FUNDAÇÕES PARA TORRES METÁLICAS AUTOPORTANTES

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UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA MARIA 
CENTRO DE TECNOLOGIA 
CURSO DE ENGENHARIA CIVIL 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
FUNDAÇÕES PARA TORRES METÁLICAS 
AUTOPORTANTES DE TELECOMUNICAÇÕES: 
ASPECTOS TÉCNICOS E CONSTRUTIVOS 
 
 
 
 
 
 
 
TRABALHO DE CONCLUSÃO DE CURSO 
 
 
 
 
 
 
 
Ricardo Vinícius Zin 
 
 
 
 
 
 
Santa Maria, RS, Brasil 
2014 
FUNDAÇÕES PARA TORRES METÁLICAS 
AUTOPORTANTES DE TELECOMUNICAÇÕES: 
ASPECTOS TÉCNICOS E CONSTRUTIVOS 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Ricardo Vinícius Zin 
 
 
 
 
 
 
Trabalho de conclusão de curso apresentado ao 
Curso de Engenharia Civil da Universidade Federal de Santa Maria 
(UFSM, RS), como requisito parcial para obtenção do grau de 
Engenheiro Civil. 
 
 
 
 
 
 
Orientador: Prof. MS. Talles Augusto Araujo (UFSM) 
 
 
 
 
 
 
Santa Maria, RS, Brasil 
2014 
Universidade Federal de Santa Maria 
Centro de Tecnologia 
Curso de Engenharia Civil 
 
 
 
 
A Comissão Examinadora, abaixo assinada, 
aprova o Trabalho de Conclusão de Curso 
 
 
 
FUNDAÇÕES PARA TORRES METÁLICAS AUTOPORTANTES DE 
TELECOMUNICAÇÕES: ASPECTOS TÉCNICOS E CONSTRUTIVOS 
 
 
elaborado por 
Ricardo Vinícius Zin 
 
 
 
como requisito parcial para a obtenção do grau de 
Engenheiro Civil 
 
 
COMISSÃO EXAMINADORA: 
 
 
 
Prof. Ms. Talles Augusto Araujo 
(Presidente/Orientador) 
 
 
 
Prof. Dr. José Mario Doleys Soares 
 (UFSM) 
 
 
 
Prof. Carlos Felix 
 (UFSM) 
 
Santa Maria, 22 de Dezembro de 2014. 
AGRADECIMENTOS 
 
 
 Aos meus pais, Carlos José Zin e Lúcia Maria Zin, por todo o apoio e por 
sempre estarem ao meu lado, incentivando minhas decisões. 
 À Universidade Federal de Santa Maria e todo o corpo docente, pela 
oportunidade de fazer parte da instituição e pelos ensinamentos repassados durante 
a graduação. 
 Ao meu orientador, Prof. Ms. Talles Augusto Araujo, um agradecimento 
especial por todo incentivo, dedicação, sabedoria e compreensão. 
 À JBT Telecom, por colaborar com meu trabalho com materiais e informações 
que me proporcionaram grande aprendizado. 
 Aos meus amigos, colegas e demais familiares, pelo apoio e palavras de 
incentivo, sem aos quais não seria possível conquistar este objetivo. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
RESUMO 
 
Trabalho de Conclusão de Curso 
Curso de Engenharia Civil 
Universidade Federal de Santa Maria 
 
FUNDAÇÕES PARA TORRES METÁLICAS AUTOPORTANTES DE 
TELECOMUNICAÇÕES: ASPECTOS TÉCNICOS E CONSTRUTIVOS 
 
 
AUTOR: RICARDO VINÍCIUS ZIN 
ORIENTADOR: PROF. MS. TALLES AUGUSTO ARAUJO 
Data e local da defesa: Santa Maria, 22 de Dezembro de 2014. 
 
As Torres autoportantes de telecomunicações são obras de grande importância, pois têm o objetivo 
de propagar o sinal de telefonia móvel para todas as regiões do mundo e assim proporcionar uma 
comunicação simultânea entre as pessoas. Em nosso país, a demanda por este tipo de serviço está 
em constante crescimento e é imprescindível para o desenvolvimento das interações humanas. 
Segundo uma estimativa da ANATEL (Agência Nacional de Telecomunicações) no período entre 
2010 e 2020, serão implantadas aproximadamente 100.000 novas torres de telecomunicações no 
Brasil. Estas estruturas terão a tarefa de melhorar e ampliar o sinal dos aparelhos móveis. Para 
manter as torres estáveis são necessárias fundações projetadas a fim de resistir aos esforços aos 
quais as estruturas estão submetidas. Neste trabalho serão apresentados os tipos de fundações mais 
comumente utilizadas em torres metálicas autoportantes de telecomunicações, apresentado alguns 
aspectos executivos das mesmas e as vantagens e aplicabilidade de cada estrutura. Serão 
apresentados também os principais métodos de determinação de capacidade de carga à tração de 
fundações comumente utilizadas em torres autoportantes e será realizada uma analise comparativa 
entre esses métodos baseados na pesquisa de Danziger (1983). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Palavras-chave: Fundações torres, Cargas de tração, Torres de Telecomunicações. 
 
LISTA DE FIGURAS 
 
 
 
Figura 1 - Torre Metálica Tubular 14 
Figura 2 - Torre Metálica Prismática 14 
Figura 3 - Torre Metálica de Base Triangular 15 
Figura 4 - Torre Metálica de Base Quadrada em Cantoneira 15 
Figura 5 - Isopletas da velocidade Básica do vento 17 
Figura 6 - Coeficiente de arrasto, 𝐶𝑎 para torres reticuladas 18 
Figura 7 - Exemplo de Relatório de Inspeção 23 
Figura 8 - Tipos usuais de trados 25 
Figura 9 - Relatório de Sondagem à Percussão 27 
Figura 10 - Tipos de rupturas dos solos – Geral e Local 31 
Figura 11 - Radier para torre de telecomunicação em corte 36 
Figura12 - Bloco ancorado em Rocha 37 
Figura 13 - Forma das sapatas 38 
Figura 14 - Tubulão a céu aberto sem contenção lateral 40 
Figura 15 - Método construtivo estaca Escavada 44 
Figura 16 - Método construtivo estaca raiz 47 
Figura17 - Bloco sobre estacas 48 
Figura 18 - Geometria dos blocos 49 
Figura 19 - Perfis metálicos usuais 50 
Figura 20 - Detalhe das soluções de ligação das estacas metálicas com o bloco 52 
Figura 21 - Geometria do tronco de cone de arrancamento e força consideradas 54 
Figura 22 - Método do Cilindro de atrito no caso de Sapata, Estaca e Tubulão 55 
Figura 23 - Modelo de capacidade de carga Balla 56 
Figura 24 - Superfície de ruptura do Método Meyerhof e Adams 57 
Figura 25 - Superfície de ruptura para estacas em solos homogêneos Grenoble 59 
Figura 26 - Dimensões em metros dos tubulões analisados 68 
Figura 27 – Resultados das cargas de ruptura obtida por diferentes métodos para os tubulões T4 
e T5 70 
Figura 28 - Resultados dos métodos semi-empíricos com redução de 30% no atrito lateral para 
os tubulões T4 e T5 71 
Figura 29 - Resultados das cargas de ruptura obtida por diferentes métodos para o tubulão T6 74 
Figura 30 - Resultados dos métodos semi-empíricos com redução de 30% no atrito lateral para o 
tubulão T6 75 
 
 
 
LISTA DE TABELAS 
 
 
Tabela 1 - Componentes da força de arrasto nas faces das torres reticuladas de seção quadrada ou 
triangular equilátera 19 
Tabela 2 - Fator de correção ɳ, para dois ou mais reticulados paralelos igualmente afastados 20 
Tabela 3 - Classificação dos maciços com base no RQD 29 
Tabela 4 - Parâmetros Geotécnicos do Solo – Correlação com SPT 30 
Tabela 5 - Valores de tensões admissíveis limites 32 
Tabela 6 - Relação entre tensão admissível e número de golpes SPT 33 
Tabela 7 - Valores de 𝐹2 (Aoki-Velloso, 1975) 62 
Tabela 8 - Valores de α e K (Aoki-Velloso, 1975) 62 
Tabela 9 - Coeficiente 𝛽 (Décourt, 1996) 63 
Tabela 10 - SPT Médio a partir de Danziger (1983) 67 
Tabela 11 - Dados de Cálculo Método Aoki-Velloso (1975) para os tubulões T4 e T5 69 
Tabela 12 - Dados de Cálculo Método Aoki-Velloso (1975) para o tubulão T6 72 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
SUMÁRIO 
 
1 INTRODUÇÃO .................................................................................................... 10 
1.1 Justificativa ...................................................................................................... 10 
1.2 Objetivo ........................................................................................................... 11 
1.2.1 Objetivo geral ............................................................................................... 11 
1.2.2 Objetivos específicos ................................................................................... 11 
2 CARACTERÍSTICAS DAS TORRES METÁLICAS DE TELECOMUNICAÇÕES12 
2.1 Tipos de torres ................................................................................................. 13 
2.2 Carregamentos nas torres ............................................................................... 16 
2.2.1 Cargas Verticais ........................................................................................... 16 
2.2.2 Ações do vento ............................................................................................16 
2.3 Carregamentos nas Fundações ...................................................................... 21 
3 INVESTIGAÇÕES PARA IMPLANTAÇÃO DE FUNDAÇÕES E 
CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS ........................................................................... 22 
3.1 Relatório de inspeção de campo ..................................................................... 22 
3.2 Investigações geotécnicas do subsolo ............................................................ 24 
3.2.1 Sondagem a trado ........................................................................................ 24 
3.2.2 Sondagem à percussão (SPT) ..................................................................... 26 
3.2.3 Sondagem rotativa ou mista ......................................................................... 28 
3.3 Avaliação e correlação dos parâmetros dos solos com base no SPT ............. 29 
3.4 Tensão admissível do solo .............................................................................. 30 
4 TIPOS DE FUNDAÇÕES USUAIS EM TORRES METÁLICAS 
AUTOPORTANTES .................................................................................................. 34 
4.1 Fundações rasas ............................................................................................. 35 
4.1.1 Radier ........................................................................................................... 35 
4.1.2 Bloco ancorado em rocha ............................................................................ 36 
4.1.3 Sapatas ........................................................................................................ 38 
4.2 Fundações profundas ...................................................................................... 39 
4.2.1 Tubulões ...................................................................................................... 39 
4.2.2 Estaca escavada .......................................................................................... 42 
4.2.3 Estaca raiz ................................................................................................... 45 
4.2.4 Blocos sobre grupo de estacas .................................................................... 47 
4.2.5 Estacas metálicas ........................................................................................ 49 
5 MÉTODOS PARA DETERMINAÇÃO DA CAPACIDADE DE CARGA À TRAÇÃO
 53 
5.1 Métodos teóricos ............................................................................................. 54 
5.1.1 Método do tronco de cone ............................................................................ 54 
5.1.2 Cilindro de atrito ........................................................................................... 55 
5.1.3 Método de Balla ........................................................................................... 56 
5.1.4 Método de Meyerhof e Adams ..................................................................... 57 
5.1.5 Método da Universidade de Grenoble .......................................................... 58 
5.2 Métodos empíricos .......................................................................................... 60 
5.2.1 Método Aoki-Velloso (1975) ......................................................................... 60 
5.2.2 Método Décourt-Quaresma (1978) .............................................................. 63 
6 ANÁLISE COMPARATIVA DE RESULTADOS ENTRE OS MÉTODOS DE 
DETERMINAÇÃO DE CAPACIDADE DE CARGA À TRAÇÃO DE FUNDAÇÕES ... 65 
6.1 Comparação tendo como referência Danziger (1983) ..................................... 65 
6.1.1 Características e procedimentos do trabalho ............................................... 65 
6.1.2 Proposta de análise de resultados em tubulões sem base alargada ........... 66 
6.1.3 Resultados para os tubulões T4 e T5:.......................................................... 68 
6.1.4 Resultados para o tubulão T6: ..................................................................... 72 
6.2 Conclusões da comparação ............................................................................ 75 
7 CONCLUSÃO ..................................................................................................... 77 
8 REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ................................................................... 79 
 
 
10 
 
1 INTRODUÇÃO 
 
 
As Torres autoportantes de telecomunicações são obras de grande 
importância, pois têm o objetivo de propagar o sinal de telefonia móvel para todas as 
regiões do mundo e assim proporcionar uma comunicação simultânea entre as 
pessoas. Em nosso país, a demanda por este tipo de serviço está em constante 
crescimento e é imprescindível para o desenvolvimento da sociedade. 
Segundo uma estimativa da ANATEL (Agência Nacional de 
Telecomunicações) no período entre 2010 e 2020, serão implantadas 
aproximadamente 100.000 novas torres de telecomunicações no Brasil. Estas 
estruturas terão a tarefa de melhorar e ampliar o sinal dos aparelhos móveis. 
As obras de infraestrutura de construção civil são fundamentais para que este 
ciclo de expansão da capacidade de comunicação se desenvolva. Para isso 
centenas de torres autoportantes são instaladas no Brasil a cada mês. A cada nova 
implantação os engenheiros são desafiados a projetar e executar torres e suas 
devidas fundações em regiões urbanas e rurais de todos os municípios do país. 
As fundações dessas estruturas representam um custo representativo no 
valor total da obra. Desse modo, deve-se conhecer os aspectos de cada tipo de 
fundação, e saber aplica-los em virtude das necessidades de cada projeto. Deve-se 
buscar executar estruturas eficientes, seguras e que possuam viabilidade 
econômica. 
A demanda crescente por novas torres exigem grandes investimentos. No 
entanto, para que esses investimentos não sejam em vão, é necessário um controle, 
da parte executiva, dos custos com materiais, da qualidade, uma concepção 
adequada da produção e execução, da durabilidade e segurança. 
 
 
1.1 Justificativa 
 
 
Diante da grande demanda por novas torres de telecomunicações no Brasil e 
a complexidade de implantação deste tipo de estrutura, faz-se necessário conhecer 
11 
 
os principais tipos de fundações utilizadas para estas torres bem como as 
características e aplicabilidade das mesmas. 
Para manter as torres estáveis são necessárias fundações projetadas a fim de 
resistir aos esforços aos quais as estruturas estão submetidas. Em torres metálicas 
autoportantes o vento na estrutura gera momentos que tendem a tombar a torre, 
gerando esforços de tração nas fundações. Desse modo é necessário conhecer os 
principais métodos disponíveis para estimativa de esforços de tração e os tipos de 
fundação que possuem as maiores capacidades de resistir a esse tipo de esforço. 
 
 
1.2 Objetivo 
 
 
1.2.1 Objetivo geral 
 
 
Neste trabalho serão apresentados os tipos de fundações mais comumente 
utilizadas em torres metálicas autoportantes de telecomunicações, apresentado os 
aspectos executivos das mesmas e as vantagens e aplicabilidade de cada estrutura. 
Serão apresentados também os principais métodos de determinação de 
capacidade de carga à tração de fundações comumente utilizadas em torres 
autoportantes e será realizada uma análise comparativa entre esses métodos 
baseados na pesquisa de Danziger (1983). 
 
 
1.2.2 Objetivos específicos 
 
 
 Apresentar os principais métodos de investigações geotécnicas utilizados para 
reconhecimento do subsolo e para auxiliar no desenvolvimento do projeto de 
fundações de torres metálicas autoportantes de telecomunicações. 
 Apresentar os esforços atuantes nas fundações e os principais métodos utilizados 
para estimativa de cálculo de arrancamento (esforços de tração) desse tipo de 
estrutura. 
12 
 
 Realizar uma comparação da viabilidade das técnicas de fundaçõesem relação à 
análise geotécnica do solo, fator de exposição ao vento e local de implantação. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
2 CARACTERÍSTICAS DAS TORRES METÁLICAS DE 
TELECOMUNICAÇÕES 
13 
 
 
 
2.1 Tipos de torres 
 
 
As torres metálicas autoportantes foram as soluções adotadas para 
substituírem os postes de concreto armado na tarefa de propagação de sinal 
telefônico. Atualmente este tipo de estrutura metálica é amplamente utilizada, pois 
atende aos critérios de custo, durabilidade, capacidade de implantação de 
equipamentos e altura necessária. 
Este tipo de estrutura pode ser tubular ou treliçada. As torres tubulares são 
constituídas de peças metálicas em formato de tronco de cone. Sua utilização não é 
difundida no Brasil em virtude de seu alto custo e limitação de altura. 
Predominantemente as operadoras de telefonia optam pela implantação de torres 
metálicas treliçadas. 
As torres treliçadas podem variar tanto na constituição da sua base como na 
altura desejada. Pode-se afirmar que, no Brasil, as torres de estrutura prismática, 
cujos montantes se mantêm constantes em altura são pouco utilizadas. A maioria 
das torres apresenta uma geometria piramidal, onde o afastamento entre montantes 
diminui entre si em altura, quer de forma gradual, quer de forma mais acentuada, 
através da utilização de peças de redução de dimensão. Quanto às bases, neste 
caso é mais usual a utilização de uma base triangular, sendo menos utilizada a 
geometria de base quadrangular. 
 Em sua estrutura são utilizadas cantoneiras “L” ou montantes tubulares, é 
caracterizada por possuir um trecho piramidal e no seu topo um trecho reto. São 
fabricadas em alturas superiores a 20 metros podendo chegar a 180 metros. O peso 
destas estruturas varia de 5000 kg a 25000 kg de acordo com o perfil utilizado e a 
altura da torre. 
As figuras 1, 2, 3 e 4 apresentam os principais tipos de torres metálicas de 
telecomunicações utilizadas no Brasil. 
 
14 
 
 
 
Figura 1 – Torre Metálica Tubular. 
 
 
 
 
Figura 2 – Torre Metálica Prismática (JBT Telecom) 
 
 
15 
 
 
 
Figura 3 – Torre Metálica de Base Triangular (JBT Telecom). 
 
 
 
 
Figura 4 – Torre Metálica de base quadrada em cantoneira (JBT – Telecom). 
16 
 
2.2 Carregamentos nas torres 
 
 
Para critérios de dimensionamento as ações atuantes nas fundações são 
basicamente devidas às torres. São raras as situações em que existem outros 
carregamentos atuando no bloco de fundações. Pode-se exemplificar como essas 
ações adicionais a pressão de água, o empuxo de solo, os impactos de objetos, de 
veículos, etc. 
A origem e a natureza das cargas aplicadas nas fundações são as mesmas 
dos esforços atuantes nas torres. Desse modo ao se estudar as cargas que solicitam 
as torres estão sendo avaliadas as ações sobre as fundações. 
É de grande importância a análise dessas cargas, pois, sua combinação, e as 
hipóteses de carregamentos poderão determinar o grau de exigência, ou tolerância, 
com relação ao desempenho das fundações. 
 
 
2.2.1 Cargas Verticais 
 
 
As cargas verticais que atuam nas torres são aquelas devidas ao peso próprio 
da torre, para-raios e antenas instaladas. Existem também cargas verticais devidas a 
equipamentos adicionais e sobrecargas devido a plataformas de manutenção. 
 
 
2.2.2 Ações do vento 
 
 
Para as torres de telecomunicação a quantificação das cargas devidas ao 
vento atende à norma brasileira de vento NBR 6123 (1988). Estas torres ainda não 
possuem norma técnica específica como suas equivalentes de linhas de 
transmissão. A norma NBR 6123 (1988) fornece apenas diretrizes para se 
determinar as forças do vento em torres treliçadas de um modo mais geral. 
 As torres são projetadas para diferentes áreas de exposição ao vento, de 
acordo com o número de antenas que serão instaladas. A partir deste dado as torres 
17 
 
são dimensionadas em relação às forças exercidas pelo vento, chamadas forças de 
arrasto. Em média as torres são projetadas para terem uma área de exposição ao 
vento total entre 8 m² e 16m², equivalente a área das antenas a serem instaladas. 
Conforme a NBR6123, a velocidade característica do vento é obtida pela 
expressão: 
 
𝑉𝑘 = 𝑉0 × 𝑆1 × 𝑆2 × 𝑆3 (m/s) (1) 
 
Desse modo, 𝑆1 é o fator topográfico, 𝑆2 é o fator de rugosidade do terreno, 𝑆3 
é o fator estatístico de segurança, que no caso das torres é o valor 1.1, e 𝑉0 é a 
velocidade básica do vento, obtida através do gráfico de isopletas (Figura 5), que 
varia de acordo com a região (NBR 6123, 1988). 
A velocidade do vento 𝑉0 é a velocidade de uma rajada de 3 segundos 
exercida em média uma vez a cada 50 anos, a 10m acima do terreno em campo 
aberto e plano. 
 
 
 
Figura 5 – Isopletas da velocidade Básica do vento 𝑉0(m/s). (NBR 6123, 1988). 
18 
 
A força de arrasto está ligada diretamente com a pressão dinâmica do vento, 
e área frontal efetiva (correspondente à área de projeção ortogonal da estrutura 
sobre um plano perpendicular à direção do vento). 
A NBR 6123 (1988) determina quais são os coeficientes de arrasto 
longitudinal para as torres treliçadas. A norma apresenta um gráfico do coeficiente 
de arrasto 𝐶𝑎 com o índice de área exposta ɸ para diversos tipos de torres, conforme 
a figura 6. 
 
 
 
Figura 6 – Coeficiente de arrasto, 𝐶𝑎 para torres reticuladas de seção quadrada e 
triangular, formadas por barras prismáticas de cantos vivos ou levemente 
arredondados (NBR 6123). 
 
 
O índice de área exposta ɸ é obtido dividindo-se a área frontal efetiva de um 
reticulado 𝐴𝑒, pela área frontal A da superfície limitada pelo contorno do reticulado. 
A tabela 1 fornece valores que multiplicados pela força de arrasto 𝐹𝑎, 
fornecem as componentes da mesma nas faces da torre. Na tabela 1, ɳ é o fator de 
proteção de um reticulado em relação a outro, e é determinado conforme a tabela 2. 
 
 
19 
 
 
Tabela 1 – Componentes da força de arrasto nas faces das torres reticuladas de 
seção quadrada ou triangular equilátera. 
 
 
Fonte: NBR 6123, 1988. 
 
 
 
 
 
 
 
20 
 
 
 
Tabela 2 – Fator de correção ɳ, para dois ou mais reticulados paralelos igualmente 
afastados. 
 
Fonte: NBR 6123, 1988. 
 
Segundo Carril (2000), a torre deve ser separada em painéis com diferentes 
índices de área exposta e o coeficiente de arrasto deve ser determinado para cada 
painel da torre. A força no trecho considerado é determinada por: 
 
 𝐹𝑎 = 𝐶𝑎 × ɸ × 𝐴 × 𝑞 (kN) (2) 
 
Onde: q é a pressão dinâmica do vento dada por: 
 
𝑞 = 0,613 × 𝑉𝑘
2 (3) 
 
Onde: 
A (m²): é a área delimitada pelos limites externos do painel de barlavento da 
torre. 
 ɸ: é o índice de área exposta. 
 
21 
 
Segundo Carril (2000) devem ser consideradas também as forças do vento 
em estruturas adicionais como: escadas marinheiro, plataformas, tubulações, 
estruturas de antenas celulares e micro-ondas. A norma Brasileira não especifica 
como determinar essas forças do vento adicionais, apenas fornece o coeficiente de 
arrasto para perfis e tubos de comprimento infinito. As forças do vento são 
simplesmente adicionadas sem considerar a proteção de um elemento sobre o 
outro. 
 
 
2.3 Carregamentos nas Fundações 
 
 
Como o vento é o carregamento principal nas torres de telecomunicações, o 
estudo de sua ação tem como base a análise de seu efeito, em função do ângulo de 
incidência. Geralmente as torres não são simétricas, em virtude dos equipamentos 
nela instalados. Desse modo, são estudados ventos incidindo a 0, 30, 45, 60, 90, 
120 e 180 graus, em relação a uma determinada face datorre em estudo. 
A fim de desenvolvimento do projeto de fundação, devemos obter os 
seguintes esforços atuantes na fundação: 
 
 Compressão máxima; 
 Tração máxima; 
 Horizontal máximo; 
 Momento fletor máximo. 
 
A tração, originada pelos esforços que tendem a tombar a torre, é a principal 
solicitação a ser analisada nos projetos de fundações para torres metálicas de 
telecomunicações. Geralmente este esforço governa o dimensionamento, de modo 
que as dimensões necessárias para suportar os esforços de arrancamento são 
suficientes para resistir às demais cargas na fundação. 
 
 
 
 
22 
 
3 INVESTIGAÇÕES PARA IMPLANTAÇÃO DE FUNDAÇÕES E 
CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS 
 
 
3.1 Relatório de inspeção de campo 
 
 
Relatório que auxilia na tomada de decisão pela escolha da fundação a ser 
utilizada, bem como sobre o método de execução de montagem da torre. Segundo 
Chaves (2004) apresenta informações sobre muitas variáveis como se observa a 
seguir: 
 
 
 Informação sobre a acessibilidade ao local; 
 Informação sobre a vegetação (árvores protegidas por lei); 
 Informação sobre a possibilidade de equipamentos agrícolas transitarem no local 
 (proteção das fundações e estais das torres), ou mesmo utilização de outros 
equipamentos, tal como pivô central para irrigação; 
 Informação sobre a necessidade de pequenas obras de proteção das fundações, 
ou do terreno local (contenção, drenagens e replantio da vegetação); 
 Disponibilidade de materiais de construção na região; 
 Informações da existência de outras torres próximas e quais soluções foram 
adotadas para as fundações; 
 Documentação fotográfica; 
 Topografia do local, se acidentada ou não; 
 Informações preliminares da natureza do solo; 
 Informação sobre possibilidade de lençol freático elevado; 
 Informação sobre a possibilidade de o local ser inundável; 
 Dados sobre a estabilidade dos solos e das encostas; 
 Determinação da necessidade de se fazer sondagem geotécnica complementar; 
 Informações especiais, tal como relocação da torre para evitar algum acidente 
geográfico, construção, ou mesmo facilidade de execução dos trabalhos; 
23 
 
 Informações complementares relatando a existência de adutoras, redes de água e 
de esgoto; 
 Dados da cultura local de métodos construtivos e de soluções para fundações. 
 
A figura 7 apresenta um exemplo de um boletim padrão para elaboração de 
um relatório de inspeção de campo. 
 
 
 
Figura 7 – Exemplo de Relatório de Inspeção (JBT Telecom). 
24 
 
 
3.2 Investigações geotécnicas do subsolo 
 
 
Existem inúmeros métodos de investigação geotécnica disponíveis aos 
engenheiros para a utilização em Engenharia de Fundações. Referindo-se a 
implantação de torres de telecomunicações, os métodos mais utilizados e que nos 
fornecem resultados relevantes de modo prático são: 
 
 Sondagem a Trado; 
 Sondagem Tipo SPT (Standard Penetration Test); 
 Sondagem Rotativa e Mista 
 
A escolha do tipo de sondagem se baseia em: 
 
 Ordem de grandeza das cargas que as torres descarregam nos solos; 
 Características geotécnicas do terreno; 
 Área da base da torre; 
 Custo da investigação; 
 Disponibilidade de equipamentos na região em questão. 
 
A quantidade mínima de sondagens usualmente utilizadas em investigações 
geotécnicas para implantação de fundação para torres é de dois furos por torre. 
Quando os resultados obtidos não forem satisfatórios e não apresentarem precisão 
suficiente para a realização do projeto, o engenheiro responsável tem a obrigação 
de aprofundar o estudo, realizando novos furos ou fazendo o uso de outras técnicas 
tais como escavação de trincheiras de inspeção, amostragens de solo, ensaios 
específicos de laboratório (cisalhamento direto, compressão triaxial, adensamento, 
etc). 
 
 
3.2.1 Sondagem a trado 
 
25 
 
 
Sondagem a trado é um método de investigação geológico-geotécnica de 
solos que utiliza como instrumento um trado: um tipo de amostrador de solo 
constituído por lâminas cortantes, que podem ser espiraladas (trado helicoidal ou 
espiral) ou convexas (trado concha ou cavadeira). Tem por finalidade a coleta de 
amostras deformadas, determinação de profundidade do nível d’agua e identificação 
dos horizontes do terreno. 
As amostras são caracterizadas pelo método táctil-visual e registradas em 
relatório ou boletins de sondagens. Este tipo de sondagem fornece informações, que 
associados aos dados da sondagem SPT, permitem traçar o perfil geológico da área 
em estudo. É tido como um método de baixo custo e trás muitas informações. 
Esta investigação, utilizando trado manual, geralmente é feita até 3 m de 
profundidade, embora seja possível alcançar profundidades superiores. Isto ocorre 
pela própria limitação dos equipamentos por serem de operação manual, que gera 
dificuldade de escavação aos operadores. A figura 8 apresenta os tipos usuais de 
trados, que podem ser trados cavadeira, torcidos ou helicoidais. 
 
 
 
Figura 8 – Tipos usuais de trados (Hachich et al, 1998). 
 
 
De modo geral, as informações que se obtém com a investigação com trado 
são: 
26 
 
 
 Tipo de solo encontrado; 
 Detecção da presença de nível de água (N.A.); 
 Indicação de possível afloramento de rocha; 
 Grau de dificuldade de escavação. 
 
 
3.2.2 Sondagem à percussão ou de simples reconhecimento (SPT) 
 
 
O ensaio SPT (Stantard Penetration Test) é um dos métodos de investigação 
geotécnica mais difundidos no Brasil. É um método simples de ser realizado e que 
nos traz informações acerca da compacidade do solo in-situ (NBR 6484). Consiste 
em contar o número de golpes N necessários para que um peso de 65 kgf, caindo 
da altura de 75 cm, força um amostrador de 2” de diâmetro externo penetrar 45 
centímetros no solo. O número N de golpes é denominado “Índice de Resistência à 
Penetração”. Neste ensaio também são recolhidas amostras do solo, para suas 
classificações de modo táctil-visual. 
Através deste método podemos obter uma grande quantidade de 
informações. As de maior importância são listadas a seguir: 
 
 Tipo de solo, caracterização táctil visual. 
 Nspt – número de golpes dos últimos 30 centímetros. 
 Profundidade do nível d´agua. 
 
Este tipo de sondagem é amplamente utilizado no Brasil, não somente para 
obras de implantação de torres, mas para qualquer obra de engenharia que envolva 
a necessidade de reconhecimento do subsolo para a implantação de fundações. 
Devido a isso os equipamentos para a realização do ensaio são encontrados 
facilmente e tem um custo relativamente baixo. 
Ao longo do tempo, foram estabelecidas relações entre o número de golpes N 
e os parâmetros de diversos tipos de solo. Desse modo, muitas vezes pode-se 
27 
 
dispensar ensaios mais rigorosos na investigação geotécnica e obter um alto grau 
de confiabilidade nos ensaios SPT. 
A resistência à compressão, o ângulo de atrito interno do solo, o coeficiente 
de recalque e o módulo de elasticidade, podem ser determinados em função do 
número de golpes N, para cada tipo de solo, metro a metro. 
A figura 9 apresenta um boletim de sondagem de simples reconhecimento 
com suas informações básicas. 
 
 
 
Figura 9 – Relatório de Sondagem à Percussão (JBT Telecom). 
 
28 
 
3.2.3 Sondagem rotativa ou mista 
 
 
Este tipo de investigação de subsolo é utilizada quando há a necessidade de 
estudar e conhecer a qualidade da rocha ou quando encontra-se um solo 
impenetrável a percussão e/ou trépano. 
A sondagem rotativa consiste na perfuração do subsolo, onde se encontra 
rocha ou material impenetrável à percussão. Com ela pode-se identificar as 
características de uma rocha, identificando se a mesma é fraturada ou sã. Permite 
também saber se, o que se encontrou como impenetrável na percussão trata-se de 
um matacão (bloco de rocha solto), ou do topo rochoso propriamente dito. 
A sondagem rotativa é realizada por ciclossucessivos de corte e retirada dos 
testemunhos do interior do barrilete, procedimento conhecido como manobra. Em 
cada manobra o avanço depende unicamente da qualidade do material que está 
sendo perfurado. Quando o material é de boa qualidade, o comprimento do 
testemunho obtido em cada manobra pode ser de 3 a 5 metros, ou seja, do mesmo 
comprimento do barrilete. Quando ocorre destruição do material ou perda, em 
terrenos onde a rocha se encontra muito fraturada, o comprimento de cada manobra 
deve ser reduzido até que tenha um testemunho representativo. 
Os testemunhos coletados nas sondagens dever ser guardados em caixas 
com tampa e posteriormente analisados por geólogos. Eles devem ser dispostos na 
sequencia exata de sua posição no furo, da esquerda para direita e de cima para 
baixo. 
Em regiões onde é sabida a existência de ocorrência de matacões ou 
cavernas, o tipo de sondagem utilizado é a mista. A rigor ela é a alternância de 
sondagens SPT nos trechos de solo, com as sondagens rotativas nos trechos 
rochosos. 
Uma informação importante fornecida pela sondagem rotativa é a qualidade 
da rocha. Ela é definida como a percentagem de recuperação das amostras, após a 
eliminação das porções de solo e dos fragmentos de rocha menores que 10 cm. 
Esta denominação é chamada de RQD (Rock Quality Designation), que permite 
mensurar o grau de continuidade da rocha. A tabela 3 apresenta a classificação 
RQD. 
 
29 
 
Tabela 3 – Classificação dos maciços com base no RQD. 
 
 
 
 
3.3 Avaliação e correlação dos parâmetros dos solos com base no SPT 
 
 
Na prática, é comum a utilização de valores de parâmetros dos solos obtidos 
em ensaios anteriores, em solos de características semelhantes e de acordo com o 
caso os ensaios em laboratório são dispensados. 
O número de golpes N, obtidos nas sondagens à percussão SPT, é bastante 
utilizado na correlação dos parâmetros dos solos. Este tipo de correlação deve ser 
utilizado com atenção e por profissionais com conhecimento e experiência no 
assunto. 
A tabela 4 correlaciona alguns desses valores de acordo com o numero N da 
sondagem SPT. 
 
N – é o número de golpes SPT; 
c – é a coesão; 
ɸ - é o ângulo de atrito interno do solo; 
γ – é o peso específico do solo. 
 
 
 
 
30 
 
Tabela 4 – Parâmetros Geotécnicos do Solo – Correlação com SPT 
 
 
Fonte: CESP, 1983. 
 
 
3.4 Tensão admissível do solo 
 
 
Define-se tensão admissível do solo como a máxima tensão que o solo 
suporta sem apresentar recalques excessivos ou ruptura que causem danos a 
estrutura. 
O conceito de ruptura geral pode ser representada em um gráfico tensão x 
deformação. Neste caso, pode-se caracterizar um valor de tensão máxima, a partir 
do qual a deformação cresce continuamente, sem aumento proporcional da tensão. 
Essa ruptura ocorre repentinamente, e normalmente a estrutura sobre tombamento, 
e o solo, de um lado da fundação, sofre empolamento ou estufamento. 
Existem solos menos resistentes, de baixa compacidade ou consistência, em 
que a tensão cresce continuamente com a deformação (recalque) não podendo 
distinguir um valor limite como ruptura geral. Nos casos de acidentes em fundações 
de torres provocados por este tipo de ruptura local, normalmente a estrutura não 
31 
 
sofre tombamento, e somente uma região abaixo da fundação é que se nota 
evidencia de ruptura do solo. 
Na figura 10, as curvas 1 e 2 apresentam ruptura geral e a curva 3 representa 
ruptura local. 
 
 
 
Figura 10 - Tipos de rupturas dos solos – Geral e Local 
 
 
Os métodos de estimativas de tensões admissíveis mais utilizados são os 
empíricos, em que valores são obtidos através de correlações com ensaios SPT e 
CPT. 
A tabela 5 apresenta os valores de tensões admissíveis limites a serem 
adotados. Os dados foram obtidos através da experiência da seção de solos do 
Instituto de Pesquisas tecnológicas de São Paulo, IPT. 
 
 
 
 
 
 
 
 
32 
 
Tabela 5 – Valores de tensões admissíveis limites 
 
 
Fonte: Hachich et al (1998). 
 
 
A tabela 6 apresenta uma relação entre tensão admissível e o número de 
golpes SPT. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
33 
 
 
 
Tabela 6 – Relação entre tensão admissível e número de golpes SPT 
 
 
Fonte: Campos, 2007. 
 
 
Também é possível estimar a tensão admissível com correlação SPT, através 
da seguinte fórmula: 
 
𝜎𝑎𝑑𝑚 = 0,02𝑁 (𝑀𝑃𝑎) (5) 
 
Válido para solos 5 ≤ N ≤ 20. 
N = N médio no bulbo de tensões 
 
 
 
 
 
 
 
34 
 
4 TIPOS DE FUNDAÇÕES USUAIS EM TORRES METÁLICAS 
AUTOPORTANTES 
 
 
Pode-se classificar as fundações para torres como diretas, profundas e 
especiais. A escolha na utilização destes tipos de fundação é baseada na viabilidade 
técnica e econômica, tempo de execução e disposição de equipamentos e pessoal 
especializado na região de implantação. 
Para torres de telecomunicações, quando é necessária a implantação de 
fundações diretas, os métodos mais recorrentes são o radier e as sapatas. Quando 
é necessária a implantação de fundações profundas os métodos mais utilizados são 
os tubulões e estacas escavadas. 
De acordo com a NBR 6122 (2010), Fundações diretas são aquelas “em que a 
carga é transmitida ao terreno, predominantemente pelas pressões distribuídas sob 
a base”, também que a profundidade de assentamento da mesma esteja em uma 
medida inferior ao dobro da menor dimensão adotada. São exemplos deste tipo de 
fundações as sapatas e o radier. 
Conforme a NBR 6122 (2010), fundações profundas são aquelas que recebem 
a carga proveniente da superestrutura e descarregam no solo pela sua base (ponta), 
pelas suas paredes laterais (fuste) ou por uma combinação das duas. Esta deve 
estar assente a uma cota duas vezes maior que a menor dimensão considerada em 
planta e que essa seja no mínimo 3 metros de profundidade. Consideram-se como 
exemplo fundações deste tipo as estacas escavadas e estaca raiz. 
 
Como fundações diretas são mais utilizadas os seguintes tipos de estruturas: 
 
 Sapata de concreto; 
 Radier; 
 Bloco ancorado em rocha. 
 
Como fundações profundas, utilizam-se as seguintes: 
 
 Tubulão em solo; 
35 
 
 Estaca Escavada; 
 Estaca raiz; 
 Estaca metálica; 
 Bloco sobre grupo estacas. 
 
 
4.1 Fundações rasas 
 
 
Em torres de telecomunicações a estrutura radier é a mais utilizada quando 
nos referimos a fundações rasas. O uso de sapatas é menos comum e está 
relacionado a torres menores com baixas esforços de solicitação. 
 
 
4.1.1 Radier 
 
 
O radier é um tipo de fundação superficial, executada em concreto armado, 
que recebe todas as cargas através das bases da torre, distribuindo-as de forma 
uniforme no solo. 
Este tipo de estrutura é uma solução relativamente onerosa uma vez que 
envolve uma grande quantidade de concreto armado. Segundo Lopes e Velloso 
(2010), sua aplicabilidade se dá quando as áreas das sapatas se aproximam uma 
das outras ou mesmo se interpenetram. Além disso, é utilizado quando se deseja 
uniformizar os recalques através de uma fundação associada. 
O desempenho estrutural do radier depende da qualidade do concreto e 
também da qualidade do solo sobre o qual está apoiado. A resistência do solo é 
influenciada pelo grau de compactação e pelo teor de umidade. Pode-se melhorar a 
base da fundação através de drenagem, compactação e estabilização do solo, 
entretanto deve-se analisar a viabilidade econômica destas medidas. 
O método construtivo é simples. Tem início com a demarcação da construção, 
com a implantação e demarcação do gabarito referencial contendo os eixos das 
faces laterais e a referência de nível. 
36 
 
A escavação pode ser realizada manual ou mecanicamente, dependendo do 
volume necessário de escavação. Após a escavação deve-se compactar o solo a fim 
de se obter uma boacamada de suporte. 
É importante também, antes de realizar a concretagem do radier, a aplicação 
de um lastro de concreto magro com a finalidade de drenar a interface e servir como 
material de transição entre o solo e o radier. 
A figura 11 apresenta um radier em corte utilizado na implantação de uma 
torre de telecomunicações de 70 metros de altura. Neste projeto o radier foi 
implantado a 2 metros de profundidade. A ligação dos tubos das torres é realizada 
em três pilares armados, onde é instalado o chumbador. O reaterro é realizado com 
solo compactado em camadas umedecidas. 
 
 
 
Figura 11 – Radier para torre de telecomunicação em corte (JBT Telecom). 
 
 
4.1.2 Bloco ancorado em rocha 
 
 
São blocos construídos em concreto armado e que são ancorados em rocha 
através de chumbadores de aço. Sua aplicabilidade é em regiões onde o topo 
rochoso é aflorante ou ocorre em pequenas profundidades. 
37 
 
Deve-se realizar uma investigação geotécnica que indique o tipo de rocha 
presente no subsolo. Este tipo de bloco é usualmente utilizado em rochas sãs, 
pouco fraturadas. 
Os blocos ancorados em rocha são uma opção aos tubulões em rocha, pois 
seu método construtivo não necessita a demolição da rocha, facilitando sua 
implantação e reduzindo custos. 
O método construtivo se baseia em: 
 
1. Escavação da camada de solo existente sobre a rocha; 
2. Escarrificação da superfície da rocha, tornando-a o mais nivelado possível; 
3. Execução dos furos para os chumbadores com equipamento roto-
percussivo 
4. Instalação dos chumbadores; 
5. Construção do bloco e do fuste. 
Este tipo de bloco se torna viável para torres de telecomunicações, pois os 
chumbadores trabalham resistindo os esforços de tração. A figura 12 apresenta um 
exemplo de bloco ancorado em rocha. 
 
 
 
Figura 12 – Bloco ancorado em Rocha (CHAVES, 2004). 
 
 
38 
 
4.1.3 Sapatas 
 
 
São fundações diretas executadas em concreto armado que distribuem as 
cargas nelas aplicadas através do solo. Normalmente elas possuem uma laje na 
parte inferior que pode ter altura variável ou não (CHAVES, 2004). 
As sapatas podem assumir praticamente qualquer forma em plana, sendo que 
as mais comuns são sapatas quadradas e retangulares. São estruturas indicadas 
para solos que possuem alta resistência a baixa profundidade. Geralmente o 
assentamento se faz em torno de 2 a 4 metros de profundidade. A figura 13 
apresenta as principais formas que as sapatas podem adquirir. 
 
 
 
Figura 13 – Forma das sapatas (Hachich et al, 1998). 
 
 
As escavações para este tipo de estruturas podem ser manuais ou 
mecanizadas, dependendo de acesso ao local do equipamento e da necessidade 
por escavações de grandes volumes de solo. Retro-escavadeiras e mini 
escavadeiras são os equipamentos mais utilizados. Estes equipamentos são úteis 
39 
 
até uma profundidade de 3 metros, atingido este nível a escavação deve ser 
continuada manualmente. 
As sapatas, usualmente, são concretadas em duas etapas, a primeira é se 
refere à base e a segunda ao seu fuste. Em terrenos onde exista o risco de 
desmoronamento o solo deverá ser escorado durante a execução da obra. Deve-se 
atentar ao fato que em obras com escavações com profundidade superiores a 1,5 
metros, a obra sempre deverá ser escorada a fim de garantir a segurança dos 
trabalhadores. 
Devido ao esforço de tração presente nas torres, após a concretagem o 
reaterro deve ser executado com compactação mecânica em camadas de até 20 
cm, com teor de umidade ótima a fim de se obter um grau de compactação mínimo 
de 95% do Proctor Normal. 
 
 
4.2 Fundações profundas 
 
 
Segundo Velloso (2004) são elementos de fundação que transmitem a carga 
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 profundidades 
superiores ao dobro de sua menor dimensão em planta, e no mínimo, a 3 metros. 
 
 
4.2.1 Tubulões 
 
 
Segundo Velloso (2004), tubulão é um elementos de fundação profunda, 
cilíndrico, com base alargada ou não, em que, pelo menos na etapa final há descida 
de operário. Muitas vezes torna-se difícil distinguir tubulões de estacas escavadas. 
Os tubulões podem ser vistos como estacas escavadas de grande diâmetro com 
base alargada. 
Quando trata-se de tubulões com base alargada, estes devem ter fuste com 
no mínimo 70 cm de diâmetro para permitir a entrada e saída de operários. Devido à 
40 
 
utilização de equipamentos de escavação mecânica, a prática de descida de 
operários vem sendo cada vez menos utilizada e poderá ser abandonada. 
Na maioria dos casos este tipo de estrutura é empregada onde a cota de 
assentamento da base esteja acima do nível do lençol freático. Entretanto pode-se 
utilizar tubulões abaixo do nível d’agua nos casos em que o solo se mantenha 
estável sem risco de desmoronamento e seja possível controlar a água no interior do 
tubulão. 
Nos tubulões as cargas são transmitidas essencialmente pela base a um 
substrato de maior resistência. São utilizados em solos onde as camadas menos 
compressíveis e com tensões admissíveis razoáveis não estão próximas à superfície 
do terreno. A figura 14 mostra o detalhe de um tubulão a céu aberto sem contenção 
lateral. 
 
 
Figura 14 – Tubulão a céu aberto sem contenção lateral (CHAVES, 2004) 
 
 
Em obras de fundações para torres metálicas não é comum o uso de tubulões 
pneumáticos. Quando existe o nível d’agua próximo à superfície, geralmente a 
solução construtiva utilizada são as fundações rasas, a fim de viabilizar 
economicamente a obra. 
Os tubulões a céu aberto podem ser divididos em dois grupos que se referem 
aos seus aspectos construtivos, os que utilizam contenção lateral e os que utilizam 
contenção lateral continuamente ao longo do fuste. 
41 
 
Os tubulões sem contenção lateral têm seus fustes abertos por escavação 
manual ou mecânica, com a base geralmente escavada manualmente. Não utilizam 
nenhum tipo de escoramento lateral e, portanto o fuste, e especialmente a base, 
somente podem ser executados em solos que apresentam um mínimo de coesão 
capaz de garantir a estabilidade na escavação. Nestes casos é comum que o 
diâmetro final resulte em um aumento de 5% a 10% em relação ao estabelecido em 
projeto. 
Já os tubulões com contenção lateral contínua utilizam revestimentos 
metálicos ou anéis de concreto os quais podem ser recuperados ou não na medida 
em que o concreto é lançado para o interior da escavação. São utilizados quando 
existe a necessidade de atravessar camadas de solo com possibilidades de 
desmoronamento, ou mesmo de solos moles que provoquem o estrangulamento da 
seção. Existem equipamentos que cravam uma camisa metálica, desde a superfície, 
ao mesmo instante em que realizam a escavação. Neste tipo de solução o atrito 
lateral fica reduzido, pois o processo provoca um amolecimento do solo que, na 
maioria dos casos não é recuperável. 
A seguir são apresentadas algumas vantagens dos tubulões que justificam 
sua utilização em obras de fundações para torres. 
 
 Baixos custos de mobilização e desmobilização quando comparados a outros 
equipamentos. Aspecto importante neste tipo de obras onde são executados de 
três a quatro tubulões para sustentar cada torre; 
 O processo construtivo gera vibrações em baixa intensidade, fator importante a 
ser considerado em obras urbanas próximas a construções existentes; 
 O profissional encarregado da execução pode observar e classificar o solo 
retirado ao longo da escavação, realizando comparações com o solo previsto em 
projeto; 
 O comprimento e o diâmetro dos tubulões podem ser modificados ao longo da 
escavação a fim de compensar as condições adversas do subsolo. 
 
 
 
 
42 
 
4.2.2 Estaca escavada 
 
 
As estacas escavadas são elementos esbeltos, colocados nos solos por 
perfuração, que têm por objetivo transmitir ascargas ao mesmo, seja por sua 
resistência inferior, resistência de ponta, seja pela resistência ao longo do fuste, 
atrito lateral, ou pela combinação de ambas (ALONSO, 1983). 
As estacas escavadas são caracterizadas por serem moldadas no local após 
a escavação do solo, que é realizada usualmente com perfuratrizes rotativas. Este 
tipo de equipamento rotativo pode vir acoplado a caminhões ou acoplado a 
equipamentos sobre esteiras, desse modo pode atender uma grande quantidade de 
situações em locais de difícil acesso. As profundidades alcançadas por estes 
equipamentos podem ser de até 40 metros. 
O diâmetro das brocas das perfuratrizes varia de 0,20 a 1,70 metros de 
diâmetro. Devido a essa grande capacidade, a abertura manual para diâmetros 
superiores a 0,50 metros vem sendo cada vez menos utilizada. 
O emprego desta solução se dá para perfurações acima do nível do lençol 
freático onde o terreno superficial não apresenta capacidade de suporte adequada 
ou é muito deformável. A seguir são apresentadas algumas vantagens deste método 
executivo: 
 
 Grande mobilidade e capacidade de produção dos equipamentos disponíveis no 
mercado; 
 Custos relativamente baixos; 
 Capacidade de execução rápida; 
 O processo construtivo gera vibrações em baixa intensidade, fator importante a 
ser considerado em obras urbanas próximas a construções existentes; 
 O profissional encarregado da execução pode observar e classificar o solo 
retirado ao longo da escavação, realizando comparações com o solo previsto em 
projeto; 
 O comprimento e o diâmetro das estacas podem ser modificados ao longo da 
escavação a fim de compensar as condições adversas do subsolo. 
 
43 
 
O método executivo é simples. Uma vez instalado e nivelado o equipamento, 
posiciona-se a ponta do trado sobre o piquete de locação e inicia-se a perfuração. 
Quando a haste tem forma totalmente helicoidal, a perfuração prossegue até a cota 
desejada e então se procede a retirada da haste sem girar. Aproximadamente a 
cada 2 metros a haste é girada no sentido contrário ao da perfuração e, com o 
auxilio de uma pá, o solo é removido entre as lâminas. Quando somente um trecho 
da haste é helicoidal. A operação de retirada da haste é repetida algumas vezes 
antes de se atingir a cota final prevista em projeto. 
Quando a cota prevista de projeto é atingida são verificadas as características 
do solo e pode-se iniciar introdução da armadura na estaca a concretagem da 
mesma. O concreto utilizado deve ter consumo de cimento mínimo de 300kg/m³ e 
fck mínimo de 20 Mpa. 
No topo destas estacas geralmente são construídos blocos de coroamento, 
que recebem as cargas das torres e as redistribuem nas estacas. A figura 15 mostra 
as etapas do método construtivo de uma estaca escavada. 
 
44 
 
 
 
Figura 15 – Método construtivo estaca Escavada 
 
 
1. Escavação mecânica do fundo através de trado; 
2. Perfuração executada até a cota de projeto; 
3. Posicionamento da armação na estaca; 
4. Concretagem da estaca; 
5. Estaca pronta. 
 
45 
 
4.2.3 Estaca raiz 
 
 
É uma estaca moldada “in-loco”, denominada como estaca injetada, com 
diâmetro acabado variando de 80 a 450 mm e de elevada tensão de trabalho no 
fuste, que é totalmente armado ao longo de seu comprimento e constituído de 
argamassa de areia e cimento. 
Caracteriza-se pela aplicação de ar comprimido imediatamente após a 
moldagem do fuste e no topo do mesmo, concomitantemente com a remoção do 
revestimento. Usam-se baixas pressões, geralmente inferiores a 0,5 MPa, que tem 
por objetivo apenas garantir a integridade da estaca. 
Servem como alternativa quando se encontra dificuldades de execução de 
fundações pelos métodos tradicionais pela ocorrência de matacões. O processo de 
perfuração permite atingir grandes profundidades e terrenos de alta resistência, 
oque lhe confere maior nível de carga transmitida ao solo por atrito lateral, em 
comparação com outras estacas de mesmo diâmetro. 
As torres de telecomunicações geram grandes tensões de tração. Como na 
estaca raiz a carga admissível resulta fundamentalmente da parcela de atrito lateral, 
este tipo de estaca pode ser utilizada com a mesma carga de trabalho à tração e à 
compressão, desde que o fuste seja convenientemente armado. 
Algumas vantagens da utilização da estaca raiz são apresentadas a seguir: 
 
 Alta capacidade de cargas de tração com recalques reduzidos; 
 O processo construtivo gera vibrações em baixa intensidade, fator importante a 
ser considerado em obras urbanas próximas a construções existentes; 
 Pode ser executada em qualquer tipo de terreno e em direções especiais; 
 Utilização para atender esforções de tração e compressão. 
 
A execução de uma estaca raiz compreende fundamentalmente quatro fases 
consecutivas: 
 
 Perfuração auxiliada por circulação de água; 
 Instalação de armadura; 
46 
 
 Preenchimento com argamassa; 
 Remoção do revestimento e aplicação de golpes de ar comprimido. 
 
A perfuração em solo é realizada por rotação de tubos com o auxilio de 
circulação de água, que é injetada pelo interior dos mesmos e retorna à superfície 
através do interstício anelar que se forma entre o tubo e o terreno. Esses tubos vão 
sendo gradualmente emendados por rosca, e posteriormente são recuperados após 
a instalação da armadura e preenchimento do furo com argamassa. 
O revestimento deve ser instalado de modo preferencial em toda a extensão 
da perfuração. Entretanto se as características do terreno permitam, pode ser 
parcial, porém com comprimento que permita aplicar, com garantia de não ser 
arrancado por golpes de ar comprimido após o preenchimento do furo com 
argamassa. A perfuração em rocha é realizada utilizando martelo roto-percussivo até 
que se atravesse o matacão ou se atinja a cota de projeto. 
Após a perfuração atingir a cota de projeto, deve-se continuar a injeção de 
água para promover a limpeza do furo. Após este procedimento pode-se colocar a 
armadura no interior do furo. Geralmente a armadura é constituída por barras de aço 
montadas em gaiola. 
Assim que instalada a armadura, é instalado o tubo de injeção até o final da 
perfuração para proceder a injeção, de baixo para cima, até que a argamassa 
extravase pela boca do tubo de revestimento, garantindo que a água seja substituída 
pela argamassa. Durante a operação o tubo permanece sempre revestido. Procede-
se então a extração da coluna de perfuração e ao mesmo tempo se aplica o ar 
comprimido. A argamassa utilizada deve ter consumo mínimo de cimento, estipulado 
pela NBR 6122, de 600 kg/m³ com relação média água/cimento de 0,6 dependendo 
do tipo de areia utilizada. A figura 16 apresenta as etapas de execução de uma 
estaca raiz. 
47 
 
 
 
Figura 16 – Método construtivo estaca raiz (Hachich et al, 1998). 
 
 
4.2.4 Blocos sobre grupo de estacas 
 
 
Os blocos sobre estacas servem como alternativa de utilização quando não 
se consegue atender aos esforços solicitantes utilizando-se de apenas uma estaca. 
Desse modo pode-se executar um bloco que irá servir de base para duas ou mais 
estacas. O uso deste tipo de estrutura, em detrimento da utilização de fundações 
rasas, é justificado quando não se encontram camadas superficiais de solo 
resistentes, sendo necessário atingir camadas de maior profundidade que sirvam de 
apoio à fundação. 
Os blocos podem adquirir praticamente qualquer geometria, sendo que as 
geometrias quadradas e retangulares são as mais utilizadas. Em fundações para 
torres de telecomunicação utilizam-se blocos sobre um conjunto de estacas 
48 
 
escavadas, estacas metálicas ou estacas raízes. A figura 17 apresenta o detalhe de 
um bloco sobre estacas. 
 
 
Figura 17 – Bloco sobre estacas (Fonte CYPECAD). 
 
 
Determinado as forças atuantes nas fundações e definindo o tipo de estaca 
pode-se determinar o número de estacas por bloco. É realizada então a distribuiçãoem planta destes elementos em relação ao gabarito da torre. Recomenda-se que 
sempre que possível, o centro do estaqueamento coincida com o centro do 
chumbador da torre e que a disposição das estacas seja realizada de modo a obter 
blocos de menor volume. 
Não existe nenhum impedimento quanto ao uso de blocos em decorrência 
dos valores das cargas solicitantes. Entretanto, para cargas elevadas, as alturas dos 
blocos podem obrigar a escavações profundas ou necessitar de uma grande 
quantidade de concreto, colocando assim os blocos em desvantagem em relação às 
sapatas. 
A norma brasileira NBR 6118 recomenda que o valor do espaçamento entre 
eixos das estacas em um bloco esteja compreendido entre 2,5 vezes a 3 vezes o 
diâmetro desta. A figura 18 apresenta as geometrias de blocos mais comumente 
utilizadas. 
49 
 
 
 
 
Figura 18 – Geometria dos blocos (Hachich et al, 1998). 
 
 
4.2.5 Estacas metálicas 
 
 
As estacas metálicas são constituídas por peças de aço laminado ou soldado 
tais como os perfis de seção I e H, chapas dobradas de seção circular, quadradas e 
retangulares tais como os trilhos. No caso de fundações de torres os perfis mais 
utilizados são os em forme de H e os retangulares. 
São estacas metálicas introduzidas no solo através da percussão. Em 
fundações de torres de telecomunicações é utilizada usualmente em solos arenosos 
onde se necessita uma rápida execução. Geralmente são empregadas para a 
composição de um bloco sobre estacas. 
O custo deste tipo de estaca é relativamente alto quando comparado com 
outros tipos de fundações profundas, entretanto em alguns casos a sua utilização se 
50 
 
torna viável. O alto custo é justificado pelo tipo de material e também pela profundida 
necessária para transferir a carga ao solo. 
Entre as vantagens das estacas metálicas podem ser salientadas a cravação 
fácil, baixa vibração atendendo bem à esforços de flexão e a fácil manipulação e 
transporte dos perfis. 
Atualmente não se questiona mais o problema da corrosão das estacas 
quando permanecem inteiramente enterradas em solo natural, uma vez que 
quantidade de oxigênio é tão pequena que a reação química se tão logo começa já 
esgota este componente responsável pela corrosão. Porém, a favor da segurança, a 
NBR 6122 que nas estacas metálicas enterradas se desconte uma espessura de 
1,5mm de toda sua superfície, resultando uma área inferior em relação à área do 
perfil. A figura 19 apresenta os perfis metálicos usualmente utilizados em fundações 
em estacas metálicas. 
 
 
 
 
Figura 19 – Perfis metálicos usuais (Hachich et al, 1998). 
 
 
As emendas das estacas metálicas são realizadas por solda com utilização de 
talas, também soldadas. Os eletrodos normalmente utilizados são os do tipo OK 46 
e o OK 48. 
51 
 
Em relação às estacas metálicas trabalhando à tração, deve-se soldar nelas 
uma armadura, que deverá ser incorporada ao bloco de modo a transmitir as 
solicitações correspondentes. 
Um problema que ocorre com frequência durante a cravação, por percussão, 
de estacas metálicas através de solos de baixa resistência é o encurvamento de seu 
eixo mesmo quando se tomam todos os cuidados para aprumá-las. É um fenômeno 
decorrente da instabilidade dinâmica direcional (também denominado drapejamento) 
que e se manifesta durante a cravação (Hachich et al, 1998). A figura 20 apresenta o 
detalhe das soluções de ligação das estacas metálicas com o bloco. 
 
As fases de execução de uma estaca metálica são: 
 
1. Colocação do elemento de estaca na posição; 
2. Cravação do elemento de estaca com martelo de queda livre ou martelo diesel; 
3. Colocação do novo elemento de estaca com utilização de emenda quando não 
atingida a profundidade de projeto 
4. Continuidade da cravação; 
5. Corte do excesso e preparo da execução do bloco da cabeça. 
 
52 
 
 
 
Figura 20 – Detalhe das soluções de ligação das estacas metálicas com o 
bloco (Hachich et al, 1998). 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
53 
 
5 MÉTODOS PARA DETERMINAÇÃO DA CAPACIDADE DE 
CARGA À TRAÇÃO 
 
 
Em torres autoportantes de telecomunicações os esforços de compressão 
não são os únicos fatores determinantes para o dimensionamento das fundações. 
Como exemplo, em uma torre de base quadrada, das quatro fundações, 
necessariamente duas se mantém tracionadas enquanto duas estão comprimidas. 
Devido à aleatoriedade da direção dos ventos em algum momento da vida útil da 
estrutura todas as fundações serão solicitadas à tração. 
A fim de manter as torres estáveis no solo as fundações devem ser projetadas 
de modo a resistir aos esforços que as estruturas estão submetidas. O vento que 
incide na estrutura e nas antenas de transmissão instaladas geram momentos que 
tem tendência de tombar a torre, ocasionando solicitações de tração nas fundações. 
Para o dimensionamento de fundações ao arrancamento são utilizados 
métodos de cálculo que estimam o valor da carga à tração que uma fundação pode 
suportar de acordo com as características geotécnicas do site de implantação. Neste 
capítulo serão apresentados alguns dos métodos mais utilizados para a estimativa 
de capacidade de carga à tração. 
 
Métodos Teóricos: 
 
 Tronco de Cone; 
 Cilindro de Atrito; 
 Métode de Balla; 
 Método de Meyerhof e Adams; 
 Método da Universidade de Grenoble. 
 
 Métodos baseados em relações semi-empíricas (Baseados em SPT): 
 
 Aoki-Velloso (1975); 
 Décourt-Quaresma (1978). 
54 
 
5.1 Métodos teóricos 
 
 
5.1.1 Método do tronco de cone 
 
 
Segundo Azevedo (2011) este método representa a forma mais antiga de 
determinação da capacidade de carga à tração de fundações. A capacidade de 
carga é obtida pelo peso de solo contido num tronco de cone invertido, Ps, ou 
pirâmide dependendo da forma da fundação. Ou seja, a resistência ao arrancamento 
é medida por uma comparação entre a carga de tração, Fa, aplicada à fundação e 
as cargas gravitacionais representadas pelo peso próprio da estrutura, Ptub, somado 
ao peso de solo de um tronco de cone invertido, Ps, conforme a figura 21. O ângulo 
de arrancamento, α, pode ser determinado a partir de resultados de provas de carga, 
para cada caso em particular. Não existem correlações deste ângulo com 
parâmetros geotécnicos e geométricos das fundações, o que faz com que a 
capacidade de estimativa de carga utilizando o método do tronco de cone seja 
problemática. Na pratica, quem utiliza o método faz o uso de valores α baseados em 
provas de cargas já realizadas e adotando-se valores a favor e contra a segurança 
para posteriormente analisar estes resultados. 
 
 
Figura 21 – Geometria do cone de arrancamento e forças consideradas do método 
do tronco de cone (AZEVEDO, 2011) 
 
55 
 
5.1.2 Cilindro de atrito 
 
 
O método do cilindro de atrito considera que a superfície de ruptura ocorre ao 
longo de um cilindro (ou prisma no caso de fundações retangulares) cuja base é 
coincidente com a base da fundação como mostra a figura 22. A capacidade de 
carga é obtida somando-se o peso próprio da fundação, o peso do solo contido no 
interior do cilindro e a eles acrescido a resistência proveniente da aderência ao 
longo da superfície de ruptura (SANTOS, 1985). 
Este método representa um avanço em relação ao Método do Cone, pois é o 
mais próximo aos princípios da Mecânica dos Solos. Sua principal limitação ocorre 
por ter sido desenvolvido com base em uma superfície de ruptura admitida, que 
muitas vezes não corresponde à realidade. Para o caso de tubulões com 
alargamento de base, tubulões sem alargamento de base e estacas, a superfície de 
ruptura admitida é bastante próxima da realidade (SANTOS, 1985). 
 
 
 
Figura 22 – (a) método do Cilindro de atrito no caso de sapata, (b) Tubulão sem 
base alargada ou estaca e (c) tubulão com base alargada (DANGIZER, 1983 apud 
GARCIA, 2005) 
 
 
56 
 
5.1.3 Método de Balla 
 
 
O trabalhopublicado por Balla (1966 apud SANTOS, 1985) é tido como um 
marco na pesquisa moderna sobre o arrancamento de fundações. O autor realizou 
uma série de ensaios em areia fazendo o uso de modelos reduzidos e através 
destes ensaios verificou diversos fatores que influenciaram a capacidade de carga e 
o mecanismo de ruptura. 
O método desenvolvido estima a capacidade de carga de uma fundação 
submetida a esforços de tração como sendo a soma do peso próprio da fundação, 
do peso do volume de solo contido na superfície de ruptura e das tensões de 
cisalhamento mobilizadas ao longo dessa superfície de ruptura como mostra a figura 
23. A superfície de ruptura sugerida é formada por parte de uma circunferência que 
tem tangente vertical no contato com a base da fundação, e que se desenvolve até a 
superfície do terreno, onde forma um ângulo de (45˚- ɸ/2) com a horizontal. (ɸ é o 
ângulo de atrito interno do solo) (BALLA, 1961 apud GARCIA, 2005). 
O autor também apresenta formulações para estimativa de capacidade de 
carga em solos com coesão, apesar de os ensaios terem sido realizados apenas em 
areias. A capacidade de carga é proporcional ao cubo da profundidade, D-v, e 
depende dos parâmetros de resistência do solo: coesão, c, ângulo de atrito interno, 
ɸ, e peso específico, γ. 
 
 
 
Figura 23 – Modelo de capacidade de carga (BALLA, 1961 apud AZEVEDO, 2011). 
57 
 
 
5.1.4 Método de Meyerhof e Adams 
 
 
Um dos métodos mais modernos, que enforcam o problema de maneira mais 
completa, distinguindo-se comportamentos diferentes para fundações rasas e 
profundas e de acordo com o tipo de solo. 
Segundo Bessa (2005), o método considera, no caso de fundações 
profundas, que a superfície de ruptura não atinge a superfície do terreno, sendo 
limitada por uma altura H, menor que a profundidade Z da fundação; na cota 
correspondente ao final da superfície de ruptura atuaria a sobrecarga equivalente ao 
peso próprio da camada de solo não rompida (Figura 24). 
 
 
 
 
Figura 24 – Superfície de ruptura do Método Meyrehof e Adams (1968) apud Bessa 
(2005). 
 
 
A carga de ruptura é atingida quando uma massa de solo em forma de um 
tronco de pirâmide é levantada e a superfície de ruptura atinge o nível do terreno, 
considerando as fundações a pequenas profundidades. No caso de fundações a 
grandes profundidades, a superfície de ruptura não atinge o nível do terreno, devido 
58 
 
à compressibilidade e as deformações de massa de solo acima da base da 
fundação. Sendo tal superfície de ruptura limitada a um comprimento vertical H onde 
atua uma pressão de sobrecarga 𝑃0 = γ(z − H). 
 
. 
5.1.5 Método da Universidade de Grenoble 
 
 
Este método foi desenvolvido na Universidade de Grenoble com apoio da 
Eletrecité de France (EDF), organização estatal francesa de energia elétrica, e 
abrange um grande número de tipos de fundações dentre elas as mais normalmente 
utilizadas em torres autoportantes. 
É considerado um dos mais aprimorados no emprego de estimativa de 
capacidade de carga à tração. O método tem por base uma formação de superfície 
de ruptura, em função do elemento de fundação e do tipo de solo, efeito de 
sobrecarga na superfície do terreno, ao considerar peso específico γ, ângulo de 
atrito (ɸ) e coesão, (c) de todo tipo de solo. 
Atualmente, devido à grande confiabilidade alcançada através de numerosos 
estudos e ensaios, pode-se dizer que esse é o método (Grenoble) mais empregado 
para verificação de capacidade de carga à tração embora o Método do Cone seja 
ainda utilizado devido a sua simplicidade. A figura 25 apresenta a superfície de 
ruptura de uma estaca em solos homogêneos. 
Segundo Bessa (2005), em uma análise à ruptura por tração em estacas, o 
método considera uma zona que permanece solidária junto à estaca, sendo que a 
superfície de ruptura como um plano vertical se dá por uma reta que vai da base até 
a superfície do terreno, segundo o ângulo de inclinação λ o qual os autores sugerem 
adotar (λ = - ɸ/8), sendo ɸ o ângulo de atrito interno do solo, para fundações com 
D/B variando de 4 a 10. 
 
59 
 
 
Figura 25 – Superfície de ruptura para estacas em solos homogêneos. (Carvalho, 
1991 apud Bessa, 2005). 
 
 
Segundo Carvalho (1991) apud Bessa (2005), a carga última é obtida 
considerando as seguintes parcelas dos estados de equilíbrio limite em meio 
homogêneo: 
 
 Equilíbrio sob a ação do peso próprio do conjunto estaca-solo, solidário que 
provoca atrito no contato da superfície de ruptura, ao qual corresponde o esforço 
𝑃𝑓ɸ, determinado termo de atrito; 
 Equilíbrio em um meio sem peso, mas coesivo, ao qual corresponde ao esforço 
𝑃𝑓𝑐, denominado “Termo de coesão”; 
 Equilíbrio em um meio sem peso, sob a ação de uma sobrecarga na superfície do 
terreno, denominado termo de sobrecarga 𝑃𝑞; 
 Tendo que acrescentar ainda o peso 𝑃γ do tronco de cone solidário à fundação, 
denominado termo de gravidade, e também o peso próprio da fundação 𝑃f. 
 
Somando-se então, as parcelas descritas, a carga última de uma estaca 
cilíndrica submetida a esforços verticais de tração é dada pela expressão: 
 
60 
 
 𝑃u = 𝑃𝑓ɸ + 𝑃𝑓𝑐 + 𝑃𝑞 + 𝑃γ + 𝑃f (6) 
 
 
5.2 Métodos empíricos 
 
 
Diferentemente dos métodos teóricos, que podem ser aplicados em diversos 
tipos de estruturas como sapatas, tubulões e estacas escavadas, os métodos 
empíricos apresentados neste trabalho se limitam a analisar as cargas de tração em 
estacas escavadas. Apresentaremos os métodos empíricos mais comumente 
utilizados que são baseados em resultados de SPT. 
Os métodos de Aoki-Velloso (1975) e Decourt-Quaresma (1978) estimam a 
resistência lateral ao longo do fuste das estacas ou tubulões sem base alargada. A 
grande vantagem da aplicação destes métodos na estimativa de cargas a tração em 
estacas escavadas se dá pela facilidade de cálculo. 
 
 
5.2.1 Método Aoki-Velloso (1975) 
 
 
No seu início este método adotava em seus procedimentos resultados 
extraídos de ensaios de penetração continua (CPT). Porém, foi elaborada também 
uma formulação que permite correlacionar os parâmetros CPT, com índice de 
resistência a penetração (N) do ensaio de penetração dinâmica SPT através dos 
coeficientes (α e k). 
A seguir são apresentadas as expressões e os critérios desenvolvidos para o 
cálculo da resistência lateral. 
 
𝑅𝑙 = 𝑈 ∑(𝑟𝑙∆𝑙) (7) 
 
Sendo: 
 
𝑅𝑙: Resistência lateral; 
U: perímetro da seção transversal do fuste; 
61 
 
𝑟𝑙: tensão média de adesão na camada considerada; 
∆𝑙: comprimento do fuste da estaca no trecho considerado. 
 
𝑟𝑙 = 𝑓𝑐/𝐹2 (8) 
 
Sendo 𝑓𝑐 o atrito lateral medido no ensaio CPT e 𝐹2 obtido segundo a tabela 
7. 
O valor de 𝑓𝑐 pode ser obtido quando se tem o valor de 𝑞𝑐 resistência de 
ponta medida no CPT pela seguinte expressão. 
 
𝑓𝑐 = 𝛼 . 𝑞𝑐 (9) 
 
Quando não se dispõe de resultados do ensaio CPT, 𝑞𝑐 pode ser 
correlacionado com o índice de penetração (N) do ensaio SPT. 
 
𝑞𝑐 = 𝐾. 𝑁 (10) 
 
Os valores de α e K são obtidos na Tabela 8, podendo-se reescrever a 
expressão 𝑟𝑙: 
 
𝑟𝑙 = α. 𝐾. 𝑁𝑙/𝐹2 (11) 
 
Para o cálculo da capacidade de carga última total em estacas tracionadas 
vale a expressão: 
 
𝑅 = 𝑃𝑃 + [𝑈. ∑(α. 𝐾. 𝑁𝑙 . ∆𝑙/𝐹2)] (12) 
 
Sendo 𝑃𝑃 o pesopróprio da fundação. 
 
Os autores recomendam um valor igual a 2 para o fator de segurança no 
calculo da carga admissível, aplicando a capacidade de carga ultima total: 
 
 
 
62 
 
Tabela 7 – Valores de 𝐹2 
 
 
Fonte: Aoki-Velloso, 1975. 
 
 
Tabela 8 – Valores de α e K 
 
 
Fonte: Aoki-Velloso, 1975. 
63 
 
5.2.2 Método Décourt-Quaresma (1978) 
 
 
Os autores desenvolveram o método de avaliação de capacidade de carga 
baseado nos resultados SPT. Para a estimativa da resistência lateral (𝑅𝑙) ao analisar 
a tensão de adesão ou atrito lateral (𝑓𝑠𝑙), considera o valor médio do incide de 
resistência a penetração (𝑁𝑙) do SPT ao longo do fuste da estaca, sem nenhuma 
distinção quanto ao tipo de solo. O valor de 𝑁𝑙 varia dentro dos limites, 3≤𝑁𝑙≤50 não 
considerando os valores utilizados na avaliação da resistência de ponta. 
 
𝑅𝑙 = 𝑓𝑠𝑙 . 𝑆𝑙 (13) 
 
Sendo: 
 
𝑓𝑠𝑙 = 10 [(
𝑁𝑙
3
) + 1 ] (14) 
 
Então: 
 
𝑅𝑙 = 10 [(
𝑁𝑙
3
) + 1 ] . 𝑆𝑙 (15) 
 
𝑅′ = 𝑅𝑙. 𝛽 (16) 
 
Onde 𝛽 é o coeficiente Décourt (1996) obtido na tabela 9: 
 
Tabela 9 – Coeficiente 𝛽 
 
Tipo de 
Solo 
Tipo de Estaca 
Escavada Escavada 
(Betonita) 
Hélice 
Contínua 
Raiz Injetadas 
sob altas 
pressões 
Argilas 0,8 0,9 1,0 1,5 3,0 
Intermediários 0,65 0,75 1,0 1,5 3,0 
Areais 0,50 0,6 1,0 1,5 3,0 
Fonte: Décourt (1996). 
 
64 
 
O valor da capacidade de carga total ultima é obtido segundo a expressão: 
 
𝑅 = 𝑃𝑃 + 𝑅
′ (17) 
 
Os autores recomendam utilizar o fator de segurança global igual a 2 aplicado 
ao valor médio da capacidade de carga ultima, no calculo da capacidade de carga 
admissível. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
65 
 
6 ANÁLISE COMPARATIVA DE RESULTADOS ENTRE OS 
MÉTODOS DE DETERMINAÇÃO DE CAPACIDADE DE CARGA À 
TRAÇÃO DE FUNDAÇÕES 
 
 
Este capítulo apresenta a comparação entre os resultados obtidos pelos 
diferentes métodos de cálculo empregados e os resultados das provas de carga 
descritas nos trabalhos usados como referência 
O capítulo apresenta também uma descrição sobre alguns procedimentos 
importantes utilizados nestes trabalhos. 
 
 
6.1 Comparação tendo como referência Danziger (1983) 
 
 
6.1.1 Características e procedimentos do trabalho 
 
 
Danziger (1983) realizou em seu estudo uma análise do comportamento de 
fundações sujeitas a esforços de arrancamento. Seu trabalho teve origem em um 
conjunto de provas de cargas que visava o estudo de fundações de Linhas de 
Transmissão, cujos esforços nas fundações atingiram cargas de tração de até 200tf. 
O trabalho teve como objetivo apresentar e analisar os resultados das provas 
de carga realizadas em sapatas, tubulões com base alargada e tubulões sem base 
alargada, com a finalidade da verificação da capacidade de carga de fundações à 
tração. 
O local escolhido para a realização das provas de carga foi um platô, obtido 
por terraplenagem de um topo de colina, próximo a Andrianópolis – RJ. O terreno 
era constituído por solo residual, resultante de alteração de gnaisse de cor vermelha 
com espessura média de 2,50 m que se sobrepõe a uma camada bastante espessa 
de solo intemperizado, de cor amarela, tendo ambos baixo grau de saturação. Para 
a caracterização geotécnica do local foram realizados ensaios de penetração 
66 
 
estática e dinâmica e ensaios de laboratório em amostras deformadas e 
indeformadas, cujos resultados são apontados em detalhes pelo autor. 
Foram ensaiados seis tubulões com diâmetro de fuste de 0,70 ou 0,80m e 
base apoiada à profundidade variável de 4 a 8m. Três tubulões tiveram a base 
alargada com diâmetro de 1,70 ou 1,80 metros. 
Os ensaios de arrancamento foram executados tracionando as fundações 
com incrementos de cargas sucessivos, divididos em determinados intervalos de 
tempo. Foi adotada como carga de ruptura aquela correspondente ao estágio de 
carga imediatamente anterior aquele para o qual se observou uma falha do sistema 
estrutural, falha em que, em função do tipo de fundação pode corresponder a um 
movimento de corpo rígido da mesma ou aumento brusco dos deslocamentos. 
 
 
6.1.2 Proposta de análise de resultados em tubulões sem base alargada 
 
 
Nesta análise serão abordados apenas as fundações em tubulões sem base 
alargada (estacas escavadas), pois são hoje as fundações profundas mais utilizadas 
em torres de telecomunicações em virtude de sua facilidade de execução, que na 
maioria das vezes é realizada mecanicamente, e também pela viabilidade 
econômica de implantação. 
A partir dos dados geotécnicos do local dos ensaios descritos por Danziger 
(1983), esta análise tem como objetivo confrontar os resultados obtidos nas provas 
de carga em tubulões sem base alargada e as estimativas de capacidade de carga 
pelos métodos teóricos realizados pelo autor com estimativas de capacidade de 
carga por métodos semi-empiricos baseados em SPT que estimam a resistência 
lateral destas fundações. 
Os métodos semi-empíricos utilizados serão os desenvolvidos por Aoki-
Velloso (1975) e Décourt-Quaresma (1978), dois métodos que estimam a 
capacidade de carga lateral de fundações profundas cilíndricas. A metodologia de 
cálculo destes métodos foi apresentada no capítulo anterior deste trabalho. 
Baseados nos parâmetros geotécnicos do local ensaiados descritos por 
Danzgiler (1985, p.97), foram adotados neste trabalho os valores médios de dois 
67 
 
ensaios SPT presentes no trabalho do autor. Os valores obtidos por esta média são 
apresentados na tabela 10. 
O número de sondagens SPT disponíveis para esta verificação é a mesma 
quantidade que geralmente é realizada para a investigação de implantação de uma 
torre de telecomunicações. 
 
 
Tabela 10 – SPT Médio a partir de Danziger (1983). 
 
Profundidade SPT (30cm 
finais) 
1 22 
2 29 
3 50 
4 50 
5 36 
6 29 
7 38 
8 43 
9 50 
 
 
A classificação de solos utilizada se dá pela divisão em duas camadas de 
solos distintos até os 10 metros: 
 
C1: Argila Silto Arenosa, rija, de 0 a 2,5 metros; 
C2: Areia Silto Argilosa, muito compacta, de 2,5 a 9 metros. 
 
OBS: 
Segundo o autor, não foi encontrado nível d’agua nas investigações de 
subsolo. 
 
Serão analisadas as provas de carga de três tubulões sem base alargada 
cujas dimensões são apresentadas a seguir. Neste trabalho iremos pressupor que 
68 
 
os tubulões sem base alargada e as estacas escavadas tem o mesmo 
comportamento de resistência lateral, diferenciando-se apenas pela nomenclatura, e 
iremos discutir os resultados referentes a esta abordagem. A figura 26 apresenta a 
geometria dos tubulões em análise. 
 
 
 
Figura 26 – Dimensões em metros dos tubulões analisados (Danziger, 1983). 
 
 
6.1.3 Resultados para os tubulões T4 e T5: 
 
 
69 
 
A tabela 11 apresenta os dados de cálculo utilizados método Aoki-Velloso 
(1975) para os tubulões T4 e T5. A metodologia de cálculo foi apresentada no 
capítulo anterior deste trabalho. 
 
Tabela 11 - Dados de Cálculo Método Aoki-Velloso (1975) para os tubulões T4 e T5. 
 
Prof 
(m) Nl α 
K 
(Mpa) U (m) ∆l (m) ∆Rl (kN) 
0-1 22 3 0,33 2,51 1 91,113 
1-2 29 3 0,33 2,51 1 120,1035 
2-2,5 50 3 0,33 2,51 0,5 103,3538 
2,5-3 50 2,4 0,7 2,51 0,5 175,7 
3-4 50 2,4 0,7 2,51 1 351,4 
4-5 36 2,4 0,7 2,51 1 253,008 
5-6 29 2,4 0,7 2,51 1 203,812 
6-7 38 2,4 0,7 2,51