mecânicos, ou seja, ângulo do cone de 60° e 10 cm² de área da base. 
Na maioria dos casos possuem uma luva cilíndrica com o mesmo diâmetro da ponta 
cônica acima da base e, assim, a forma de tronco de cone do equipamento 
mecânico é eliminada. Dessa forma, a ponta não mais deixa qualquer espaço no 
solo pela sua passagem e o furo criado pelo cone é mantido em condição de 
completa restrição. 
De Ruiter (1971) menciona dois tipos de cone elétrico: o primeiro, capaz de medir 
apenas a resistência de ponta, enquanto o denominado cone de atrito é capaz de 
determinar também o atrito lateral. A resistência de ponta é medida através de uma 
célula de carga com "strain-gauges" situados de forma a compensar tensões 
oriundas de flexão. Um conjunto de hastes metálicas, de 1 m de comprimento, 
transmite a força de cravação da máquina ao cone. Interiormente às hastes passa o 
cabo de alimentação do cone. A resistência de ponta é obtida continuamente (dados 
analógicos) ou em intervalos centimétricos (dados digitalizados), e os valores 
correspondentes podem ser registrados em gráfico simultaneamente à realização do 
ensaio. 
A resistência de atrito lateral é medida através de uma célula de carga fixada à luva 
de atrito, a qual é situada logo acima da base. Tal como no cone de Begemann, a 
área lateral da luva de atrito é de 150 cm². Naturalmente, a ponta cônica e a luva de 
atrito são mecanicamente independentes. O cone elétrico de atrito permite que se 
visualize a resistência de ponta e o atrito lateral durante a realização do ensaio. 
Vários outros cones de atrito surgiram a partir dessa época. Posteriormente o 
equipamento foi padronizado (ISSMFE, 1977). Esta padronização, que corresponde 
aos cones empregados na Europa, é semelhante à americana, descrita na ASTM D 
3441 (1979) (Schaap e Zuidberg, 1982). A referência internacional da ISSMFE 
(1989) respeitou as dimensões anteriormente padronizadas. As principais 
dimensões do equipamento estão indicadas na figura a seguir: 
 
 
 
 
Figura - Dimensões padronizadas pela ISSMFE (1977) (Schaap e Zuidberg, 1982) 
 
Um esquema da parte interna do cone elétrico de atrito é apresentado na figura 
abaixo. Este esquema é correspondente a um projeto que poderia ser chamado de 
convencional, o qual possui a célula de carga de ponta trabalhando à compressão e 
a célula de carga de atrito à tração. Aqueles autores apresentam ainda outro cone, 
mais simples e mais robusto, em que as duas células de carga trabalham à 
compressão, uma medindo a resistência de ponta e a outra a resistência de ponta 
somada ao atrito lateral, sendo este valor obtido, naturalmente, por diferença. 
 
 
 
 
 
 
 
Figura - Esquema de um cone elétrico de atrito convencional 
(Schaap e Zuidberg, 1982) 
 
 
 
 
ALGUNS FATORES INTERVENIENTES NOS RESULTADOSDOS 
ENSAIOS 
 
DESVIOS DA VERTICAL 
 
De Ruiter (1971) afirma que sérios erros podem resultar se a composição de hastes 
se desviar da vertical durante o ensaio. O autor considera que na grande maioria 
dos ensaios de cone ocorre algum desvio e que o problema é uma das maiores 
fontes de erro, sobretudo em ensaios profundos. 
De Ruiter (1971) registra o caso de ensaios em que o deslocamento do cone acabou 
se dando na horizontal e um caso em que o cone retornou ao nível do terreno após 
as hastes terem descrito um semicírculo de raio 15 m. Danziger et al (1991) 
apresentam experiência de um ensaio (na realidade de piezocone e não de cone 
elétrico) em que o cone teria estado na horizontal. Findo o ensaio, várias hastes 
apresentavam deformações plásticas. A causa do desvio teria sido um pequeno 
choque de uma das hastes mais próximas ao cone com alguma pedra do 
enrocamento existente. 
De Ruiter (1971) lembra que, exceto nos casos onde o desvio tenha sido 
excessivamente grande, as hastes são capazes de fletir sem apresentarem 
deformação plástica. Dessa forma, o desvio não é detectado durante ou após a 
realização do ensaio. Como causas do desvio, De Ruiter (1971) destaca que as 
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 (ou compactas) também pode provocar desvios que, uma 
vez iniciados, tendem a aumentar. Aquele autor sugere várias medidas de modo a 
tentar evitar os desvios, todas relacionadas a cuidados com o equipamento, tais 
como o correto posicionamento inicial do cone e o uso de hastes perfeitamente 
retilíneas. 
Posteriormente, De Ruiter (1981) sugere o uso de inclinômetro para ensaios com 
mais de 25 m e no caso de terrenos com pedras ou pedregulhos. O uso de 
inclinômetros é relatado por vários outros autores (por exemplo, Campanella e 
Robertson, 1981, Campanella et alii, 1983, Van de Graaf e Jekel, 1982). A NBR 
12069 recomenda o uso de inclinômetro em ensaios com profundidades superiores 
a 25 m. 
Vale lembrar ainda que os cones mecânicos são naturalmente também sujeitos a 
desvios da verticalidade. De fato, nestes cones o problema é mais sério, de vez que 
inclinações elevadas causam erros na resistência de ponta em função do atrito entre 
hastes internas e externas (Van de Graaf e Jekel, 1982). 
 
 
VARIAÇÃO DE TEMPERATURA 
 
Vários autores mencionam que a variação de temperatura pode causar erros na 
avaliação das cargas obtidas pelos cones (De Ruiter, 1981, 1982, Schaap e 
Zuidberg, 1982, Aas et alii, 1986, Lunne et alii, 1986). 
Schaap e Zuidberg (1982) denominam carga aparente a carga decorrente da 
variação da leitura zero por efeito de variação da temperatura. Vale lembrar que a 
carga aparente é independente da faixa de trabalho. Assim, o efeito da temperatura 
para uma mesma célula é maior quando se trabalha com pequenas porcentagens da 
capacidade da célula, como é comum no caso de células de alta capacidade 
realizando ensaios em camadas de argila mole. 
Naturalmente, o efeito da temperatura é mais significativo no caso de perfis em que 
haja, ao longo da profundidade, solos congelados e não congelados, onde pode 
haver maiores gradientes de temperatura (Marr, 1981). Há também necessidade de 
fazer a correção do efeito de temperatura quando, mesmo no caso de temperatura 
do solo constante, a leitura inicial (zero do ensaio) é feita com o cone fora do solo. 
Nesse caso, é importante se determinar a temperatura do cone e não a temperatura 
ambiente (Lunne et alii, 1986). No caso de ensaios offshore, aqueles autores 
comentam que o efeito de temperatura é desprezível, de vez que a zeragem das 
células de carga é feita no fundo do mar. 
No clima brasileiro, o cone deve estar sempre protegido, à sombra, de preferência 
em algum local cuja temperatura esteja próxima à do terreno, por ocasião da leitura 
inicial. 
A necessidade de alta qualidade das células quanto à variação de temperatura fica 
justificada pelos comentários acima. 
Concluindo este tema, cumpre registrar o emprego de termopares no interior de 
alguns cones (por exemplo, De Ruiter, 1981, Campanella c Robertson, 1981, Marr, 
1981). 
 
 
FAIXA DE TRABALHO DAS CÉLULAS DE CARGA 
 
A capacidade das células de carga de ponta da maioria dos cones atualmente em 
uso situa-se na faixa de 50 a 80 kN. Dessa forma, embora os cones sejam capazes 
de medir resistências de ponta em areias compactas, no caso de depósitos de 
argilas moles e médias as células trabalham em faixas de carga muito baixas em 
relação à capacidade das células, ocorrendo assim, nesses solos, uma perda de 
acurácia (Jamiolkowski et alii. 1985). 
Lunne et alii (1986) mencionam que é geralmente preferível que as cargas medidas 
representem porcentagens tão elevadas quanto possível da capacidade da célula. 
Entretanto, testando vários cones na argila de Onsoy, verificaram aqueles autores 
que alguns cones com células de carga de alta capacidade (por exemplo, 50 kN) 
forneciam resultados com características de repetibilidade e acurácia tão bons 
quanto os obtidos por cones com células de menor capacidade. Lembram aqueles 
autores que o uso de células com maior capacidade resulta em cones mais 
robustos, os quais podem penetrar areias compactas e são menos sujeitos a danos 
causados por obstáculos tais como pedras. Lunne et alii (1986) ressaltam, 
entretanto, que são necessárias células de carga de alta qualidade, além de 
calibração cuidadosa em vários níveis de carregamento. 
Os protótipos desenvolvidos na COPPE/UFRJ ilustram bem os comentários acima. 
No primeiro protótipo (COPPE-I) foi empregada uma célula de carga de ponta com 
capacidade de 5 kN. Foi feita uma comparação entre este cone com dois cones 
Fugro — com capacidade da célula de ponta de 30 kN — trazidos ao Brasil em 1985 
para ensaios na argila mole do Sarapuí pelo pesquisador Tom Lunne, do Instituto 
Norueguês de Geotecnia (NGI). Resultados de calibração mostraram que os cones 
Fugro testados são capazes de trabalhar, no mesmo nível de carga absoluta, em 
condições tão boas ou melhores que o primeiro protótipo COPPE. Isto representa 
resultados melhores que os do cone COPPE-I, em função de a capacidade da célula 
dos cones Fugro ser 6 vezes maior. Já as duas unidades de cones COPPE de 
segunda geração, com células de carga de ponta de 30 kN' de capacidade, 
apresentam desempenho semelhante aos cones Fugro. Para se ter uma ideia, é 
possível se trabalhar na faixa de carga 0-2% da capacidade da célula, por exemplo, 
com excelentes resultados quanto à histerese, repetibilidade e não retorno ao zero. 
Detalhes de resultados de calibração podem ser obtidos em Danziger (1990). O 
protótipo do cone COPPE de terceira geração (Bezerra et alii, 1994, Bezerra, 1996) 
possui a célula de carga de ponta com capacidade de 60 kN, e os valores de 
calibração obtidos dão conta de que os resultados são semelhantes aos dos cones 
de segunda geração para os mesmos níveis de carga absoluta, o que representa um 
desempenho melhor em se considerando a maior capacidade da célula. 
O acima exposto corrobora a observação de Lunne et alii (1986) quanto à 
importância da alta qualidade das células de carga. 
 
 
INGRESSO DE SOLO NAS RANHURAS DO CONE 
 
Em função das tensões geradas pela cravação, há uma tendência do solo ser 
forçado para o interior das ranhuras existentes entre o cone e a luva de atrito e entre 
esta e a parte superior do corpo do penetrômetro (Schaap e Zuidberg, 1982). Para 
evitar o problema, Schaap e Zuidberg (1982) sugerem o emprego de selos para 
solo, geralmente constituídosde anéis de borracha. 
 
 
OUTROS 
 
Existem outros fatores que intervém nos resultados dos ensaios, tais como a ação a 
poropressão nas ranhuras do cone e a velocidade de cravação. Quanto ao primeiro, 
é abordado no item que trata do piezocone; no que toca ao segundo, encontra-se 
fora do escopo do presente trabalho (ver Danziger e Lunne, 1996). 
 
 
 
O CONE ELÉTRICO NO BRASIL 
 
Os primeiros ensaios de cone elétrico foram realizados em condições offshore, com 
a finalidade de obtenção de dados para projetos de plataformas de 
exploração/produção de petróleo (Bogossian, 1993, Mello, 1993). Os resultados de 
tais ensaios são apresentados por Bogossian e McEntee (1978) e Bogossian e 
Matos (1979). 
São ainda dignos de nota os trabalhos desenvolvidos em universidades brasileiras. 
A PUC/RJ tem trabalhos importantes em solos residuais (e.g. Rocha Filho e 
Carvalho, 1988). Borges Neto (1981), desenvolvendo tese de mestrado na 
COPPE/UFRJ, projetou e construiu um cone elétrico para emprego em argila mole. 
No caso de argilas moles, entretanto, mesmo os cones elétricos não são 
recomendáveis, devendo-se empregar o piezocone. 
Outras referências sobre ensaios de cone elétrico no Brasil são em número 
extremamente reduzido e relativas basicamente a ensaios offshore (ver, por 
exemplo, Ortigão et alii. 1985). 
Sabe-se ainda de uma empresa privada, a PTS, com atuação sobretudo no Estado 
de São Paulo. 
 
 
COMPARAÇÃO ENTRE O CONE ELÉTRICO E O CONE MECÂNICO 
 
Uma comparação entre os resultados dos ensaios de cone elétrico e cone mecânico 
é importante, de vez que o cone mecânico ainda é utilizado no Brasil, e muitas das 
correlações existentes na literatura internacional são ainda baseadas em resultados 
de ensaios de cone mecânico. 
De Ruiter (1971) apresenta uma interessante comparação entre os resultados dos 
dois penetrômetros. Inicia ele a comparação mencionando que diferenças nos 
valores obtidos por um e outro equipamento deveriam ser esperadas, em função 
das diversidades na forma do penetrômetro e no processo de avanço do cone. 
Afirma De Ruiter (1971) que, no que concerne à resistência de ponta q, entretanto, 
nenhuma diferença sistemática foi verificada em todos os casos onde foi possível 
realizar uma comparação entre ensaios adjacentes. Tal afirmação é ilustrada pelos 
gráficos da figura a seguir. Embora existam diferenças nos valores de q , elas 
podem ser explicadas pela margem de erro nas medidas com o cone mecânico e 
pela maior sensibilidade do cone elétrico para detectar camadas de pequena 
espessura, o que resulta em valores de pico mais pronunciados no gráfico. Conclui 
De Ruiter (1971) que a prática em sua empresa (Fugro) tem sido a de não empregar 
fatores de correção para q oriundos do cone elétrico no caso de aplicação a 
métodos de cálculo originados de dados do cone mecânico, como o caso de 
capacidade de carga de estacas. Os autores deste capítulo lembram que pode haver 
diferenças significativas no caso de argilas moles, provenientes da ação da poro-
pressão sobre a base do cone, conforme abordado. 
 
 
 
 
 
A - CONE MECÂNICO - REGISTROS DESCONTÍNUOS 
B - CONE ELÉTRICO - REGISTROS CONTÍNUOS 
 
Figura - Comparação entre ensaios com cone elétrico e cone mecânico 
(De Ruiter, 1971) 
Já Schmertmann (1978) reuniu uma série de resultados de ensaios, principalmente 
em areias, que mostram uma tendência de valores menores de q para o cone 
mecânico, exceto no caso de solos fofos onde o contrário acontece. Na figura abaixo 
está indicada também uma curva que busca retratar a influência devida á diferença 
da forma de avanço do cone. 
 
 
 
Figura - Comparação entre as resistências de ponta obtidas pelo cone mecânico e 
pelo cone elétrico (Schmertmann, 1978) 
 
 
No que toca ao atrito lateral f, as diferenças são muito mais significativas do que no 
caso da resistência de ponta q . De fato, comparando-se os valores da figura de 
comparação entre ensaios com cone elétrico e cone mecânico, observa-se que os 
resultados obtidos com o cone elétrico são, em média, a metade dos provenientes 
do cone de Begemann. De Ruiter (1971) salienta que a mesma relação foi obtida cm 
muitas outras comparações. Aquele autor atribui tal diferença à resistência extra no 
bordo inferior da luva de atrito do cone de Begemann a qual é incluída no registro do 
atrito lateral. A figura a seguir ilustra a observação acima. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 ACRÉSCIMO 
 DE RESISTÊNCIA 
 
 
 
 
 
Figura - Resistência extra obtida com a luva de atrito do cone de Begemann 
(extraído de 8orges Neto, 1981) 
 
 
No que diz respeito a vantagens e desvantagens de um e outro equipamento, o 
trabalho de De Ruiter (1971) é particularmente detalhado quanto a esta questão. 
Finalizando este item, vale lembrar a observação de De Ruiter (1982) quanto ao 
custo do equipamento elétrico. Salienta aquele autor que, além do custo do cone em 
si, o custo correspondente aos sistemas de aquisição de dados e de calibração é 
ponderável no custo global. Dessa forma, o equipamento só gera lucro se as 
unidades de campo se mantiverem operando mais ou menos continuamente. 
Essa é provavelmente a razão pela qual, no Brasil, onde o ensaio de cone está 
longe de ser empregado como o SPT, seja problemática a utilização comercial do 
equipamento. 
 
 
 
 
 
 
SONDA PIEZOMÉTRICA 
 
Segundo Campanella e Robertson (1988), a medida de poro-pressões durante a 
cravação de uma sonda foi realizada pela primeira vez no início da década de 70, 
conforme descrito por Wissa et alii (1975) e Torstensson (1975). 
As sondas piezométricas de Wissa et alii (1975) e de Torstensson (1975) são 
bastante semelhantes, constituindo-se, basicamente, de uma ponta cônica tendo em 
sua extremidade um elemento poroso cilíndrico conectado a um transdutor elétrico 
de pressão. A sonda desenvolvida por Torstensson (1975) está apresentada 
esquematicamente na a seguir. 
 
Figura - Esquema da sonda piezométrica desenvolvida por Torstensson (1975) 
 
 
No caso de Wissa et alii (1975), muito embora o objetivo principal da sonda fosse o 
de obter a poro-pressão em condições de equilíbrio, aqueles autores vislumbraram 
uma série de outras potencialidades do ensaio, a partir justamente das poro-
pressões geradas durante a cravação da sonda (realizada a uma velocidade 
constante) e do tempo necessário à sua dissipação. 
Quanto a Torstensson (1975), verificou que valores elevados de excesso de poro-
pressão, ∆u, eram gerados, por ação da cravação da sonda, no caso de argilas 
normalmente adensadas, enquanto no caso dos solos mais permeáveis 
praticamente não havia geração de excesso de poro-pressões. 
Assim, a presença de camadas permeáveis no interior de massas argilosas aparece 
no diagrama de poro-pressões em função da profundidade como uma queda súbita 
na poro-pressão. Por outro lado, a presença de lentes de argila em camadas 
arenosas é registrada por picos de poro-pressão. A figura a seguir é um exemplo do 
que é mencionado acima. No caso de areias com alto grau de compacidade ou 
argilas pré-adensadas, Torstensson (1975) observou a geração de poro-pressões 
negativas. 
 
 
 
 
 
Figura - Diagrama de poro-pressão em função da profundidade num perfil 
estratificado (Torstensson, 1975) 
 
 
 
 
PIEZOCONE 
 
Embora Parez et alii (1976) tenham desenvolvido e empregado um equipamento 
capaz de medir simultaneamente resistênciade ponta e poro-pressão, foi apenas no 
início dos anos 80 que muitos pesquisadores em todo o mundo passaram a 
empregar os elementos de medida de poropressão incorporados aos cones elétricos 
(por exemplo, Baligh et alii, 1981, Campanella and Robertson, 1981, De Ruiter, 
1981, Jones et alii, 1981, Muromachi, 1981, Tumay et alii, 1981). Tal incorporação 
resultou no equipamento que passou a ser designado como piezocone (De Ruiter, 
1982). Segundo este autor, a combinação de medidas de resistência e poro-pressão 
adicionou uma nova dimensão à interpretação analítica dos dados. 
Portanto, o piezocone veio a unir as vantagens do ensaio de cone elétrico com todo 
o potencial da sonda piezométrica. 
No que diz respeito à posição do elemento poroso no piezocone, desde o início 
existiu uma forte discussão acerca da melhor posição para instalá-lo. O único 
consenso que existe diz respeito a que não há uma única posição capaz de reunir 
todas as vantagens. A figura abaixo mostra as principais posições onde o elemento 
poroso é usualmente instalado, com a nomenclatura correspondente. 
Embora tenha havido uma tendência, no início e em meados da década de 80, da 
utilização do elemento poroso na face do cone (poro-pressão u1), a maior tendência 
hoje — no caso de apenas um elemento poroso no cone — é de posicionar tal 
elemento na base do cone (poro-pressão u2), o que é inclusive recomendado pela 
ISSMFE (1989), embora isto não tenha sido padronizado. Vale lembrar que a base 
do cone é a posição adequada para se fazer à correção da resistência de ponta 
(ver item seguinte), e esta é considerada a principal vantagem desta posição. 
Vantagens e desvantagens das diversas posições são discutidas por vários autores, 
por exemplo De Ruiter (1982), Battaglio et alii (1986), Campanella e Robertson 
(1988), Lunne e Powell (1992). 
 
 
 
Figura – Principais posições onde o elemento poroso é instalado 
 
 
De modo a se poder lançar mão das vantagens das diferentes posições, têm surgido 
piezocones com mais de uma posição do elemento poroso. Por exemplo, Bayne e 
Tjelta (1987), Skomedal e Bayne (1988) e Sandven (1990) apresentam resultados 
de ensaios com piezocones McClelland e Fugro com três elementos porosos, tanto 
em terra como no mar. Sills et alii (1988a) empregaram um piezocone, Oxford/Fugro, 
com quatro elementos porosos (os três mostrados anteriormente e um adicional no 
centro da luva de atrito) na argila do Sarapuí, RJ. Bezerra et alii (1994) e Bezerra 
(1996) apresentam resultados de ensaios com o piezocone COPPE-IV, com dois 
elementos porosos, nas argilas do Sarapuí-RJ e do Clube Internacional do Recife. A 
figura abaixo mostra os valores de poro-pressão medidos na argila do Sarapuí-RJ, 
em quatro posições de elementos porosos ao longo do piezocone (Sills et alii, 
1988a, Danziger, 1990). 
 
 
 
 
 
Figura – Medidas de poro-pressão obtidas em 4 diferentes posições de elementos 
porosos no depósito do Sarapuí – RJ (Sills et alii, 1988a, Danziger. 1990). 
 
 
 
A CORREÇÃO DA RESISTÊNCIA DE PONTA E DO ATRITO LATERAL 
 
O desenvolvimento do piezocone permitiu que além de se abrir um mundo novo de 
possibilidades advindas da medida da poro-pressão gerada pela cravação do cone, 
se constatasse que no caso de solos saturados havia erros na medida da resistência 
de ponta qc e do atrito lateral f no caso do ensaio de cone (mecânico e elétrico), ver 
por exemplo, Baligh et alii (1981), De Ruiter (1981). O erro é devido à ação da água 
sobre as ranhuras do cone, sendo importante nos casos onde a poro-pressão 
gerada é grande quando comparada à resistência de ponta, principalmente no caso 
de argilas moles. A figura a seguir ilustra o comentário acima no caso da resistência 
de ponta. 
 
 
 
 
Figura – Poro-pressão influenciando a medida da 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 (l - a) 
 
Sendo: 
 
qT = resistência de ponta corrigida 
a = AN/AT, relação de áreas 
 
 
Cada cone tem uma diferente relação de áreas, dependendo de seu projeto. Lunne 
et alii (1986), calibrando diversos cones, encontraram relações de áreas entre 0,38 e 
0,86. Vale ressaltar que vários autores (e.g. Battaglio e Maniscalco, 1983, Almeida 
e Parry, 1985, Campanella e Robertson, 1988, Nyirenda e Sills, 1988, Robertson, 
1990, Mulabdic et alii, 1990) recomendam a obtenção da relação de áreas sempre 
através de calibração em uma câmara com água, e não através de estimativa com 
base nas dimensões geométricas, como às vezes é feito. 
A expressão qT = qc + u2 (l - a) é largamente empregada nos casos em que a poro-
pressão é medida na base do cone. Quando isto não acontece, a expressão 
qT = qc + kc u2 (l - a), de Lunne et alii (1986), deve ser empregada. 
 
qT = qc + kc u2 (l - a) 
 
Sendo: 
 
kc = u2/u = um fator de correção, o qual depende da posição relativa entre o 
elemento poroso e a base do cone; vale lembrar que a base do cone é o local onde 
se deveria medir a poro-pressão para efeito da correção ora estudada 
 
u = poro-pressão medida 
 
No caso da poro-pressão medida na face (u1) ou no vértice do cone, vários autores 
obtiveram o valor de kc de aproximadamente 0,8 para diferentes depósitos de argilas 
moles normalmente adensadas e levemente pré-adensadas (Lunne et alii, 1985, 
Campanella e Robertson, 1988, Sills et alii, 1988a, Danziger, 1990). 
Quanto à correção do atrito lateral medido, f, algumas expressões simplificadas 
foram propostas (e.g. Jamiolkowski et alii, 1985, Lunne et alii, 1986), principalmente 
porque raramente a poro-pressão é medida no topo da luva de atrito (u3). Uma 
expressão geral foi proposta por Konrad (1987), como na figura abaixo: 
 
 
 
Figura - Esquema de piezocone apresentado por Konrad (1987), com ilustração da 
ação da poro-pressão nas ranhuras do cone. 
 
Sendo: 
 
ƒT = atrito lateral corrigido 
Asb Ast = áreas da base e do topo da luva de atrito, respectivamente 
Al = área lateral da luva de atrito 
 
É importante salientar que, enquanto a resistência de ponta é corrigida em quase 
todos os ensaios, o mesmo não ocorre em relação ao atrito lateral, quando 
normalmente são apresentados como resultados os valores não corrigidos. 
Outros fatores que podem influenciar a resistência de ponta e o atrito lateral são 
descritos no excelente trabalho de Mulabdic et alii (1990). 
 
 
O PIEZOCONE NO BRASIL 
 
A utilização do piezocone no Brasil tem sido relacionada fundamentalmente à 
atuação de universidades, seja no que diz respeito ao desenvolvimento de 
equipamentos seja apenas na realização de ensaios. As instituições que têm mais 
se dedicado ao piezocone são a COPPE/UFRJ e a PUC/RJ, mas a UFPE, a UFRGS 
e a UFPB têm realizado mais recentemente importantes trabalhos com o 
equipamento, conforme tabela a seguir. 
 
Tabela – Principais depósitos argilosos onde formam realizados ensaios de 
piezocone no Brasil. 
 
Cumpre lembrar que o primeiro trabalho de autor brasileiro sobre o piezocone é a 
tese de doutorado de Rocha Filho (1979), realizada na Universidade de Londres. 
Aquele autor utilizou um cone elétrico da Fugro cuja ponta foi modificada para 
possibilitar a medida da poro-pressão, feita no vértice do cone. Ao retornar ao Brasil, 
aquele autor iniciou na PUC/RJ uma linha de pesquisa sobre o CPT e o CPTU. 
Na COPPE/UFRJ, foi o professor Márcio Miranda Soares quem deu início à linha de 
pesquisa do piezocone, após retornar de seu pós-doutoramento no Instituto 
Norueguêsde Geotecnia, NGI, em 1984. No NGI, aquele pesquisador dedicou 
especial atenção à análise de ensaios de dissipação (Soares, 1986). 
Na iniciativa privada, existem apenas dois registros de conhecimento dos autores, 
dizendo respeito (i) ao desenvolvimento, pela Geomecânica e com auxílio da 
PUC/RJ, sob os auspícios da Petrobrás, de um piezocone para uso em águas 
profundas (Lopes e Muxfeldt, 1988, Rocha Filho e Sales, 1994) e (ii) à participação 
da Grom (da incubadora de empresas da COPPE/UFRJ) junto à COPPE/UFRJ no 
desenvolvimento do piezocone, sobretudo o equipamento de última geração. 
Ainda quanto a ensaios offshore, vale salientar que os primeiros ensaios de 
piezocone nestas condições foram realizados em 1987, no campo de Merluza, por 
empresa estrangeira contratada pela Petrobrás (Mello, 1993). Ensaios têm sido 
realizados por empresas estrangeiras em outros campos. 
A principal utilização do ensaio tem sido relativa à estimativa de propriedades de 
depósitos argilosos moles. A tabela acima apresenta os principais depósitos onde 
foram realizados, no Brasil, ensaios de piezocone neste tipo de material. 
 
 
DESIGNAÇÃO DOS ENSAIOS 
 
O ensaio de cone, seja mecânico ou elétrico, é denominado hoje internacionalmente 
como 'Cone Penetration Test", sendo a sigla correspondente CPT. Já o ensaio de 
piezocone, denominado de "Piezocone Test", tem uma maior tendência de ser 
designado como CPTU (Battaglio et alii, 1986, Campanella e Robertson, 1988). 
 
 
APLICAÇÕES DOS ENSAIOS 
 
As aplicações de engenharia dos ensaios de cone e de piezocone podem ser 
divididas 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). Em tais aplicações, são muitas vezes empregados parâmetros 
derivados das grandezas medidas diretamente nos ensaios. Os parâmetros 
derivados mais utilizados (Danziger e Lunne, 1994) são apresentados abaixo, em 
seguida a um resumo das grandezas medidas nos ensaios. 
 
 
GRANDEZAS MEDIDAS E CORRIGIDAS 
 
As grandezas medidas são, no caso do CPT, resistência de ponta, qc, atrito lateral, f 
e, no caso do piezocone, a poro-pressão u1 ou u2, além das anteriores. 
Tanto no caso do cone elétrico como no do piezocone, outras grandezas são às 
vezes medidas. Quanto ao piezocone, às vezes mais de uma poro-pressão é 
medida. 
Apenas no caso do piezocone, é possível fazer a correção da resistência de ponta, 
obtendo-se qT e, ainda, com as restrições mencionadas, o atrito lateral corrigido,. fT. 
PARÂMETROS DERIVADOS 
 
O primeiro parâmetro derivado empregado foi a razão (ou relação) de atrito, FR=f/q , 
utilizada principalmente para classificação dos solos (e.g. Sanglerat, 1972, 
Schmertmann, 1978, Searle, 1979, Douglas e Olsen, 1981). Hoje FR é utilizado mais 
com os parâmetros corrigidos, ou seja, FR é definido como FR=fr/qr 
Outros parâmetros, sugeridos principalmente para melhorar a capacidade de 
classificação dos solos, são Bq = (u2-u0) / (qɤ-σv0), Senneset et alii (1982), Senneset 
e Janbu (1984), (qɤ-σv0) / σ’v0 e f / (qɤ-σv0), Wroth (1988), Houlsby (1988), Robertson 
(1988, 1990). 
Wroth (1984) recomendou o parâmetro Bq como o parâmetro padrão para 
interpretação de ensaios de piezocone. Houlsby (1988) mencionou que uma 
alternativa a Bq poderia ser a relação (u-uo)/ σv0. 
Lutenegger e Kabir (1988a) utilizaram esta relação com u sendo u2, e Larsson e 
Mulabdic (1991) consideraram melhor usar u1, ao invés de u2. 
Alguns parâmetros têm sido propostos usando valores de poro-pressão ao longo do 
piezocone, e.g. β = (u2 – u0) / (u1 – u0), May (1987), Sills et alii (1988b), 
PPD = (u1–u2 / u0, Sully et alii (1988a, 1988b), (∆u1 - ∆u2) /σ’v0, Larsson e Mulabdic 
(1991), PPSV= (u1-u2)/σ’v0, Sully e Campanella (1991). Os dois últimos parâmetros 
podem ser considerados o mesmo. Vale lembrar que tais parâmetros só podem ser 
obtidos com piezocones capazes 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, como sugerido por Sully et alii 
(1988a). 
 
 
CLASSIFICAÇÃO E ESTRATIGRAFIA DOS SOLOS 
 
O ábaco de Begemann (1965), constante da figura a seguir, tornou-se clássico, 
devendo ser empregado para ensaios realizados com o cone de Begemann. O 
ábaco foi desenvolvido com base em considerações teóricas e numerosos ensaios 
realizados na Holanda. Pode-se observar da figura abaixo que, para iguais valores 
de f, as areias apresentam maiores valores de q ou, de outra forma, as argilas 
exibem maior f que as areias para o mesmo q . A mesma tendência foi observada 
por outros autores (e.g. Sanglerat, 1972). Ainda quanto ao cone de Begemann, 
outros autores ampliaram e modificaram a proposta original de Begemann (1965), 
por exemplo Schmertmann (1978) e Searle (1979). 
É importante lembrar que o ábaco e as modificações acima citadas não podem ser 
empregados para dados de ensaios de cone elétrico ou de piezocone, sobretudo 
pela significativa diferença entre os resultados do atrito lateral. Também não é 
recomendado o uso daqueles ábacos para outros cones mecânicos que não o cone 
de Begemann. 
 
 
 
 
Figura - Ábaco de classificação dos solos, com base no cone mecânico de atrito 
(Begemann, 1963) 
 
Douglas e Olsen (1981) propõem, para o caso específico do ensaio de cone elétrico, 
um ábaco relacionando q , FR e classificação dos solos segundo o sistema USCS, 
além de outras informações. 
No caso do piezocone, várias propostas surgiram, a maioria (e.g. Jones et alii, 1981, 
Senneset e Janbu, 1984) substituindo o atrito lateral pela poro-pressão. A 
substituição é devida ao fato de que o atrito lateral é a grandeza menos confiável 
dentre as três grandezas medidas pelo piezocone, a resistência de ponta, o atrito 
lateral e a poro pressão. Já outros autores (e.g. Robertson et alii, 1986, Robertson, 
1990) consideram útil a inclusão do atrito lateral, e apresentam propostas de 
classificação envolvendo dois ábacos. A proposta de Robertson et alii (1986) consta 
da figura a seguir. 
 
 
Figura - Ábaco de classificação dos solos, com base no piezocone 
(Robertson et alii, 1986) 
 
 
Aqueles autores mencionam que ocasionalmente um determinado solo pode ser 
classificado de maneiras diferentes nos dois ábacos. Nesse caso, há necessidade 
de uma análise mais adequada para classificar o solo de forma satisfatória, 
utilizando, por exemplo, a maneira pela qual a poro-pressão se dissipa durante uma 
pausa na cravação ou durante ensaios de dissipação. Na figura acima estão 
incluídos exemplos de argilas moles brasileiras (Danziger, 1990, Oliveira, 1991, 
Bezerra, 1993), que ilustram as observações acima. Para concluir os comentários 
quanto à classificação dos solos através do CPT e do CPTU, vale lembrar a 
recomendação de Campanella e Robertson (1988) quanto ao desenvolvimento de 
correlações locais ou ábacos de classificação ajustados regionalmente e a 
observação, daqueles mesmos autores, de que os ábacos do tipo do apresentado 
na figura anterior devem ser encarados como um guia para a avaliação de tipo de 
comportamento do solo e não como gráfico de classificação granulométrica. 
No que concerne à estratigrafia, o cone elétrico possui uma maior sensibilidade para 
detectar camadas de pequena espessura do que o cone mecânico, e os perfis 
obtidos com o cone mecânico mostram os solos mais homogêneos do que 
realmente são (De Ruiter, 1971). Já o piezocone possui um potencial ainda maior de 
definição da estratigrafia do terreno