Fundações - Apostila UNIVALI

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Universidade do Vale do Itajaí 
Centro de Ciências Tecnológicas da Terra e do Mar 
Curso de Engenharia Civil 
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Modelo Estrutura - Fundação 
 
Prof. Luis Fernando Pedroso Sales, 
Engenheiro Civil, Mestre em Geotecnia 
2 Fundações 
Prof. Luis Fernando P. Sales Engenharia Civil - UNIVALI 
 
UNIVERSIDADE DO VALE DO ITAJAÍ 
Mário César dos Santos 
Reitor 
 
 
Cássia Ferri 
Vice-Reitora de Graduação 
 
 
Valdir Cechinel Filho 
Vice-Reitor de Pós-graduação, Pesquisa, Extensão e Cultura 
 
 
Carlos Alberto Tomelin 
Vice-Reitor de Planejamento e Desenvolvimento Institucional 
 
 
 
CENTRO DE CIÊNCIAS TECNOLÓGICAS DA TERRA E DO MAR 
João Luiz Baptista de Carvalho 
Diretor 
 
 
CURSO DE ENGENHARIA CIVIL 
 
 
Sônia Iara Portaluppi Ramos 
Coordenadora 
 
 
Fundações 3 
Prof. Luis Fernando P. Sales Engenharia Civil - UNIVALI 
 
Apresentação 
1.1 Ementa 
Investigação geotécnica. Fundações Superficiais. Fundações profundas. Projeto geotécnico de fundações. 
1.2 Carga Horária 
A disciplina de Fundações está no 6º Período da matriz curricular do curso de Graduação em Engenharia Civil 
da UNIVALI, com 72 horas-aula. 
1.3 Objetivos 
Analisar os tipos de fundação para cada terreno e obra, e projetar as fundações de edificações. Ao final da 
disciplina, o aluno deverá estar capacitado a interpretar laudos de sondagens, calcular a capacidade de 
suporte do terreno, calcular a capacidade de suporte de fundações profundas, elaborar previsões de 
recalques para fundações, analisar ensaios de desempenho de fundações, como provas de carga. 
1.4 Metodologia 
A ementa da disciplina é vista por meio de aulas expositivas, com a realização de exercícios práticos e 
consulta à bibliografia indicada. Poderão ocorrer vistas técnicas a obras, conforme planejamento de cada 
semestre letivo. 
1.5 Critérios de avaliação 
O aluno deverá ter frequência e participação mínima de 75% das aulas expositivas, além de alcançar a média 
final mínima estabelecida pela Instituição no conjunto das Avaliações. 
1.6 Curriculum resumido 
Luis Fernando Pedroso Sales é Graduado em Engenharia Civil pela UFSC - Universidade Federal de Santa 
Catarina em 1994, Mestre em Engenharia Civil, Área de Geotecnia, pela UFRGS - Universidade Federal do Rio 
Grande do Sul em 1998. Em 1998 iniciou as atividades de Engenheiro de Projeto da empresa ENGEVIX 
Engenharia S/A, com destaque: Trasvase Manabi - Equador; Projeto de reabilitação e duplicação da BR 470, 
trecho Indaial - Blumenau; Projeto de reabilitação e duplicação da BR 101, trecho Contorno de Florianópolis; 
Projeto de fundação das estações elevatórias e obras estruturais dos Sistemas de Esgotos Sanitários de Itajaí, 
Penha, Piçarras, Criciúma, Florianópolis e Chapecó. Entre 2006 e 2011 foi Consultor Geotécnico da 
ELETROSUL – Centrais Elétricas, atuando em projetos e fiscalização de obras, com destaque: UHE São 
Domingos; PCH João Borges; PCH Barra do Rio Chapéu; Parques Eólicos Cerro Chato I, II, III; Chuí; Geribatu. É 
Sócio-Diretor da BORNSALES Engenharia Ltda., empresa especializada em Projetos e Consultoria Geotécnica, 
com destaque para Projetos de Fundação de Edifícios Altos, Projetos de Contenção em Escavações Urbanas 
e Análise de Estabilidade de Taludes, com mais de 200mil m2 de área em projetos. Desde 1999 atua como 
Professor do curso de Engenharia Civil da UNIVALI – Universidade do Vale do Itajaí, ministrando as disciplinas 
de Mecânica dos Solos, Fundações, Taludes e Contenções e Sistemas de Drenagem. Coordenou o curso de 
graduação em Engenharia Civil da UNIVALI entre 2002 e 2006. É membro representativo da ABMS - 
Associação Brasileira de Mecânica dos Solos e Engenharia Geotécnica, que lhe conferiu o título de Engenheiro 
Geotécnico. 
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Do Autor 
Esta apostila foi elaborada com o intuito de abordar, de forma sintetizada, os assuntos tratados na disciplina 
de Fundações, do curso de graduação em Engenharia Civil. Deve ser utilizada pelos alunos, como material de 
consulta e de apoio ao estudo diário. Recomenda-se buscar informações complementares nas referências 
bibliográficas listadas ao longo desta apostila, pois estas abordam os conteúdos de forma mais detalhada, 
permitindo ampliar o conhecimento em cada tema, possibilitando o estudo extraclasse consistente. 
O aluno de graduação deve encarar o Ensino de Engenharia com a responsabilidade de quem, em breve, 
estará exercendo a profissão de Engenheiro Civil. A sociedade exige de nós profissionais, o conhecimento 
técnico, o domínio das ferramentas e dos materiais, atuando com uma conduta ética e responsável. 
A Geotecnia tem um papel importante no processo social e ambiental que envolve a Engenharia Civil. Através 
dos assuntos vistos nas disciplinas do eixo norteador desta área de conhecimento, que o profissional se 
defrontará com situações de ocupação de áreas de risco, contaminação do solo e do lençol freático, obras 
de infraestrutura, tais como estradas, barragens e túneis, projetos e execução de estruturas de contenção e 
de fundação. Resolver estas questões é um desafio enorme. 
Estão todos convidados a estudar Fundações, seus conceitos, métodos de cálculos e verificações de 
desempenho. 
Bons estudos! 
 
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Conteúdo 
 
1- PROJETO DE FUNDAÇÕES ................................................................................................................................ 
2- INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO ........................................................................................................................... 
3- PARÂMETROS GEOTÉCNICOS DOS SOLOS ........................................................................................................ 
4- FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS .............................................................................................................................. 
5- FUNDAÇÕES PROFUNDAS ............................................................................................................................... 
 
 
 
 
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Capítulo 1 – Introdução 
1.1 Engenharia de Fundações 
Velloso e Lopes (2004) destacam a importância do conhecimento de Geotecnia e Estruturas para que o 
profissional possa projetar e executar fundações com qualidade e segurança, denominando esta área de 
Engenharia de Fundações. 
Em geral, a superestrutura da edificação é projetada (calculada e detalhada) por um engenheiro estrutural 
que supõe os apoios indeslocáveis, resultando em diversas combinações de esforços (forças verticais, forças 
horizontais e momentos fletores), que são repassadas ao projetista de fundações. Aplicando os 
conhecimentos dos métodos de previsão de capacidade de suporte geotécnico e estrutural dos elementos 
de fundação, associado às análises de deslocamentos, efeito de grupo, entre outros, é detalhada a solução 
de fundação mais adequada à superestrutura e ao terreno de fundação. 
É importante destacar que as fundações, quaisquer que sejam, transferem os esforços oriundos da 
superestrutura ao terreno de fundação. Portanto, atuam como elo de ligação entre ambos. O entendimento 
do comportamento da estrutura de uma edificação e do solo ou rocha de apoio são fundamentais. 
A transferência de esforços da superestrutura ao terreno de fundação resulta em deslocamento vertical 
(recalque), horizontal e rotação. Com isso, a hipótese de apoio indeslocável fica prejudicada e, nas estruturas 
hiperestáticas, que são a grande maioria, as cargas inicialmente calculadas são modificadas (Velloso e Lopes, 
2004). 
Os elementos estruturais responsáveis pela ligação das fundações à superestrutura são fundamentais para a 
transferência de esforços iniciais e por suas modificações. Os blocos de coroamento de estacas, por exemplo, 
devem gerar esforços nas estacas, compatíveiscom as reações limitadas pelo engenheiro de fundações, bem 
como a parcela de esforço transmitida diretamente ao terreno de fundação. 
Percebe-se, portanto, que a solução de fundação de uma edificação deve ser compreendida e analisada pelo 
engenheiro de fundações, juntamente com o engenheiro estrutural. 
U.S.ACE (1991) destaca que os projetos de fundação devem partir de um esforço totalmente coordenado 
entre engenheiros geotécnicos, estruturais e geólogos, os quais devem assegurar que os resultados das 
análises estão integrados na solução adotada. Esta coordenação estende-se através de planos e 
especificações, reuniões de projeto e de construção. Alguns dos aspectos críticos do processo de projeto que 
requerem coordenação são: 
- Seleção preliminar e final do tipo de fundação; 
- Definição dos deslocamentos admissíveis; 
- Avaliação preliminar de dados geotécnicos; 
- Seleção de condições de carga, efeitos de carga e falha potencial; 
- Disposição preliminar dos elementos de fundação; 
- Capacidade de suporte do terreno de fundação; 
- Tensão máxima atuante nos elementos de fundação, nos estados de limite último e de serviço; 
- Elaboração de programas de testes de carga e monitoramento. 
Fundações 7 
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Segundo Poulos e Davis (1981), é muito conveniente dividir o projeto de grandes edifícios em dois 
componentes: o projeto da estrutura e o projeto das fundações. Considera-se que a estrutura, por suas 
próprias razões, produz certas cargas, e as fundações são meramente necessárias para transportar essas 
cargas predeterminadas ao terreno de fundação (solo ou rocha). Na verdade, as cargas sobre as fundações 
determinam o seu movimento, que, por sua vez, afeta as cargas impostas pela estrutura. Há inevitavelmente 
interação entre estrutura e fundação. 
Em uma abordagem de estrutura global, para ser bem sucedida, há necessidade de saber muito mais do que 
o comportamento de um elemento isolado de fundação. Precisa-se saber o seu comportamento de carga-
deslocamento até a ruptura, possivelmente o seu comportamento sob carga lateral e momento fletor, e 
como o seu comportamento é modificado por elementos de fundação adjacentes (efeito de grupo). Isso é 
análogo ao dizer que precisamos das características completas de carga-deformação de vigas e pilares, não 
apenas as suas capacidades de carga, antes que possamos analisar quadros estruturais completos. 
A forma antiga e superada de analisar o comportamento de estruturas com apoios indeslocáveis; analisar as 
fundações a partir de uma planta de cargas, sem a interação entre ambas, resulta, em geral, em soluções 
mais onerosas ao cliente. O entendimento do comportamento global da estrutura e fundação, trabalhando 
num modelo único completo, inserindo as características do terreno de fundação, resulta numa análise mais 
próxima ao comportamento real da edificação. Isto permite, aos engenheiros geotécnicos e estruturais 
tomar decisões importantes, ainda na fase de projeto, na busca melhorar o comportamento da edificação 
durante a construção e pós-construção, além do seu impacto na vizinhança. 
Born e Sales (2016) destacam a importância da implementação de modelos numéricos na solução de 
problemas de fundação e na interação estrutura-fundação. Os programas de modelagem numérica 
permitem implementar um modelo único da superestrutura, fundação, terreno, de forma a simular o 
comportamento carga-deformação completo, redistribuição de esforços, influência no entorno, entre outras 
análises. 
A engenharia de fundações é vista na graduação ainda no modelo antigo. O aluno de engenharia civil tem 
contato com os métodos de previsão de capacidade de suporte, métodos de estimativa de recalques, análises 
simplificadas de efeito de grupo, ensaios de carga e monitoramento das fundações. A disciplina de Fundações 
é vista separadamente das disciplinas de Estruturas. Isto tem dificultado a aplicação de modelos únicos na 
resolução de problemas, uma vez que os próprios profissionais acabam não vendo esta interação nos cursos 
de graduação. 
A própria ABNT NBR 6122:2010 - Projeto e execução de fundações é omissa às questões de interação 
estrutura-fundação. Isto deve ser revisto, adequando às principais normas internacionais e a boa prática de 
engenharia mundial. 
A partir da implementação da ABNT NBR 15.757:2013 – Edificações habitacionais - Desempenho, que institui 
nível de desempenho mínimo de uma vida útil para os elementos principais de toda e qualquer edificação 
habitacional, incluindo a estrutura e fundação, observou-se uma melhora no processo de contratação dos 
projetos de engenharia. 
Cabe aos profissionais de engenharia buscarem uma formação mais aprofundada em programas de pós-
graduação Stricto-senso (mestrado e doutorado), onde terão acesso ao conhecimento mais detalhado do 
comportamento das estruturas e das fundações. No caso de Geotecnia, o comportamento dos solos e rochas, 
representado pelos seus modelos constitutivos e parâmetros geotécnicos. 
1.2 Tipos de Fundações 
As fundações são separadas em dois grandes grupos: 
- Fundações superficiais (ou diretas ou rasas); 
- Fundações profundas. 
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Segundo Velloso e Lopes (2004), a distinção entre esses dois tipos é feita segundo critério arbitrário de que 
uma fundação profunda é aquela cujo mecanismo de ruptura da base não surgisse na superfície do terreno 
(ver Figura 1.1). 
Na ABNT NBR 6122:2010, a definição de fundação superficial é: “elementos de fundação em que a carga é 
transmitida ao terreno, predominantemente pelas pressões sob a base da fundação, e em que a 
profundidade de assentamento em relação ao terreno adjacente é inferior a duas vezes a menor dimensão 
da fundação...”. 
A norma brasileira ainda define fundação profunda como: “elemento de fundação que transmite ao terreno 
pela base (resistência de ponta), por sua superfície lateral (resistência de fuste) ou por uma combinação das 
duas, e que está assente em profundidade superior ao dobro da sua menor dimensão em planta, e no mínimo 
3m, salvo justificativa”. Neste tipo de fundação incluem-se as estacas e os tubulões. 
 
Figura 1.1 – Mecanismo de ruptura de fundação superficial e profunda. 
 
Berberian (2003) apresenta a definição de fundações superficiais cuja profundidade de assentamento é 
menor ou igual a duas vezes a sua menor dimensão e não são capazes de transferir carga por atrito lateral. 
O autor questiona esta definição, pois entende que há sapatas assentadas a profundidade de até 4xB. A partir 
desta profundidade, a fundação é capaz de transferir carga por atrito lateral. 
A grandeza fundamental para o projeto de fundação direta é a determinação da tensão admissível do terreno 
de fundação, se o projeto for feito considerando coeficiente de segurança global; ou a determinação Da 
tensão resistente de projeto quando se consideram fatores parciais. Estas tensões devem obedecer 
simultaneamente aos estados limites últimos (ELU) e de serviço (ELS), para cada elemento de fundação 
isolado e para o conjunto. 
Par o caso de fundações profundas, a grandeza fundamental para o projeto por estacas é a carga admissível, 
se o projeto for feito em termos de valores característicos, ou carga resistente de projeto, quando for feito 
em termos de valore de projeto. Igualmente ao caso das fundações diretas, essas grandezas devem atender 
ao estado limite último (ELU) e de serviço (ELS), para cada elemento isolado e para o conjunto. 
Conforme descrito anteriormente, a tendência atual e futura é projetar fundações obedecendo critérios de 
comportamento carga-deslocamento, onde os recalques admissíveis para cada elemento isolado e para o 
conjunto norteiam as decisões de projeto. 
Quanto aos tipos de fundações superficiais, tem-se: 
- Bloco: elemento de fundação de concreto simples, dimensionado de maneira que as tensões de 
tração nele produzidas possam ser resistidaspelo concreto, sem necessidade de armadura. 
- Sapata: elemento de fundação superficial de concreto armado, dimensionado de tal modo que as 
tensões de tração sejam resistidas por armaduras. 
- Sapata corrida: sapata sujeita a carga distribuída (às vezes chamada de baldrame). 
Fundações 9 
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- Viga de fundação: elemento de fundação superficial comum a vários pilares, cujos centros, em 
planta, estão situados num mesmo alinhamento. 
- Grelha: elemento de fundação constituído por um conjunto de vigas que se cruzam nos pilares. 
- Sapata associada: elemento de fundação que recebe parte dos pilares da obra, o que a difere do 
radier, sendo estes pilares não alinhados, o que a difere da viga de fundação. 
- Radier: elemento de fundação que recebe todos os pilares da obra. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 1.2 – Principais tipos de fundações superficiais. 
 
As fundações profundas são subdivididas em três grupos: 
- Estacas: elementos esbeltos de fundação profunda com a finalidade de transferir cargas para os 
substratos resistentes mais profundos. Requer emprego de equipamentos especiais para sua 
execução. A ABNT NBR 6122:2010 define estacas como elemento de fundação profunda executado 
inteiramente por equipamentos ou ferramentas, sem que, em qualquer fase de sua execução, haja 
descida de operário. Os materiais empregados põem ser: madeira, aço, concreto pré-moldado, 
concreto moldado in situ ou mistos. 
- Estacas Cravadas: são aquelas onde, durante o processo executivo, o solo é deslocado conforme 
ocorre a penetração da estaca. Exemplos: madeira, metálica, pré-moldada de concreto, franki. 
- Estacas Escavadas: é realizado um pré-furo ou quando o solo é retirado do terreno durante o 
processo de execução da estaca. Exemplos: estaca escavada, hélice contínua, strauss. 
- Estacas Injetadas: são estacas perfuradas por processos rotativos e revestidas, com fuste 
concretado por meio de injeção de cimento. Exemplos: raiz, jet grouting. 
- Tubulão: elemento de fundação profunda de forma cilíndrica que, pelo menos em sua fase final de 
execução, tem-se a descida de operário para o alargamento da base. O tubulão não difere da estaca 
escavada por suas dimensões, mas seu processo executivo. 
 
 
Bloco 
Sapata isolada 
10 Fundações 
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Figura 1.3 – Principais tipos de fundações profundas. 
 
Existem ainda as fundações mistas, que combinam soluções de fundação superficial com profunda. Alguns 
exemplos são ilustrados na Figura 1.4. As fundações mistas são empregadas nos casos onde a solução de 
fundação superficial é pouco viável e a solução de fundação profunda acaba sendo muito onerosa ou 
superdimensionada. Na prática, alguns projetistas dimensionam como fundações superficiais, cabendo ao 
elemento de fundação profunda promover o reforço na camada de solo portante ou terreno de fundação. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 1.4 – Exemplos de fundações mistas. 
1.3 Procedimentos para Elaboração do Projeto de Fundação 
Born e Sales (2016) apresentam uma proposta de procedimentos instrutivos para a realização de projetos de 
fundações para edificações. A experiência dos autores em projetos de fundação, corroborada com a prática 
internacional de projetos de fundação de edifícios altos [Randolph, M.F. and Wroth, C.P. (1981); Poulos, H.G. 
(1989); Poulos, H.G., Small, J.C. and Chow, H. (2011)] nortearam a elaboração desta proposta. 
- Montagem da equipe de projetistas: recomenda-se que o início das atividades de consultoria 
geotécnica ocorre em uma reunião de apresentação entre o cliente e a equipe técnica (arquitetura, 
instalações, estruturas e Geotecnia). O objetivo é apresentar o projeto do empreendimento, de 
forma que cada profissional, na sua respectiva área de atuação, possa intervir com as suas 
experiências. A troca de informação é importante na identificação de erros e vícios. 
- Elaboração do plano de investigação geotécnica: para melhor compreensão do local, deve ser 
elaborado um plano de investigação geotécnica de campo, complementada com ensaios de 
laboratório (no caso de solos compressíveis), cujos ensaios são: SPT (sondagem a percussão); CPT 
(ensaio de cone); SDMT (ensaio dilatômetro sísmico); PMT (ensaio pressiométrico). As sondagens 
Estacas Tubulão 
Sapata associada à estaca 
(Estaca T) 
Radier estaqueado 
Fundações 11 
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poderão ser executadas em diferentes etapas, mediante a necessidade de informações 
complementares. O plano de investigação serve como forma de identificação do terreno de fundação 
e determinação dos parâmetros geotécnicos das diferentes camadas. 
- Anteprojeto de fundação: na elaboração do anteprojeto de fundação são analisados os laudos de 
sondagem SPT e/ou CPT, a planta de cargas dos pilares (prévia) e o projeto arquitetônico. Nesta 
etapa, permite-se estimar os tipos de fundações viáveis, no caso de fundações profundas, estimar os 
diâmetros e comprimentos médios. 
- Projeto da prova de carga: buscando maximizar a utilização da capacidade portante dos elementos 
de fundação, indica-se, inclusive como recomendação da ABNT NBR 6122:2010, a realização de prova 
de carga estática ou ensaio de placa, em fase prévia à execução do projeto de fundações. A prova de 
carga resume-se na obtenção do comportamento carga-deslocamento do elemento de fundação 
isolado ou do terreno de fundação. 
- Projeto geotécnico básico de fundação: no projeto básico tem-se o exercício de lançamento de 
diferentes composições dos elementos de fundação, buscando a melhor relação comportamento-
benefício. Define-se a solução mais eficiente e faz-se a reunião com o cliente e projetista estrutural. 
- Interação solo-estrutura: utilizando os resultados do projeto básico, são geradas análise numéricas 
através da teoria dos elementos finitos, com o uso de programas computacionais. Estes modelos são 
realizados em plataformas que permitem a interação entre o modelo estrutural e o modelo de 
fundações completo. Os resultados permitem avaliar o recalque total e diferencial, carga axial e 
momento atuantes em cada elemento de fundação, percentual de carga transferida pelo bloco ao 
solo, e interação com edificações vizinhas. São implementadas mudanças na posição, quantidade e 
comprimento dos elementos de fundação, para equilibrar os recalques, bem como otimizar o projeto 
de fundações. O projetista de fundação encaminha ao projetista estrutural os valores dos 
coeficientes de mola (recalque/carga) estimados, para que o mesmo possa implementar apoios 
deslocáveis no seu modelo. 
- Projeto geotécnico final de fundação: havendo concordância entre os modelos geotécnico e 
estrutural, tem-se o modelo numérico final. É então gerado o detalhamento do Projeto Geotécnico 
de Fundações. 
- Projeto de monitoramento da edificação: buscando acompanhar o desempenho da edificação 
durante a estado de serviço, frente aos recalques e distribuição de cargas entre os elementos de 
fundação, recomenda-se a realização de monitoramento dos recalques (pinos de leituras) e das 
cargas (células de pressão). 
1.4 Documentos de Consulta do Projeto de Fundação 
Para a elaboração do projeto de fundação de uma edificação, faz-se necessária a consulta aos seguintes 
documentos: 
- Topografia da área: levantamento planialtimétrico, com dados sobre quaisquer variações 
altimétricas do terreno, edificações existentes, cavidades erosivas ou evoluções preocupantes na 
geomorfologia. 
- Projeto de terraplenagem: desenho em planta georreferenciado e perfis transversais, que 
demonstrem as modificações no terreno original (cortes e aterros). 
- Sondagens: resultados do plano de investigação geotécnica, outros dados geológicos e geotécnicos 
(mapas, fotos aéreas, artigos sobre experiências na área), que permitam identificar o perfil 
estratigráfico do terreno e determinar os valores dosparâmetros geotécnicos. 
- Projeto arquitetônico: dados da estrutura a ser construída, com a definição do tipo e uso, sistema 
construtivo, áreas de projeção, existência de pavimentos em subsolo. 
- Projeto estrutural: modelo estrutural completo, com a definição das combinações de esforços 
atuantes, sistema estrutural. 
12 Fundações 
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- Dados sobre construções vizinhas: percepção da locação da obra com as edificações vizinhas, de 
forma que se permita avaliar as consequências de escavações, rebaixamento temporário ou 
permanente do lençol freático, vibrações, entre outros. 
1.5 Requisitos de um projeto de fundações 
Tradicionalmente, os requisitos básicos a que um projeto de fundações deverá atender são: 
- Deformações aceitáveis, sob as condições de trabalho; 
- Segurança adequada ao colapso do solo de fundações ou estabilidade externa; 
- Segurança adequada ao colapso os elementos estruturais ou estabilidade interna. 
Velloso e Lopes (2004) apresentam as consequências do não-atendimento a esses requisitos, conforme 
Figura 1.5. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 1.5 – Consequências danosas às fundações (Velloso e Lopes, 2004). 
1.6 Cargas e Segurança nas Fundações 
A ABNT NBR 6122:2010 apresenta as diretrizes para considerações de cargas e fatores de segurança em 
projetos de fundações. Alguns itens da Norma que tratam deste assunto são apresentados a seguir, na forma 
de parágrafos: 
Empuxos: O empuxo hidrostático desfavorável deve ser considerado integralmente, enquanto que o empuxo 
de terra (ativo, em repouso ou passivo) deve ser compatível com a deslocabilidade da estrutura. Fica vetada, 
em obras urbanas, a redução de cargas em decorrência de efeitos de subpressão. 
Cargas dinâmicas: Devem ser consideradas: Amplitude das vibrações e possibilidade de ressonância no 
sistema estrutura-solo-fundação; Acomodação de solos arenosos; Transmissão dos efeitos a estrutura ou 
outros equipamentos próximos. 
Deformações excessivas 
Colapso do solo 
Tombamento ou deslizamento da estrutura 
Colapso estrutural, resultantes de projetos deficientes 
Fundações 13 
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Fator de segurança global: As cargas admissíveis em elementos de fundação são obtidas pela aplicação de 
fatores de segurança, conforme a Tabela 1.1, sobre os valores de capacidade de carga obtidos por cálculo ou 
experimentalmente. 
Tabela 1.1 — Fatores de segurança globais mínimos (NBR 6122:2010). 
CONDIÇÃO FATORES DE SEGURANÇA 
Capacidade de carga de fundações superficiais 3,0 
Capacidade de carga de estacas ou tubulões, sem prova de carga 2,0 
Capacidade de carga de estacas ou tubulões, com prova de carga 1,6 
 
No caso de fundações profundas, só é permitido reduzir o fator de segurança quando se dispõe do resultado 
de um número adequado de provas de carga estática e quando os elementos ensaiados são representativos 
do conjunto da fundação, ou a critério do projetista. 
Análise de ruptura do solo: os valores de cálculo da resistência do solo são determinados dividindo-se os 
valores característicos dos parâmetros de resistência da coesão (C) e do ângulo de atrito interno () pelos 
coeficientes de ponderação da Tabela 1.2. 
Tabela 1.2 — Coeficientes de ponderação das resistências (NBR 6122:2010). 
PARÂMETRO In Situ Laboratório Correlações 
Tangente do ângulo de atrito interno do solo 1,2 1,3 1,4 
Coesão (estabilidade e empuxo de terra) 1,3 1,4 1,5 
Coesão (capacidade de carga de fundações) 1,4 1,5 1,6 
 
O valor de cálculo da resistência (ou capacidade de carga) de um elemento de fundação pode ser 
determinado de três maneiras: 
- A partir de provas de carga; 
- A partir de métodos semi-empíricos ou empíricos; 
- Emprego de métodos teóricos. 
No primeiro caso, deve-se aplicar o terceiro coeficiente de ponderação, conforme Tabela 1.3. No segundo 
caso, deve-se aplicar em dos primeiros coeficientes de ponderação, conforme Tabela 1.3, dependendo do 
tipo de fundação. No terceiro caso, uma vez que os parâmetros de resistência do solo foram reduzidos por 
coeficientes de ponderação, o resultado obtido já é o valor de cálculo da resistência (ou capacidade de carga) 
do elemento de fundação. 
Tabela 1.3 — Coeficientes de ponderação da capacidade de carga de fundações (NBR 6122:2010). 
CONDIÇÃO COEFICIENTE 
Fundação superficial (sem prova de carga) 2,2 
Fundação profunda (sem prova de carga) 1,5 
Fundação com prova de carga 1,2 
1.7 Limites de Utilização 
É importante distinguir entre danos causados aos elementos estruturais e os danos causados à alvenaria, 
divisórias e acabamentos. Os movimentos das fundações afetam a aparência visual, a função e a utilização, 
mas é essencial reconhecer que prejuízos de natureza puramente estética não são muito importantes. Essa 
importância depende do tipo e utilização da estrutura. Na Tabela 1.4 é apresentada uma classificação de 
danos às paredes de edifícios, de acordo com o seu uso. 
14 Fundações 
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Tabela 1.4 — Relação entre abertura de fissuras e danos em edifícios (Thornburn e Hutchinson, 1985). 
ABERTURA DA 
FISSURA (mm) 
INTENSIDADE DOS DANOS EFEITO NA ESTRUTURA E 
USO DO EDIFÍCIO RESIDENCIAL COMERCIAL INDUSTRIAL 
< 0,1 Insignificante Insignificante Insignificante Nenhum 
0,1 a 0,3 Muito leve Muito leve Insignificante Nenhum 
0,3 a 1 Leve Leve Muito leve 
Apenas estética. Deterioração 
acelerada do aspecto externo. 
1 a 2 Leve a moderada Leve a moderada Muito leve 
2 a 5 Moderada Moderada Leve 
5 a 15 Moderada à severa Moderada à severa Moderada Utilização do edifício será 
afetada e, no estado limite 
superior, a estabilidade pode 
estar em risco. 
15 a 25 Severa à muito severa Severa à muito severa Moderada à severa 
> 25 
Muito severa à 
perigosa 
Severa à perigosa Severa à perigosa 
Cresce o risco de a estrutura 
tornar-se perigosa. 
 
O aparecimento de fissuras é, sempre, indício de que algo está acontecendo. Embora elas, nem sempre, 
decorram de deslocamentos da estrutura. A ABNT NBR 6122:2010 sugere que se faça um acompanhamento 
das fissuras, medindo-se, periodicamente, as diagonais de um retângulo traçado, de sorte a ser cortado pela 
fissura, ou por meio de um “fissurômetro” ou outro qualquer instrumento de medida de precisão. 
1.7.1 Deformações limites 
Uma estrutura ou edificação pode deformar de três maneiras, conforme apresentado na Figura 1.6. 
- No primeiro modo, chamado de recalque uniforme, ocorrem danos estéticos e funcionais. Caso a 
magnitude dos recalques seja elevada, pode haver danos às ligações da estrutura com o exterior 
(tubulações de água, esgoto, rampas, escadas, passarelas, etc.). 
- No segundo caso ocorrem danos estéticos devido ao desaprumo (mais visível em edifícios altos) e 
danos funcionais decorrentes do desnivelamento de pisos, etc. 
- No terceiro caso, além dos danos estéticos e funcionais mencionados anteriormente, há também 
danos dessa mesma natureza, decorrentes da fissuração, além dos danos estruturais. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 1.6 – Principais modos de deformação de uma estrutura (Velloso e Lopes, 2004). 
 
(a) 
Recalques 
uniformes 
(b) 
Recalques desuniformes 
sem distorção 
(c) 
Recalques desuniformes 
com distorção 
Fundações 15 
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O I.S.E. (1989) classifica as consequências dos deslocamentos das construções segundo critérios de aparência 
visual, utilização e função da edificação e estabilidade e danos estruturais: 
- Aparência visual: Os primeiros movimentos relativos que provocam desaprumos e inclinações 
perceptíveis e antiestéticos. Na sequência, vêm os Danos visíveis. Para eliminar a influência de 
fatores subjetivos, sugere-se a classificação de danos segundo um dado critério, conforme Tabela 1.5 
(esta tabela indicas apenas aspectos estéticos, onde não há fissuras). 
- Utilização efunção: fissuras aceitas em um prédio industrial não são aceitas em um hospital ou 
escola. Outros exemplos: máquinas de precisão, elevadores, pontes rolantes, etc. 
- Estabilidade e danos estruturais: limitações de deformações para atender os aspectos abordados 
anteriormente, em geral, garantem a estabilidade da obra e a ausência de danos estruturais que 
possam comprometer a segurança da obra. Salvo casos de estruturas muito rígidas, que podem 
tombar sem apresentar, previamente, fissuração apreciável. 
Tabela 1.5 — Classificação de danos em paredes tendo em vista a facilidade de reparação (I.S.E., 1989). 
CATEGORIA 
DO DANO 
DANOS TÍPICOS 
LARGURA DA 
FISSURA (mm) 
0 Fissuras capilares com largura menor que 0,1mm são desprezíveis. < 0,1 
1 Fissuras finas, que podem ser tratadas facilmente durante o acabamento normal. < 1,0 
2 
Fissuras facilmente preenchidas. Um novo acabamento é, provavelmente, necessário. 
Externamente, pode haver infiltrações. Portas e janelas podem empenar. 
< 5,0 
3 
As fissuras precisam ser tornadas acessíveis e podem ser reparadas por um pedreiro. 
Fissuras que reabrem podem ser mascaradas por um revestimento adequado. Portas e 
janelas podem empenar. Tubulações podem quebrar. A estanqueidade é prejudicada. 
5 a 15 ou 
No de fissuras > 3 
4 
Trabalho de reparação extensivo, envolvendo a substituição de panos de parede, 
especialmente sobre portas e janelas. Esquadrias distorcidas. Pisos e paredes inclinados 
visivelmente. Tubulações rompidas. 
15 a 25 
5 
Esta categoria requer um serviço de reparação mais importante, envolvendo reconstrução 
parcial ou completa. Vigas perdem suporte. Paredes inclinam-se perigosamente e exigem 
escoramento. Janelas quebram com a distorção. Perigo de instabilidade. 
> 25 
1.7.2 Deformações limites 
Diante dos problemas decorrentes de movimentos exagerados de fundações, seria de todo interesse prático 
que se estabelecesse limites aceitáveis. No entanto, fixar limites de movimentos de uma fundação esbarra 
com enormes dificuldades, diante da gama de materiais envolvidos nas construções, como também na 
dificuldade de se avaliar a interação fundação-estrutura de um dado problema (TEIXEIRA e GODOY, 1998). 
Para determinação da distorção angular entre elementos de fundação, adota-se o critério apresentado na 
Figura 1.7, a seguir: 
 
 
 
 
 
 
Figura 1.7 – Distorção angular em fundações. 
A quantificação das deformações admissíveis (Figura 1.8) é feita, em geral, em termos de distorções 
angulares e danos associados, sugeridos por Bjerrum (1963) e complementados por [Vargas e Silva (1973) 
apud. Teixeira e Godoy (1998)]. 
s1 s2 s3 
L1;2 L2;3 
s = recalques absolutos 
 = recalques diferenciais 
L = distância entre eixos de pilares 
 
16 Fundações 
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Figura 1.8 – Distorções angulares e danos associados. 
 
A fixação de recalques absolutos limites é mais difícil que a fixação de recalques diferenciais (distorções 
angulares) limites. A orientação dada é seguir o tratamento dado por Terzaghi e Peck (1967), separando as 
fundações em areias das fundações em argilas. 
 
Areias: máx = 25 mm (recalque diferencial máximo) 
 smáx = 40 mm para sapatas isoladas 
 smáx = 65 mm para radier 
 
Argilas: máx = 40 mm (recalque diferencial máximo) 
 smáx = 65 mm para sapatas isoladas 
 smáx = 65 a 100 mm para radier 
 
Os valores ao lado se aplicam a estruturas 
convencionais de aço ou concreto. Não se aplicam 
aos casos de prédios em alvenaria portante, para os 
quais os critérios são mais rigorosos, dependendo da 
relação L/H (comprimento/altura) da construção e do 
modo de deformação prevista. 
Fundações 17 
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Capítulo 2 – Investigação do Subsolo 
2.1 Programa de investigação 
O Projetista de Fundações deve se envolver com o processo de investigação do subsolo desde o início. 
Infelizmente, na prática, isso frequentemente não acontece. Ao projetista é entregue, junto com as 
informações sobre a estrutura para a qual deve projetar as fundações, um conjunto de sondagens. Havendo 
dúvidas sobre as informações do subsolo, o projetista pode solicitar sondagens complementares. 
Para uma investigação adequada do subsolo, deve-se inicialmente definir um programa com base nos 
objetivos a serem alcançados. As etapas são: 
- Investigação preliminar: conhecer as principais características do subsolo; 
- Investigação complementar ou de projeto: esclarecer feições relevantes do subsolo e caracterizar 
as propriedades das camadas de solos mais importantes; 
- Investigação para a fase de execução: visa confirmar as condições de projeto em áreas críticas da 
obra. 
A ABNT NBR 8036:1983 fixa condições exigíveis na programação das sondagens de simples reconhecimento 
dos solos destinada à elaboração de projetos geotécnicos para construção de edifícios. Esta programação 
abrange o número, a localização e a profundidade das sondagens. 
A seguir, são apresentados alguns itens da NBR 8036 que devem ser atendidos na análise de investigação 
geotécnica do subsolo: 
Número e locação das sondagens: dependem do tipo da estrutura, suas características especiais e das 
condições geotécnicas do subsolo. Deve ser suficiente para fornecer informações da provável variação das 
camadas do subsolo do local em estudo. O número mínimo de furos deve atender as especificações 
apresentadas no quadro 2.1, em função da área de projeção da edificação: 
Quadro 2.1 - Número mínimo de furos de sondagens (ABNT NBR 8036:1983). 
ÁREA DE PROJEÇÃO DO EDIFÍCIO No DE FUROS 
Até 1200 m2 1 furo para cada 200 m2 
1200 a 2400 m2 1 furo para cada 400 m2 que excederem de 1200 m2 
Acima de 2400 m2 Fixado de acordo com o plano particular da construção 
Obs.: Nos casos em que não houver ainda disposição em planta dos edifícios, o número de sondagens deve ser 
fixado de forma que a distância máxima entre elas seja de 100 m, com um mínimo de 3 (três) furos. 
 
Quanto à locação dos furos, os mesmos devem estar posicionados na região de interesse, tais como locais 
de maior carga na estrutura, maior escavação ou movimentação de solo. Deve-se evitar furos alinhados, 
dando preferência para uma distribuição espacial, conforme apresentado na figura 2.1. 
Alguns casos, a locação dos furos de sondagem é feita para atender especificidades de projeto, como 
alinhamento de cortinas de contenção ou poço de elevador. 
 
 
 
 
18 Fundações 
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Figura 2.1 – Locação dos furos de sondagem. 
Profundidade das sondagens: a exploração deve ser levada a profundidades tais que incluam todas as 
camadas impróprias ou que sejam questionáveis como apoio de fundações, de tal forma que não venham a 
prejudicar a estabilidade e o comportamento estrutural ou funcional do edifício. 
A especificação do tipo de sondagem, a quantidade de furos, a locação e a profundidade de execução devem 
atender aos critérios de projeto, de forma que o Projetista de Fundação possa interpretar corretamente o 
perfil estratigráfico do terreno de fundação. 
Milititsky, Consoli e Schnaid (2015) apontam uma série de equívocos devido à falha no processo de 
investigação geotécnica, levando o projetista a tomar decisões equivocadas e trazendo riscos e danos à 
edificação. Comentam sobre a quantidade de furos insuficientes, profundidades limitadas na contratação do 
serviço, tipo de sondagem inapropriado, empresa inidônea, entre outros. 
Os autores destacam que, por mais que a NBR 8036:1983 estabeleça critérios para a definição da quantidade 
de furos de sondagem, a visita ao terreno, inspeção às estruturas vizinhas, a experiência e o bom senso 
devem servir de guia para evitar problemas desta natureza. 
Portanto, é fundamental que o Projetista de Fundação seja o responsável pela definição do plano de 
investigação geotécnica. 
2.2 Tipos de investigação do subsolo 
O objetivo da geotecniaé exatamente o de determinar, tanto quanto possível sob fundamentação científica, 
a interação terreno-fundação-estrutura, com o fim de prever e adotar medidas que evitem recalques 
prejudiciais ou ruptura do terreno, como o consequente colapso da obra (CAPUTO, 1988). Em outras 
palavras, o objetivo é alcançar maior estabilidade e menor custo da obra, além da proteção de obras vizinhas. 
A elaboração de projetos geotécnicos em geral e de fundações exige um conhecimento adequado dos solos. 
É necessário identificar, classificar e analisar as diversas camadas que compõem o subsolo, assim como a 
avaliação das suas propriedades referentes à engenharia (QUARESMA, et al, 1999). 
A obtenção de amostras para identificação e classificação dos solos exige a execução de ensaios de campo, 
no entanto, a determinação das propriedades de engenharia, em princípio, pode ser feita através de ensaios 
laboratoriais ou de ensaios de campo. Entretanto, há predominância dos ensaios in situ, ficando a 
investigação laboratorial restrita a alguns poucos casos de solos coesivos. 
Os principais processos de investigação geotécnica de campo, para fins de projeto de fundações, são: 
2.2.1 Poços e sondagens a trado 
Os poços e trincheiras de inspeção e o trado são escavações manuais ou mecanizadas, geralmente não 
escoradas, que avançam até que se encontre o nível do lençol freático ou até onde for estável. Os poços e 
trincheiras permitem em exame do solo nas paredes e fundo da escavação e a retirada de amostras 
indeformadas tipo bloco (Figura 2.2). 
F1 
F2 
F3 
F1 
F2 
F3 
F1 
F2 
F3 
F4 
Evitar alinhamentos Furos espacializados Furos em locais importantes 
Fundações 19 
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Figura 2.2 – Poço ou trincheira de inspeção (adaptado de IPT, 1971). 
 
As sondagens a trado são perfurações executadas com um dos tipos de trado mostrados na Figura 2.3. a 
profundidade também está limitada à profundidade do nível do lençol freático e as amostras retiradas são 
deformadas. Este tipo de investigação é normalizado pela ABNT NBR 9603:2015. A norma especifica dois 
tipos de trado, o cavadeira e helicoidal. 
 
Figura 2.3 – Trado manual (adaptado de IPT, 1971). 
A sondagem a trado é dada como terminada nos seguintes casos: 
 Quando atingir a profundidade especificada dos serviços; 
 Quando ocorrerem desmoronamentos da parede do furo; 
 Quando o avanço do trado for inferior a 50 mm em 10 minutos de operação contínua; 
 Quando for atingido o nível do lençol freático. 
2.2.2 Sondagem a percussão (SPT) 
O ensaio de penetração dinâmica (SPT), normalizado pela ABNT NBR 6484:2001 Solo – Sondagem de simples 
reconhecimento com SPT – Método de ensaio, que prescreve o método de execução da sondagem SPT, bem 
como os equipamentos utilizados e análises a serem efetuadas. 
O ensaio consiste na cravação de um amostrador padrão, chamado originalmente de Raymond-Terzagui, por 
meio de golpes de um peso de 65 kgf, caindo a uma altura de 75 cm. Anota-se o número de golpes necessários 
para cravar o 45 cm do amostrador em três conjuntos de golpes para cada 15 cm. O resultado do ensaio SPT 
é o número de golpes necessário para cravar os 30 cm finais do amostrador, denominado de Nspt. 
A sondagem a percussão consiste em perfurar o solo, de forma a ultrapassar o nível do lençol freático e 
atravessar solos relativamente compactos ou duros. O furo é revestido se apresentar parede instável. A 
perfuração avança na medida em que o solo, desagregado com o auxílio do trépano, é removido por 
circulação de água (lavagem). 
O ensaio tem como limitações quando encontra matacões, conglomerados ou profundidades maiores que 
40 m. 
20 Fundações 
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Procedimentos de ensaio: 
a) Para iniciar uma sondagem, monta-se sobre o terreno, na posição de cada perfuração, um cavalete 
de quatro pernas erroneamente chamado de “tripé”. Um equipamento para sondagem SPT é 
apresentado na Figura 2.3. 
b) No topo do tripé é montado um conjunto de roldanas por onde passa uma corda, usualmente 
chamada de cisal. Este conjunto de tripé e roldanas tem função de auxiliar o levantamento do 
“martelo”. Na maioria das vezes o início do furo coincide com a superfície do terreno. 
c) Com auxílio de um “trado cavadeira”, perfura-se até 1m de profundidade. Recolhe-se e acondiciona-
se uma amostra representativa de solo, que é identificada como amostra zero. 
d) Em uma das extremidades de uma composição de haste de 1”, acopla-se o amostrador padrão (1 
3/8” e 2”, de diâmetro interno e externo respectivamente). Este é apoiado no fundo do furo aberto 
com o trado cavadeira. 
e) Ergue-se o martelo com auxílio do conjunto de roldanas e corda, até uma altura de 75 cm acima do 
topo da composição de haste 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. 
f) Quando retirado o amostrador do furo é recolhida e acondicionada a amostra contida em seu “bico”. 
Quando observadas mudanças de tipo de solo que as caracteriza deve, também, ser armazenada e 
identificada. 
g) Prossegue-se a abertura de mais um metro de furo até alcançar a cota seguinte, para tal utiliza-se 
um “trado helicoidal” que remove o material quando se tem determinada coesão e não está abaixo 
do nível do lençol freático. Caso não seja possível o “avanço a trado”, devido a resistência exagerada 
do solo ou pela presença de água no lençol freático, prossegue-se a perfuração com auxílio da 
“circulação de água”. Neste caso, a água é injetada na composição da haste que leva na sua 
extremidade inferior não o amostrador, mas sim o “trepano”. Esta água é injetada no solo sob 
pressão fazendo com que a água injetada rompa a estrutura do solo. 
h) Os dados coletados e medidos em campo são preenchidos em planilha, de forma a se cadastrar todas 
as informações pertinentes à identificação das camadas de solo e suas características geotécnicas 
(profundidade, cor, textura, resistência à penetração do amostrador). 
 
 
Figura 2.3 – Etapas de execução da sondagem SPT (VELLOSO & LOPES, 2004). 
 
 
Fundações 21 
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Fatores determinantes na medida do Nspt: 
Existem diferentes técnicas de perfuração, equipamentos e procedimentos de ensaio nos diversos países. 
Isto resulta em desuniformidade nos resultados do ensaio, cujas principais diferenças referem-se a fatores 
como métodos de perfuração, uso de fluídos estabilizantes, diâmetro do furo, mecanismo de levantamento 
e liberação da queda do martelo, atrito na corda com a roldana, rigidez das hastes, geometria do amostrador 
e método de cravação. 
Tais variações resultam em energias diferentes nos golpes, refletindo diretamente no resultado do ensaio e 
na contagem do Nspt. A tendência moderna recomenda a medida de energia do golpe para cada prática, 
sendo a ABNT NBR 6484:2001 indicada para tal finalidade. 
Schnaid e Odebrecht (2012) destacam que além da influência do equipamento e procedimentos de ensaios, 
devem-se reconhecer os efeitos da influência das condições do solo na resistência à penetração Nspt. 
Quando o amostrador é impelido para dentro do solo, sua penetração é resistida pelo atrito nas paredes 
externas e internas e na sua base. Como resultado, a massa de solo nas proximidades do amostrador é 
afetada por solicitação decorrente da energia de choque do martelo, transmitida por meio das hastes. Gera-
se um excesso de poropressão, cuja dissipação é devido à permeabilidade do solo. 
Como o comportamento dos solos depende da trajetória de tensões e do nível de deformação a que são 
submetidos, teoricamente o ensaio de campo ideal deveria impor um caminho de tensões e nível de 
deformações uniforme em toda a massa envolvida no processo, complementando por condição 
perfeitamente não drenada ou de total dissipação da poropressão. Nem o SPT, nem outros ensaios de campo 
satisfazem completamenteessas condições, afirmam os autores. 
É importante que o engenheiro entenda os fatores que afetam os resultados de uma sondagem SPT, o que 
justifica a diferença de resultados entre duas sondagens muito próximas entre si. 
 
Quadro 2.2 – Influência das propriedades de solos granulares no valor do Nspt (Schnaid e Odebrecht, 2012). 
FATOR INFLUÊNCIA 
Índices de vazios Redução do índice de vazios aumenta a resistência à penetração Nspt 
Tamanho médio das partículas Aumento do tamanho do grão aumenta o Nspt 
Coeficiente de Uniformidade Solos uniformes apresentam menor Nspt 
Poropressão (pressão neutra) 
Solos finos densos dilatam e aumentam o Nspt 
Solos finos muito fofos podem se liquefazer no ensaio, reduzindo Nspt 
Angulosidade dos grãos Aumento da angulosidade aumenta o Nspt 
Cimentação A cimentação do solo aumenta a coesão e o Nspt 
Níveis de tensões O aumento da tensão vertical ou horizontal aumenta o Nspt 
 
Informações obtidas: 
O ensaio SPT tem uma primeira utilidade na indicação da compacidade dos solos granulares (areias e siltes 
arenosos) e da consistência dos solos coesivos (argilas e siltes argilosos). A ABNT NBR 6484:2001 prevê que 
o boletim de sondagem forneça, junto com a classificação do solo, sua compacidade ou consistência de 
acordo com as Tabelas 2.1 e 2.2. 
Tabela 2.1 - Classificação dos solos granulares (NBR 6484:2001). 
SOLO Nspt COMPACIDADE 
Areias e siltes 
arenosos 
≤ 4 Fofa(o) 
5 a 8 Pouco compacta(o) 
9 a 18 Medianamente compacta(o) 
19 a 40 Compacta(o) 
> 40 Muito compacta(o) 
22 Fundações 
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Tabela 2.2 - Classificação dos solos coesivos (NBR 6484:2001). 
SOLO Nspt CONSISTÊNCIA 
Argilas e siltes 
argiloso 
≤ 2 Muito mole 
3 a 5 Mole 
6 a 10 Média(o) 
11 a 19 Rija(o) 
> 19 Dura(o) 
 
O sistema de classificação do material apresentado nas tabelas anteriores, amplamente utilizado no Brasil, é 
baseado em medidas de resistência à penetração Nspt sem qualquer correção quanto à energia de cravação 
e ao nível de tensões. Uma proposta alternativa é apresentada por Clayton (1993) na tabela 2.3. 
 
Tabela 2.3 - Classificação dos solos e rochas (Clayton, 1993). 
SOLO N60 DESIGNAÇÃO 
Areias* 
≤ 2 Muito fofa 
3 a 8 Fofa 
9 a 25 Média 
26 a 42 Densa 
43 a 58 Muito densa 
Argilas** 
≤ 3 Muito mole 
4 a 8 Mole 
9 a 15 Firme 
16 a 30 Rija 
31 a 60 Muito rija 
> 60 Dura 
Rochas brandas*** 
≤ 80 Muito brandas 
81 a 200 Brandas 
> 200 Moderadamente brandas 
*Valor de N60 corrigido para uma tensão de referência de 100 kPa. 
**Valor de N60 corrigido para 60% da energia teórica de queda livre. 
***Valor de N60 corrigido para energia e nível de tensões. 
 
Observa-se no quadro apresentado por Clayton (1993) que a resistência à penetração Nspt é descrito como 
N60. Uma questão importante, quando o projetista se propõe a utilizar ábacos, equações, tabelas, baseados 
na experiência estrangeira, deve estar atento à energia aplicada no ensaio SPT, que varia em cada país, 
conforme descrito anteriormente. 
No Brasil, o sistema de aplicação de golpes é manual e a energia aplicada é da ordem de 72% (N72) da energia 
nominal. Nos EUA, por exemplo, o sistema de aplicação de golpes é mecanizado e a energia é da ordem de 
60% (N60). Assim, antes de se utilizar uma correlação baseada na experiência americana, o número de golpes 
obtido com uma sondagem brasileira pode ser majorado de 10% a 20%. 
 
 
 
2,1
60
72
USAN
BrasilN  Eq. 2.1 
 
Fundações 23 
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Além da contagem do número de golpes para cravar os 30 cm finais do amostrador (Nspt), a sondagem SPT 
permite a coleta de amostras de solos, permitindo ao operador e ao profissional responsável, identificar 
corretamente cada camada do terreno investigado. 
A nomenclatura a ser adotada nos boletins de sondagem deve conter: 
 Granulometria: tamanho dos grãos predominantes. 
 Cor: definição da coloração do solo, com possíveis variações devido à mineralogia e processos de 
decomposição e desgastes. 
 Compacidade ou Consistência: depende se o solo é granular (compacidade) ou coesivo 
(consistência). 
Por fim, 12 ou 24 horas após o término da perfuração, deve-se medir o nível do lençol freático no terreno. O 
tempo de espera para medir o lençol freático se deve ao uso de água na etapa de avanço com trépano, o que 
pode alterar a profundidade de água dentro do furo, principalmente nos casos de camadas de solos finos. 
Na figura 2,4 é apresentado um exemplo de resultado da sondagem à percussão SPT, onde pode-se constatar 
as partes de identificação da profundidade da perfuração, contagem do número de golpes Nspt e 
classificação do material. Os Engenheiros Civis, de forma geral, devem saber analisar e interpretar os 
resultados das sondagens, de forma a evitar tomadas de decisão equivocadas. 
 
 
Figura 2.4 – Modelo de laudo de sondagem SPT (Fonte: Solo Sondagem). 
24 Fundações 
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2.2.3 Sondagem rotativa ou mista 
Na ocorrência de fragmentos de rocha (blocos ou matacões) ou mesmo do próprio maciço rochoso, que 
precisam ser ultrapassados e/ou caracterizados no processo de investigação, deve-se utilizar as sondagens 
rotativas ou mista. 
A sondagem rotativa ou mista tem por finalidade obter testemunhos (amostras da rocha) e identificar 
descontinuidades do maciço rochoso. 
 Sondagem rotativa: perfuração contínua no solo e coleta de testemunhos na rocha. 
 Sondagem mista: ensaio de SPT no solo e coleta de testemunhos na rocha, no mesmo furo. 
 
Na Figura 2.5 é apresentado um desenho esquemático do processo executivo de perfuração, que consiste 
basicamente em fazer girar as hastes (pelo cabeçote de perfuração) e em forçá-lo para baixo (sistema 
hidráulico). No topo das hastes, há acoplamento que permite a ligação da mangueira de água com as hastes 
que estão girando. 
O conjunto de perfuração é formado por hastes, barrilete, coroa diamantada e sistema de injeção de água 
para o resfriamento. Os testemunhos de rocha são acomodados em caixas de plástico ou madeira, 
denominada de caixa de testemunhos. 
Figura 2.5 – Esquema de funcionamento da sendo rotativa (VELLOSO & LOPES, 2004). 
 
A coleta dos testemunhos da rocha permite ao profissional responsável, Geólogo ou Engenheiro Civil com 
formação de Geotecnia, ampliar a classificação do maciço rochoso. São feitas as seguintes análises dos 
testemunhos: 
 
Grau de Alteração (A): destina-se a avaliar a alteração mineralógica e o decréscimo da resistência mecânica 
devido ao intemperismo ou efeitos hidrotermais. Os graus de alteração são definidos a partir da comparação 
com a rocha sã, tendo-se os seguintes graus: 
Fundações 25 
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 (A1) Rocha sã: não apresenta vestígios de alterações físicas e químicas dos minerais primários. 
Quando pouco fraturada, só pode ser escavada a fogo. 
 (A2) Pouco alterada: a rocha é predominantemente sã, mas apresenta sinais de alterações 
incipientes dos minerais primários, em geral é descolorida. Quando pouco fraturada, só pode ser 
escavada a fogo. 
 (A3) Medianamente alterada: apresenta minerais medianamente alterado, é bastante descolorida 
e suas propriedades físicas e mecânicas são inferiores às da rocha sã, sendo, entretanto, ainda uma 
rocha bastante resistente, quebrando-se com relativa dificuldade sob o golpe do martelo. 
 (A4) Muito alterada: apresenta minerais muito alterados, às vezes pulverulentos e friáveis, 
possuindo coloração bastante modificada. Suas propriedades físicas e mecânicas são 
acentuadamente inferiores às da rocha sã. Quebra-se com facilidade com as mãos, sendo escavável 
por meios mecânicos convencionais. 
 (A5) Totalmente alterada: rocha decomposta ou solo de alteração, neste caso, o solo mantém a 
estrutura da rocha original. Escavável com enxadão. 
 
Grau de Fraturamento (F): este parâmetro indica o númerode descontinuidades por trecho de fraturamento 
homogêneo, independente das manobras. Os graus de fraturamento são definidos em cinco categorias: 
 (F1) Rocha ocasionalmente fraturada: 0 a 1 o número de fraturas por metro. 
 (F2) Pouco fraturada: 2 a 5 o número de fraturas por metro. 
 (F3) Medianamente fraturada: 6 a 10 o número de fraturas por metro. 
 (F4) Muito fraturada: 11 a 20 o número de fraturas por metro. 
 (F5) Extremamente fraturada: mais que 20 o número de fraturas por metro. 
 
Grau de Coerência (C): destina-se a avaliar, de forma indireta, as características de resistência da rocha. 
Foram estabelecidos quatro graus de coerência, descritos a seguir: 
 (C1) Muito coerente: quebra com dificuldade ao golpe do martelo, produzindo poucos fragmentos 
de borda cortante. Superfície dificilmente riscável com aço. Somente escavável ao fogo. 
 (C2) Coerente: quebra facilmente ao golpe do martelo, produzindo vários fragmentos de bordas 
quebradiças por pressão dos dedos. Superfície riscável com aço. Escavável ao fogo. 
 (C3) Pouco coerente: quebra com muita facilidade ao golpe do martelo, esfarelando-se e produzindo 
fragmentos que podem ser partidos manualmente. Superfície facilmente riscável com aço, deixando 
sulcos profundos. É escarificável. 
 (C4) Friável: Quebra facilmente com a pressão dos dedos, desagregando-se. Pode ser cortado com o 
aço. Escavável com lâmina. 
 
A melhor indicação da qualidade de uma rocha é o RDQ (Rock Quality Designation), que consiste num cálculo 
de percentagem de recuperação em que apenas os fragmentos maiores que 10 cm são considerados. Na 
determinação do RDQ, apenas barriletes duplos podem ser utilizados. A classificação da rocha de acordo com 
o RDQ está apresentada na Tabela 2.4. 
Tabela 2.4 – Índice de qualidade da rocha - RDQ. 
RDQ QUALIDADE DO MACIÇO ROCHOSO 
0 a 25% Muito fraco 
26 a 50% Fraco 
51 a 75% Regular 
76 a 90% Bom 
91 a 100% Excelente 
 
 
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Para exemplificar o cálculo do RQD, é apresentado na figura 2.6 um desenho esquemático do testemunho 
de uma rocha coletada na sondagem rotativa, com os comprimentos de cada pedaço. A partir dos 
comprimentos medidos faz-se o cálculo do RQD. 
 
 
Figura 2.6 – Exemplo de cálculo do RQD. 
 
Na figura 2.7 é apresentado um desenho esquemático do equipamento para execução da sondagem rotativa. 
Observa-se que o sistema mecanizado é montado sob o tripé da sondagem SPT, permitindo a continuidade 
da perfuração ao atravessar fragmentos de rocha e solo. 
 
 
Figura 2.7 – Desenho esquemático da sonda rotativa. 
 
Na figura 2,8 é apresentado um exemplo de resultado da sondagem mista (SPT em solo; Rotativa em rocha), 
onde pode-se constatar as partes de identificação da profundidade da perfuração, contagem do número de 
golpes Nspt no solo, RQD e porcentagem de recuperação da rocha, classificação do maciço rochoso. 
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É fundamental vir junto com o laudo da sondagem rotativa, a fotografia dos testemunhos coletados. Isto 
permite que o profissional possa comparar a classificação do maciço rochoso com a imagem dos 
testemunhos, bem como analisar os cálculos de RQD. 
 
 
 
 
 
Figura 2.8 – Laudo de sondagem mista (Fonte: Marcon Sondagens). 
 
2.2.4 Ensaio de Cone (CPT) e Piezocone (CPTu) 
Originalmente desenvolvido na Holanda na década de 30, para investigar solos moles, o ensaio de cone (CPT) 
se difundiu no mundo todo graças à qualidade de suas informações VELLOSO & LOPES, (2004). 
Schnaid e Odebrecht (2012) destacam que os ensaios de cone e piezocone caracterizam-se 
internacionalmente como uma das ferramentas mais importantes de prospecção geotécnica. Os resultados 
podem ser utilizados para a determinação estratigráfica de perfis de solos, a determinação de propriedades 
dos materiais prospectados, particularmente em depósitos de solos moles, e a previsão da capacidade de 
suporte de elementos de fundação, principalmente profundas. 
Procedimentos de ensaio: 
O ensaio consiste basicamente na cravação, a velocidade lenta e constante (2 cm/s ± 0,5cm/s), de uma haste 
com ponta cônica (60º de ápice), cuja seção transversal tem uma área de 10cm2, medindo-se a resistência 
que o material prospectado oferece na ponta do cone e, por atrito, na parede lateral do cone. 
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Os procedimentos de ensaio são padronizados. Os equipamentos, porém, podem ser classificados em três 
categorias: 
 Cone mecânico: caracterizado pela medida, na superfície, via transferência mecânica das hastes, dos 
esforços necessários para cravar a ponta cônica (qc) e do atrito lateral (fs); 
 Cone elétrico: a adaptação e células de carga instrumentadas eletricamente permite a medida de qc 
e fs diretamente na ponteira; 
 Piezocone: além das medidas elétricas de qc e fs, permite a contínua monitoração das poropressões 
(u) durante o processo de cravação. 
Segundo Schnaid e Odebrecht (2012), os principais atrativos do ensaio são o registro contínua da resistência 
à penetração, fornecendo uma descrição detalhada da estratigrafia do terreno, informação essencial à 
composição de custos de um projeto de fundação, e a eliminação da influência do operador nas medidas de 
ensaio (qc, fs, u). 
O grande potencial do ensaio consiste na determinação da resistência de camadas de solos moles, cujo 
ensaio de SPT, muitas vezes, não tem precisão para tal. Um exemplo típico são as argilas orgânicas com Nspt 
inferior a 1 golpe. Neste caso, qualquer correlação com parâmetro geotécnico ou capacidade de carga fica 
comprometida, pois não se tem medição de resistência do solo. Por mais mole que seja, não se trata de água, 
cuja resistência é zero. Os ensaios de cone e piezocone, conseguem determinar um perfil contínuo da 
resistência do solo mole. No caso do piezocone, inclusive com a dissipação da poropressão, permitindo a 
análise de tensões totais e efetivas. 
Quando se está atravessando uma camada de argila mole, pode-se parar a cravação e observar a velocidade 
de dissipação do excesso de poro-pressão. Operação esta, conhecida como Ensaio de Dissipação. 
Equipamentos de ensaio: 
O equipamento de cravação consiste de uma estruturas de reação sobre a qual é montado um sistema de 
aplicação de cargas. Em geral, utilizam-se sistemas hidráulicos para esse fim, sendo o pistão acionado por 
uma bomba hidráulica acoplada a um motor a combustão ou elétrico. Uma válvula reguladora de vazão 
possibilita o controle preciso da velocidade de cravação durante o ensaio. A penetração é obtida por meio 
da cravação contínua de hastes de comprimento de 1m, seguida da retração do pistão hidráulico para o 
posicionamento de uma nova haste. A reação aos esforços de cravação é obtida pelo peso próprio do 
equipamento e/ou pela fixação ao solo, por meio de hélices de ancoragem. 
Schnaid e Odebrecht (2012) apresentam diversos modelos de equipamentos de cravação e destacam que os 
mesmos podem ser utilizados tanto em terra como em água, neste segundo caso, sobre plataformas 
flutuantes ou submergíveis. 
 
 
A – Sistema pesado (200 kN) sobre pneus (Geoforma). 
B – Sistema pesado (200 kN) sobre esteira (Solo Sondagem). 
C – Sistema submergível (CBPO). 
D – Sistema pesado (200 kN) sobre esteira (Damasco Penna). 
 
Figura 2.9 – Modelos de equipamento de cravação da sondagem CPT, 
em operação no Brasil (Schnaid e Odebrecht, 2012). 
 
A B C 
D 
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No que se refere à ponteira cônica, há no mercado uma vasta gama de opções (ver fig. 2.10). Embora pareçam 
idênticas, apresentam configurações diferentes quanto a sua dimensão, configuração interna (tipo de célula 
de carga) e externa (posição da pedra porosa). 
 
 
Figura 2.10 – Modelos de ponteira para o ensaio CPT e CPTu. 
 
Resultados do ensaio: 
Os ensaios de CPT eCPTu resultam num laudo de identificação, ao longo da profundidade investigada, da 
resistência de ponta (qc), atrito lateral (fs), razão de atrito (Rf) e, no caso do piezocone, poropressão (u). O 
comportamento de “qc e fs x profundidade”, permite avaliar a resistência do solo ao longo da profundidade. 
O comportamento “u x profundidade”, permite avaliar a capacidade drenante das camadas de solo. Em geral, 
as leituras de resistência de ponta (qc) e de atrito lateral (fs) são realizadas a cada 20cm de cravação, 
permitindo obter-se um perfil quase contínuo da resistência das camadas de solo investigadas, conforme 
apresentado na fig. 2.11. 
Especificamente, no ensaio de piezocone (CPTu), tem-se ainda a medição da poropressão (u). Solos com 
baixa capacidade drenante, por exemplo argilas saturadas, apresentam medições de poropressão com 
valores acima da pressão hidrostática. A penetração da ponteira cônica no solo, gera o deslocamento dos 
grãos e da água. No caso da água, a pressão necessária para gerar este deslocamento, é denominado de 
poropressão (u), conforme vê-se na fig. 2.12. 
Os gráficos resultantes dos ensaios CPT e CPTu devem ser utilizados pelos engenheiros como consulta na 
definição do perfil estratigráfico do terreno e na determinação dos parâmetros geotécnicos dos materiais. A 
correta interpretação do laudo de sondagem é fundamental para a definição correta do comportamento 
esperado do solo, para quaisquer aplicações na prática de engenharia geotécnica. 
O gráfico “Rf x profundidade” é utilizado para auxiliar na classificação das camadas de solo, neste caso, 
utilizando-se de ábacos, conforme os apresentados na fig. 2.13. 
 
 
 
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Figura 2.11 – Laudo de sondagem CPT (Fonte: Solo Sondagens). 
 
 
Figura 2.12 – Laudo de sondagem piezocone CPTu (Fonte: Solo Sondagens). 
 
 
 
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A – Ábaco de Olsen e Malone (1988), com base nos registros 
de cone elétrico. 
 
 
B – Ábaco de Schmertmann (1969), com base nos registros de cone 
mecânico. 
 
 
 
C – Ábaco de Beggemann (1965), com base nos registros de 
qc e fs em kg/cm2, utilizando cone mecânico. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
D – Ábaco de Robertson e Campanella (1983), com base nos 
registros de qc e fs em kPa. 
Figura 2.13 – Ábacos de classificação dos solos, para sondagem CPT. 
 
2.2.5 Correlação entre SPT e CPT 
A existência de uma quantidade significativa de dados, não só no exterior como também no Brasil, dos 
resultados de sondagens SPT e CPT ou CPTu, para caracterizar os terrenos para fundações, é interessante 
que se disponha de correlações entre os valores de Nspt e qc. 
Tais correlações permitem, mesmo de que forma criteriosa, aplicar métodos de cálculo de tensão admissível 
ou capacidade de suporte, baseados nos dois tipos de sondagem. 
No Brasil, existem correlações baseadas em um número grande de dados tanto para os solos do Rio de 
Janeiro como para solos de São Paulo. No RJ os valores são sugeridos por Danziger e Velloso (1986, 1995), 
enquanto para SP são propostos por Alonso (1980). 
Vale salientar que os valores da Tabela 2.5 correspondem ao Nspt sem qualquer correlação, ou seja, para as 
condições de energia usualmente empregadas no Brasil. Ver em Danziger e Velloso (1995) os valores relativos 
a N60. 
 
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Tabela 2.5 – Valores sugeridos de K (Danziger e Velloso, 1986, 1995). 
TIPO DE SOLO 
qc = K.Nspt 
(MPa/golpes/0,3m) 
Areia 0,60 
Areia siltosa 
Areia argilosa 
Areia com argila e silte 
0,53 
Silte 
Silte arenoso 
Argila arenosa 
0,48 
Silte com areia e argila 
Argila com silte e areia 
0,38 
Silte argiloso 0,30 
Argila 
Argila siltosa 
0,25 
 
Kenig (2016), após realizar o tratamento estatístico dos dados de sondagens SPT e CPT, realizadas na área 
central do município de Balneário Camboriú-SC, aplicou a equação da correlação geral, separando conforme 
a compacidade (solos granulares) e a consistência (solos argilosos). Dessa forma, foram criados intervalos de 
valores e um valor absoluto da resistência de ponta do cone (qc), e do coeficiente de correlação entre Nspt e 
qc, denominado de “k = qc/Nspt”. Os resultados estão apresentados nas tabelas 2.6 e 2.7. 
 
Tabela 2.6 – Valores sugeridos de K para bancos de areia em Balneário Camboriú, SC (Kenig, 2016). 
Compacidade das Areias 
Intervalo de qc 
(MPa) 
qc mediana 
(MPa) 
Intervalo de k 
(qc/NSPT) 
k mediano 
(qc/NSPT) 
Fofa < 10,11 9,77 2,53 a 9,53 4,06 
Pouco compacta 10,34 a 11,02 10,68 1,38 a 2,07 1,65 
Medianamente compacta 11,25 a 13,29 12,27 0,74 a 1,25 0,91 
Compacta 13,52 a 18,30 15,91 0,46 a 0,71 0,54 
Muito compacta > 18,53 20,69 0,38 a 0,45 0,41 
 
 Tabela 2.7 – Valores sugeridos de K para bancos de argila em Balneário Camboriú, SC (Kenig, 2016). 
Consistência das Argilas 
Intervalo de qc 
(MPa) 
qc mediana 
(MPa) 
Intervalo de k 
(qc/NSPT) 
k mediano 
(qc/NSPT) 
Muito Mole < 1,56 1,44 0,78 a 1,33 1,05 
Mole 1,79 a 2,25 2,02 0,45 a 0,60 0,50 
Média 2,48 a 3,40 2,94 0,34 a 0,41 0,37 
Rija 3,63 a 5,48 4,55 0,29 a 0,33 0,30 
Dura > 5,71 10,32 0,25 a 0,29 0,26 
 
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Kenig (2016) apresenta, na forma de gráficos, o conjunto de dados utilizados no seu trabalho, 
correlacionando os valores entre o número de golpes da sondagem à percussão (Nspt) e a resistência de 
ponta do cone (qc), obtida na sondagem CPT. Os valores brutos foram analisados e tratados estatisticamente, 
de forma a eliminar pontos extremos, utilizando o modelo Teste de Wilcoxon. 
Os resultados estão apresentados nas figuras 2.14 para areias e 2.15 para argilas, onde estão descritas as 
equações de tendência e R-quadrado. 
 
 
Figura 2.14 – Correlação entre Nspt x qc para solos arenosos (Kenig, 2016). 
 
 
 
Figura 2.15 – Correlação entre Nspt x qc para solos argilosos (Kenig, 2016). 
 
 
y = 0,2275x + 9,1999
R² = 0,3728
0,0
10,0
20,0
30,0
40,0
50,0
60,0
0 20 40 60 80 100 120 140 160
q
c
(M
P
a)
NSPT (Número de Golpes)
Teste de Wilcoxon - Areias e Siltes Arenosos
y = 0,2305x + 1,0956
R² = 0,5364
0,0
5,0
10,0
15,0
20,0
25,0
30,0
0 10 20 30 40 50 60 70
q
c
(M
P
a)
NSPT (Número de Golpes)
Teste de Wilcoxon - Argilas 
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2.2.6 Ensaio de Palheta (Vane Test) 
O ensaio de palheta ou Vane Test é tradicionalmente empregado para a determinação da resistência ao 
cisalhamento não-drenada (Su), de depósitos de argilas moles. Este ensaio assume a hipótese de ruptura 
cilíndrica do solo, a partir do torque necessário para cisalhar o solo por rotação, em condições não drenadas. 
No ensaio é utilizada uma palheta de seção cruciforme, dotada de quatro aletas em aço de alta resistência, 
cravada no solo por meio de um sistema hidráulico, similar ao utilizado no ensaio de cone. O equipamento é 
dotado de um torquímetro, para medir o torque necessário para girar a palheta em profundidades 
preestabelecidas, cisalhando o solo por rotação. A palheta tem um diâmetro de 65mm e altura de 130mm. 
Após a cravação da palheta no solo, na profundidade de ensaio, posiciona-se a unidade de torque e medição, 
zeram-se os instrumentos e aplica-se imediatamente o torque com velocidade de 6o/min. O intervalo de 
tempo máximo admitido entre o fim da cravação da palheta e o início da rotação é de cinco minutos. 
Na figura 2.16 é apresentado um desenho esquemático da palheta e do torquímetro utilizado. 
 
 
 
Figura 2.16 – Equipamento para ensaio de palheta (Ortigão e Collet, 1987). 
 
Schnaid e Odebrecht (2012) apresentam diversas equações aplicadas para a determinação da resistência ao 
cisalhamento não-drenado do solo (Su), a partir dos valores de torque medidos no ensaio de palheta. 
 
𝑆𝑢 =
0,86 . 𝑇𝑚á𝑥
𝜋. 𝐷3
 
 
Onde:Tmáx = torque máximo medido (kN.m); 
D = diâmetro da palheta (m). 
 
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O valor da resistência não-drenada amolgada (Sur) é obtido pela mesma equação, utilizando-se, porém, o 
valor do torque correspondente à condição amolgada. Para determinar a resistência amolgada (Sur), 
imediatamente após a aplicação do torque máximo, são realizadas revoluções completas na palheta e refeito 
o ensaio. O intervalo de tempo entre os dois ensaios deve ser inferior a cinco minutos. 
A resistência das argilas depende do arranjo entre os grãos e do índice de vazios em que se encontra. Foi 
observado que, quando submetem certas argilas ao manuseio (estado amolgado), a sua resistência diminui, 
ainda que o índice de vazios se mantenha constante. Esta perda de resistência amolgada é denominada de 
sensitividade da argila. O valor da sensibilidade (St) das argilas é obtido pela equação: 
 
𝑆𝑡 =
𝑆𝑢
𝑆𝑢𝑟
 
 
Su = resistência não drenada do solo; 
Sur = resistência não drenada do solo amolgado. 
 
Tabela 2.7 – Sensibilidade das argilas (Skempton e Northey, apud Schnaid e Odebrecht, 2012). 
Sensibilidade St 
Argilas Não Sensitivas 1,0 
Sensitividade Baixa 1,0 a 2,0 
Sensitividade Média 2,0 a 4,0 
Argilas Sensitivas 4,0 a 8,0 
Sensitividade Alta >8,0 
Sensitividade Ultra >16,0 
 
Ortigão e Collet (1987) apresentam dados de resultados de ensaios de palheta para argila mole de Sarapui-
RJ (ver figura 2.17). Observa-se a diferente da resistência não-drenada (Su), obtida pelo valor do torque 
máximo, e a resistência não-drenada do solo amolgado (Sur). 
 
Figura 2.17 – Resistência não-drenada obtida pelo ensaio de palheta (Ortigão e Collet, 1987). 
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2.2.7 Ensaio Dilatométrico 
O ensaio consiste na cravação da lâmina dilatométrica no terreno, medindo-se o esforço necessário à 
penetração, para em seguida usar a pressão de gás para expandir a membrana de aço (diafragma) no interior 
da massa de solo. O equipamento é portátil e de fácil manuseio e operação. 
O ensaio dilatométrico foi desenvolvido na Itália, pelo Professor Silvano Marchetti, pesquisador responsável 
pela concepção e construção do equipamento, como também pela formulação dos conceitos básicos 
associados a sua interpretação. 
O equipamento consiste em uma lâmina dilatométrica, uma unidade de controle de pressões (dotada de 
sinal acústico), um cabe elétrico/pneumático, um sistema de calibração e uma unidade de pressão, além do 
sistema de cravação, onde normalmente, utiliza-se o mesmo do ensaio de cone. 
A cravação da lâmina no terreno, a uma velocidade próxima de 2 cm/s, é interrompida a cada 20 cm, quando 
se procede imediatamente a expansão da membrana, registrando-se as pressões necessárias para o 
deslocamento horizontal do centro da membrana de 0,05mm (± 0,02mm) - A; e o deslocamento radial da 
membrana de 1,10mm (± 0,03mm) - B. A pressão interna no diafragma, durante a despressurização do 
sistema, quando a membrana retorna ao deslocamento, corresponde à pressão A - C. 
Na figura 2.18 tem-se um desenho esquemático do equipamento dilatométrico, desenvolvido por Marchetti. 
 
 
Figura 2.18 – Equipamento para ensaio dilatométrico de Marchetti (Schnaid e Odebrecht, 2012). 
 
Obtidos os valores das pressões medidas A, B e C, calcula-se as pressões corrigidas, através das seguintes 
formulações: 
𝑃0 = 1,05 . (𝐴 − 𝑍𝑚 − ∆𝐴) − 0,05 . (𝐵 − 𝑍𝑚 − ∆𝐵) 
𝑃1 = 𝐵 − 𝑍𝑚 − ∆𝐵 
𝑃2 = 𝐶 − 𝑍𝑚 + ∆𝐴 
 
Onde: 
Zm = desvio de zero do manômetro 
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A = pressão de gás relativa à leitura A, em calibração ao ar (correção da rigidez da membrana) 
B = pressão de gás relativa à leitura B, em calibração ao ar (correção da rigidez da membrana) 
 
Conhecidos os valores de P0 e P1, a diferença entre estas pressões pode ser utilizada na determinação do 
módulo de elasticidade do solo (ED). 
𝐸𝐷 = 34,7. (𝑃1 − 𝑃0) 
 
O índice de tensão horizontal do solo (kD) é definido de forma análoga ao coeficiente de empuxo no repouso 
(k0), conforme a equação a seguir: 
𝑘𝐷 =
𝑃0 − 𝑢0
𝜎′𝑣
 
 
Marchetti (1980) utiliza o índice de tensão horizontal kD para estimar o k0, segundo a expressão: 
𝑘0 = (
𝑘𝐷
1,5
)
0,47
− 0,6 
 
O índice de material (ID) é definido como a razão entre (P1 – P0) e a pressão horizontal efetiva (P0 – u0), sendo 
u0 a pressão hidrostática no solo: 
𝐼𝐷 =
𝑃1 − 𝑃0
𝑃0 − 𝑢0
 
 
 
Figura 2.19 – Classificação dos solos (Schnaid e Odebrecht, 2012). 
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A razão de sobreadensamento (OCR) é definida como a razão entre a máxima tensão efetiva a que o solo já 
foi submetido e a tensão vertical efetiva atual. Este parâmetro controle as deformações do solo durante o 
carregamento, conforme o comportamento de solos normalmente e pré adensados. 
Para ID < 1,2 𝑂𝐶𝑅 = (0,5. 𝑘𝐷)
1,56 
Para 1,2< ID < 2,0 𝑂𝐶𝑅 = (0,67. 𝑘𝐷)
1,91 
Para ID > 2,0 𝑂𝐶𝑅 = (𝑚. 𝑘𝐷)
𝑛 
 
Onde: 
m = 0,5 + 0,17 . P 
n = 1,56 + 0,35 . P 
P = (ID – 1,2) / 0,8 
 
 
Figura 2.20 – Estimativa de OCR com base nas medidas de kD (Schnaid e Odebrecht, 2012). 
 
 
 
 
 
 
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Capítulo 3 – Parâmetros 
Geotécnicos dos Solos 
3.1 Resistência ao cisalhamento dos solos 
Num projeto de fundação superficial, cabe ao projetista avaliar a capacidade de suporte do terreno, assegurando 
que este não sofra ruptura por excesso de carga, ou mesmo por deformações excessivas. 
Os solos oferecem resistência ao cisalhamento devido à parcela de atrito interno entre grãos () e coesão entre 
grãos e água (c), sendo estes parâmetros típicos de solos granulares e coesivos, respectivamente. Por meio a 
ação do atrito interno, ou da coesão, ou ainda da combinação de ambos, é possível avaliar a resistência ao 
cisalhamento de um solo e, por conseqüência, a estabilidade do elemento de fundação apoiado sobre este. 
Na Figura 3.1 são apresentados desenhos esquemáticos da estrutura dos solos granulares e coesivos. Percebe-
se que os solos granulares possuem maior espaço de vazios entre grãos, o que lhes garante uma maior 
permissividade hidráulica. Sua resistência se deve ao contato físico entre grãos. Já os solos coesivos apresentam 
menor espaço de vazios, sendo menos permeável, e sua resistência se deve à adesão molecular entre a água e 
o grão lamelar. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 3.1 – Efeito de atrito interno e coesão nos solos. 
 
Na Figura 3.2 é possível identificar o mecanismo de ruptura de solos compressíveis, submetidos a esforços de 
compressão pelo carregamento de uma sapata. Percebe-se que a formação da superfície de ruptura ocorre na 
interface entre grãos, onde imperam os efeitos de atrito interno (em solos granulares) ou coesão (solos coesivos). 
A ruptura ocorre por cisalhamento e não por compressão ou esmagamento dos grãos. 
Como resistência ao carregamento, o solo possui uma tensão cisalhante máxima (resist), decorrente da ação 
conjunta dos parâmetros geotécnicos (atrito e coesão) e esforço normal oriundo da densidade (). 
Solo granular fofo 
(mais vazios e 
menor atrito) 
Solo granular 
compacto 
(menos espaços de 
vazios e maior atrito) 
H 
O 
H 
Solo coesivo mole 
(mais vazios e 
menor coesão) 
Solo coesivo duro 
(menos vazios e 
maior coesão) 
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Figura 3.2 – Mecanismo de ruptura em solos compressíveis. 
 
 tgc
resist
 
resist = tensão cisalhante de resistência do solo 
 = tensão normal ao plano cisalhante 
c = coesão do solo 
 = atrito interno do solo 
 
3.1.1 Determinação dos parâmetros geotécnicos do solo 
a) Ensaios de laboratório: Como forma de determinar a resistência