apostila de fundacoes[1]

Torre de Pisa - Itlia

2 Fundaes

Prof. Luis Fernando P. Sales Engenharia Civil - UNIVALI

Apresentao

1.1 Ementa

Investigao Geotcnica; Tipos de fundaes superficiais e profundas (Estacas e Tubules); Dimensionamento de fundaes superficiais e profundas; Comportamento de grupos de estacas; Distribuio de cargas; Projetos geotcnicos de fundaes superficiais e profundas.

1.2 Objetivos Ao final da disciplina, o aluno dever: Analisar e calcular a capacidade de suporte e previso de recalques de fundaes diretas e profundas, a partir de resultados de ensaios de investigao geotcnica e plantas de cargas estruturais da obra. Apresentar capacidade crtica e tcnica para a escolha do tipo de fundao a ser usado em diversas obras civis. Elaborar um projeto geotcnico de fundaes rasas e um projeto geotcnico de fundaes profundas para um caso real de obra.

Curriculum resumido

Luis Fernando Pedroso Sales Graduado em Engenharia Civil pela UFSC - Universidade Federal de Santa Catarina em 1994, Mestre em Engenharia Civil em 1998, rea de Geotecnia, pela UFRGS - Universidade Federal do Rio Grande do Sul. Em 1998 iniciou as atividades de Engenheiro de Projeto da empresa ENGEVIX Engenharia S/A, trabalhando em diversos projetos, com destaque: Trasvase Manabi Equador; Projeto de reabilitao e duplicao da BR 470, trecho Indaial Blumenau; Projeto de reabilitao e duplicao da BR 101, trecho Contorno de Florianpolis; Projeto de fundao do Hospital Oncolgico de Florianpolis; Projeto de fundao das estaes elevatrias e obras estruturais dos Sistemas de Esgotos Sanitrios de Itaja, Penha, Piarras, Cricima, Florianpolis e Chapec. Atualmente Consultor Geotcnico da empresa ENGEVIX e professor/pesquisador dos cursos de Engenharia Civil, Engenharia Ambiental e Arquitetura e Urbanismo da UNIVALI, ministrando as disciplinas de Mecnica dos Solos, Fundaes e Obras de Terra e Sistemas de Drenagem. Coordenou o curso de graduao em Engenharia Civil da UNIVALI entre 2002 e 2006. Atualmente Vice-Presidente do Ncleo PR/SC da Associao Brasileira de Mecnica dos Solos e Engenharia Geotcnica e Presidente da Associao Regional de Engenheiros e Arquitetos de Itaja AREA.

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Contedo

1- Projeto de Fundaes.......................................................................................................................................

2- Investigao do Subsolo...................................................................................................................................

3- Parmetros Geotcnicos dos Solos..................................................................................................................

4- Fundaes Superficiais ....................................................................................................................................

5- Fundaes Profundas.......................................................................................................................................

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Captulo 1 Projeto de Fundaes

1.1 Introduo

1.1.1 Tipos de fundaes

As fundaes so separadas em dois grandes grupos:

- Fundaes superficiais (ou diretas ou rasas);

- Fundaes profundas

Segundo Velloso e Lopes (2004), a distino entre esses dois tipos feita segundo critrio arbitrrio de que uma fundao profunda aquela cujo mecanismo de ruptura da base no surgisse na superfcie do terreno (ver Figura 1.1).

Na NBR 6122/96 a definio de fundao superficial : elementos de fundao em que a carga transmitida ao terreno, predominantemente pelas presses sob a base da fundao, e em que a profundidade de assentamento em relao ao terreno adjacente inferior a duas vezes a menor dimenso da fundao....

A Norma ainda define fundao profunda como: elemento de fundao que transmite ao terreno pela base (resistncia de ponta), por sua superfcie lateral (resistncia de fuste) ou por uma combinao das duas, e que est assente em profundidade superior ao dobro da sua menor dimenso em planta, e no mnimo 3m, salvo justificativa.

Figura 1.1 Fundao superficial e profunda.

B

z

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Berberian (2003) apresenta a definio de fundaes superficiais cuja profundidade de assentamento menor ou igual a duas vezes a sua menor dimenso e no so capazes de transferir carga por atrito lateral. O autor questiona esta definio, pois entende que h sapatas assentadas a profundidades de at 4.B. A partir desta profundidade, a fundao capaz de transferir carga por atrito lateral.

Quanto aos tipos de fundaes superficiais h:

Bloco: elemento de fundao de concreto simples, dimensionado de maneira que as tenses de trao nele produzidas possam ser resistidas pelo concreto, sem necessidade de armadura.

Sapata: elemento de fundao superficial de concreto armado, dimensionado de tal modo que as tenses de trao sejam resistidas por armaduras.

Sapata corrida: sapata sujeita a carga distribuda (s vezes chamada de baldrame).

Viga de fundao: elemento de fundao superficial comum a vrios pilares, cujos centros, em planta, esto situados num mesmo alinhamento.

Grelha: elemento de fundao constitudo por um conjunto de vigas que se cruzam nos pilares.

Sapata associada: elemento de fundao que recebe parte dos pilares da obra, o que a difere do radier, sendo este pilares no alinhados, o que a difere da viga de fundao.

Radier: elemento de fundao que recebe todos os pilares da obra.

Figura 1.2 Principais tipos de fundaes superficiais.

Bloco Sapata isolada Viga de fundao

Grelha Radier

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As fundaes profundas so separadas em trs grupos:

Estacas: elementos esbeltos de fundao profunda com a finalidade de transferir cargas para substratos resistentes mais profundos. Requer emprego de equipamentos especiais para sua execuo.

A NBR 6122/96 define estacas como elemento de fundao profunda executado inteiramente por equipamentos ou ferramentas, sem que, em qualquer fase de sua execuo, haja descida de operrio. Os materiais empregados pem ser: madeira, ao, concreto pr-moldado, concreto moldado in situ ou mistos.

- Cravadas: so aquelas onde, durante o processo executivo, o solo no sai, recompactado. Exemplos: madeira, metlica, pr-moldada de concreto, Franki.

- Escavadas: realizado um pr-furo ou quando o solo sai durante o processo de execuo. Exemplos: estaca escavada, hlice contnua.

- Injetadas: so estacas perfuradas por processos rotativos e revestidas, com fuste concretado por meio de injeo de cimento. Exemplos: raiz, jet grouting.

Tubulo: elemento de fundao profunda de forma cilndrica que, pelo menos em sua fase final de execuo, tem a descida de operrio (o tubulo no difere da estaca escavada por suas dimenses, mas seu processo executivo).

Caixo: elemento de fundao profunda, de forma prismtica, concretado na superfcie e instalado por escavao interna.

Figura 1.3 Principais tipos de fundaes profundas.

Existem ainda as fundaes mistas, que combinam solues de fundao superficial com profunda. Alguns exemplos so ilustrados na Figura 1.4, apresentadas a seguir:

As fundaes mistas so empregadas nos casos onde a soluo de fundao superficial pouco vivel e a soluo de fundao profunda acaba sendo superdimensionada. Na prtica, alguns projetistas dimensionam como fundaes superficiais, cabendo ao elemento de fundao profunda promover o reforo na camada de solo portante.

Estacas Tubulo Caixo

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Figura 1.4 Exemplos de fundaes mistas.

1.1.2 Elementos necessrios ao projeto

Velloso e Lopes (2204) destacam os elementos necessrios para o desenvolvimento de um projeto de fundao:

Topografia da rea: levantamento topogrfico (planialtimtrico), dados sobre taludes e encostas no terreno e dados sobre eroses ou evolues preocupantes na geomorfologia.

Dados geolgicos-geotcnicos: investigaes do subsolo (sondagens), outros dados geolgicos e geotcnicos (mapas, fotos areas, artigos sobre experincias na rea).

Dados da estrutura a construir: tipo e uso que ter a nova obra, sistemas estrutural, sistema construtivo, cargas.

Dados sobre construes vizinhas: nmero de pavimentos, carga mdia, tipo de estrutura e fundaes, desempenho das fundaes, existncia de subsolo, possveis conseqncias de escavaes e vibraes pela nova obra.

1.1.3 Requisitos de um projeto de fundaes

Tradicionalmente, os requisitos bsicos a que um projeto de fundaes dever atender so:

- Deformaes aceitveis, sob as condies de trabalho;

- Segurana adequada ao colapso do solo de fundaes ou estabilidade externa

- Segurana adequada ao colapso os elementos estruturais ou estabilidade interna.

Velloso e Lopes (2204) apresentam as conseqncias do no-atendimento a esses requisitos, conforme Figura 1.5.

Sapata associada estaca (Estaca T)

Radier sobre estacas

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Figura 1.5 Conseqncias danosas s fundaes (Velloso e Lopes, 2004).

1.2 Cargas e segurana nas fundaes

A NBR 6122/96 apresenta em seu captulo 5, as diretrizes para consideraes de cargas e fatores de segurana em projetos de fundaes. Alguns itens da Norma, que tratam deste assunto, so apresentados a seguir, na forma de pargrafos:

Empuxos: O empuxo hidrosttico desfavorvel deve ser considerado integralmente, enquanto que o empuxo de terra (ativo, em repouso ou passivo) deve ser compatvel com a deslocabilidade da estrutura. Fica vetada, em obras urbanas, a reduo de cargas em decorrncia de efeitos de subpresso.

Cargas dinmicas: Devem ser consideradas: Amplitude das vibraes e possibilidade de ressonncia no sistema estrutura-solo-fundao; Acomodao de solos arenosos; Transmisso dos efeitos a estrutura ou outros equipamentos prximos.

Fator de segurana global: As cargas admissveis em elementos de fundao so obtidas pela aplicao de fatores de segurana, conforme a Tabela 1.1, sobre os valores de capacidade de carga obtidos por clculo ou experimentalmente.

Deformaes excessivas Colapso do solo

Tombamento ou deslizamento da estrutura Colapso estrutural, resultantes de projetos deficientes

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Tabela 1.1 Fatores de segurana globais mnimos (NBR 6122/96).

CONDIO FATORES DE SEGURANA Capacidade de carga de fundaes superficiais 3,0 Capacidade de carga de estacas ou tubules, sem prova de carga 2,0 Capacidade de carga de estacas ou tubules, com prova de carga 1,6

No caso de fundaes profundas, s permitido reduzir o fator de segurana quando se dispe do resultados de um nmero adequado de provas de carga e quando os elementos ensaiados so representativos do conjunto da fundao, ou a critrio do projetista.

Anlise de ruptura do solo: os valores de clculo da resistncia do solo so determinados dividindo-se os valores caractersticos dos parmetros de resistncia da coeso (C) e do ngulo de atrito interno () pelos coeficientes de ponderao da Tabela 1.2.

Tabela 1.2 Coeficientes de ponderao das resistncias (NBR 6122/96).

PARMETRO In Situ Laboratrio Correlaes Tangente do ngulo de atrito interno do solo 1,2 1,3 1,4

Coeso (estabilidade e empuxo de terra) 1,3 1,4 1,5

Coeso (capacidade de carga de fundaes) 1,4 1,5 1,6

O valor de clculo da resistncia (ou capacidade de carga) de um elemento de fundao pode ser determinado de trs maneiras:

- A partir de provas de carga;

- A partir de mtodos semi-empricos ou empricos

- Emprego de mtodos tericos

No primeiro caso, deve-se aplicar o terceiro coeficiente de ponderao, conforme Tabela 1.3. No segundo caso, deve-se aplicar em dos primeiros coeficientes de ponderao, conforme Tabela 1.3, dependendo do tipo de fundao. No terceiro caso, uma vez que os parmetros de resistncia do solo foram reduzidos por coeficientes de ponderao, o resultado obtido j o valor de clculo da resistncia (ou capacidade de carga) do elemento de fundao.

Tabela 1.3 Coeficientes de ponderao da capacidade de carga de fundaes (NBR 6122/96).

CONDIO COEFICIENTE Fundao superficial (sem prova de carga) 2,2

Fundao profunda (sem prova de carga) 1,5

Fundao com prova de carga 1,2

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1.3 Limites de utilizao

importante distinguir entre danos causados a elementos estruturais e danos causados a alvenaria, divisrias e acabamentos. Os movimentos das fundaes afetam a aparncia visual, a funo e a utilizao, mas essencial reconhecer que prejuzos de natureza puramente esttica no so muito importantes. Essa importncia depende do tipo e utilizao da estrutura. Na Tabela 1.4 apresentada uma classificao de danos s paredes de edifcios, de acordo com o seu uso.

Tabela 1.4 Relao entre abertura de fissuras e danos em edifcios (Thornburn e Hutchinson, 1985).

INTENSIDADE DOS DANOS ABERTURA DA FISSURA (mm) RESIDENCIAL COMERCIAL INDUSTRIAL

EFEITO NA ESTRUTURA E USO DO EDIFCIO

< 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 1 a 2 Leve a moderada Leve a moderada Muito leve 2 a 5 Moderada Moderada Leve

Apenas esttica. Deteriorao acelerada do

aspecto externo.

5 a 15 Moderada severa Moderada severa Moderada

15 a 25 Severa muito severa Severa muito severa Moderada severa

Utilizao do edifcio ser afetada e, no estado limite

superior, a estabilidade pode estar em risco.

> 25 Muito severa perigosa Severa perigosa Severa perigosa Cresce o risco de a estrutura tornar-se perigosa.

O aparecimento de fissuras e, sempre, indcio de que algo est acontecendo, embora elas, nem sempre, decorram de deslocamentos da estrutura. A NBR 6122/96 sugere que se faa um acompanhamento das fissuras, medindo-se, periodicamente, as diagonais de um retngulo traado de sorte a ser cortado pela fissura, ou por meio de um fissurmetro ou outro qualquer instrumento de medida de preciso.

1.3.1 Deformaes limites

Uma estrutura ou edificao pode deformar de trs maneiras, conforme apresentado na Figura 1.6.

No primeiro modo, chamado de recalque uniforme, ocorrem danos estticos e funcionais. Caso a magnitude dos recalques seja elevada, pode haver danos s ligaes da estrutura com o exterior (tubulaes de gua, esgoto, rampas, escadas, passarelas, etc.).

No segundo caso ocorrem danos estticos devido ao desaprumo (mais visvel em edifcios altos) e danos funcionais decorrentes do desnivelamento de pisos, etc.

No terceiro caso, alm dos danos estticos e funcionais mencionados anteriormente, h tambm danos dessa mesma natureza, decorrentes da fissurao, alm dos danos estruturais.

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Figura 1.6 Principais modos de deformao de uma estrutura (Velloso e Lopes, 2004).

O I.S.E. (1989) classifica as conseqncias dos deslocamentos das construes segundo critrios de aparncia visual, utilizao e funo da edificao e estabilidade e danos estruturais:

Aparncia visual: 1o Movimentos relativos que provocam desaprumos e inclinaes perceptveis e antiestticos. 2o Danos visveis. Para eliminar a influncia de fatores subjetivos, sugere-se a classificao de danos segundo um dado critrio, conforme Tabela 1.5 (esta tabela indicas apenas aspectos estticos, onde no h fissuras).

Utilizao e funo: fissuras aceitas em um prdio industrial no so aceitas em um hospital ou escola. Outros exemplos: mquinas de preciso, elevadores, pontes rolantes, etc.

Estabilidade e danos estruturais: limitaes de deformaes para atender os aspectos abordados anteriormente, em geral, garantem a estabilidade da obra e a ausncia de danos estruturais que possam comprometer a segurana da obra. Salvo casos de estruturas muito rgidas, que podem tombar sem apresentar, previamente, fissurao aprecivel.

Tabela 1.5 Classificao de danos visveis em paredes tendo em vista a facilidade de reparao (I.S.E., 1989).

CATEGORIA DO DANO DANOS TPICOS

LARGURA DA FISSURA (mm)

0 Fissuras capilares com largura menor que 0,1mm so desprezveis. < 0,1 1 Fissuras finas, que podem ser tratadas facilmente durante o acabamento normal. < 1,0

2 Fissuras facilmente preenchidas. Um novo acabamento , provavelmente, necessrio. Externamente, pode haver infiltraes. Portas e janelas podem empenar. < 5,0

3 As fissuras precisam ser tornadas acessveis e podem ser reparadas por um pedreiro. Fissuras que reabrem podem ser mascaradas por um revestimento adequado. Portas e janelas podem empenar. Tubulaes podem quebrar. A estanqueidade prejudicada.

5 a 15 ou No de fissuras > 3

4 Trabalho de reparao extensivo, envolvendo a substituio de panos de parede, especialmente sobre portas e janelas. Esquadrias distorcidas. Pisos e paredes inclinados visivelmente. Tubulaes rompidas.

15 a 25

5 Esta categoria requer um servio de reparao mais importante, envolvendo reconstruo parcial ou completa. Vigas perdem suporte. Paredes inclinam-se perigosamente e exigem escoramento. Janelas quebram com a distorso. Perigo de instabilidade.

> 25

(a)

Recalques uniformes

(b)

Recalques desuniformes sem distoro

(c)

Recalques desuniformes com distoro

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1.3.1 Deformaes limites

Diante dos problemas decorrentes de movimentos exagerados de fundaes, seria de todo interesse prtico que se estabelecesse limites aceitveis. No entanto, fixar limites de movimentos de uma fundao esbarra com enormes dificuldades, diante da gama de materiais envolvidos nas construes, como tambm na dificuldade de se avaliar a interao fundao-estrutura de um dado problema (TEIXEIRA e GODOY, 1998).

A quantificao das deformaes admissveis (Figura 1.7) feita, em geral, em termos de distores angulares e danos associados, sugeridos por Bjerrum (1963) e complementados por [Vargas e Silva (1973) apud. Teixeira e Godoy (1998)].

1/100 1/200 1/300 1/400 1/500 1/600 1/700 1/800 1/900 1/1000

Figura 1.7 Distores angulares e danos associados.

Para determinao da distoro angular entre elementos de fundao, adota-se o critrio apresentado na Figura 1.8, a seguir:

Limite a partir do qual so temidas dificuldades com mquinas sensveis a recalques

Limite de perigo para prticos com contraventamentos

Limite de segurana para edifcios em que no so admitidas fissuras

Limite em que so esperadas dificuldades com pontes rolantes

Limite em que so esperadas as primeiras fissuras em paredes de alvenaria

Limite em que o desaprumo de edifcios altos pode-se tornar visvel

Fissurao considervel em paredes de alvenaria

Limite em que so temidos danos estruturais nos edifcios em geral

1 2 3

L1;2 L2;3

= recalques absolutos = recalques diferenciais L = distncia entre eixos de pilares

2;1

21

LL =

=

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A fixao de recalques absolutos limites mais difcil que a fixao de recalques diferenciais (distores angulares) limites. A orientao dada seguir o tratamento dado por Terzaghi e Peck (1967), separando as fundaes em areias das fundaes em argilas.

Areias: mx = 25 mm mx = 40 mm para sapatas isoladas

mx = 65 mm para radier

Argilas:mx = 40 mm mx = 65 mm para sapatas isoladas

mx = 65 a 100 mm para radier

Os valores acima se aplicam a estruturas convencionais de ao ou concreto. No se aplicam aos casos de prdios em alvenaria portante, para os quais os critrios so mais rigorosos, dependendo da relao L/H (comprimento/altura) da construo e do modo de deformao prevista.

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Captulo 2 Investigao do Subsolo

2.1 Programa de investigao

O projetista de fundaes deve se envolver com o processo de investigao do subsolo desde o incio. Infelizmente, na prtica, isso freqentemente no acontece. Ao projetista entregue, junto com as informaes sobre a estrutura para a qual deve projetar fundaes, um conjunto de sondagens. Havendo dvidas sobre as informaes do subsolo, o projetista pode solicitar sondagens complementares.

Para uma investigao adequada do subsolo, deve-se inicialmente definir um programa com base nos objetivos a serem alcanados. As etapas so:

- Investigao preliminar: conhecer as principais caractersticas do subsolo;

- Investigao complementar ou de projeto: esclarecer feies relevantes do subsolo e caracterizar as propriedades das camadas de solos mais importantes;

- Investigao para a fase de execuo: visa confirmar as condies de projeto em reas crticas da obra.

A NBR 8036/83 fixa condies exigveis na programao das sondagens de simples reconhecimento dos solos destinada elaborao de projetos geotcnicos para construo de edifcios. Esta programao abrange o nmero, a localizao e a profundidade das sondagens.

A seguir, so apresentados alguns itens da NBR 8036/83 que devem ser atendidos na anlise de investigao geotcnica do subsolo:

Nmero e locao das sondagens: dependem do tipo da estrutura, suas caractersticas especiais e das condies geotcnicas do subsolo. Deve ser suficiente para fornecer informaes da provvel variao das camadas do subsolo do local em estudo. As sondagens devem ser:

Tabela 2.1 - Nmero mnimo de furos de sondagens (NBR 8036/83).

REA DE PROJEO DO EDIFCIO No DE FUROS At 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 construo

Obs: Nos casos em que no houver ainda disposio em planta dos edifcios, o nmero de sondagens deve ser fixado de forma que a distncia mxima entre elas seja de 100 m, com um mnimo de 3 (trs) furos.

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Profundidade das sondagens: a explorao deve ser levada a profundidades tais que incluam todas as camadas imprprias ou que sejam questionveis como apoio de fundaes, de tal forma que no venham a prejudicar a estabilidade e o comportamento estrutural ou funcional do edifcio.

2.2 Tipos de investigao do subsolo

O objetivo da geotecnia exatamente o de determinar, tanto quanto possvel sob fundamentao cientfica, a interao terreno-fundao-estrutura, com o fim de prever e adotar medidas que evitem recalques prejudiciais ou ruptura do terreno, como o conseqente colapso da obra (CAPUTO, 1988). Em outras palavras, o objetivo alcanar maior estabilidade e menor custo da obra, alm da proteo de obras vizinhas.

A elaborao de projetos geotcnicos em geral e de fundaes exige um conhecimento adequado dos solos. necessrio identificar, classificar e analisar as diversas camadas que compem o subsolo, assim como a avaliao das suas propriedades referentes engenharia (QUARESMA, et al, 1999).

A obteno de amostras para identificao e classificao dos solos exige a execuo de ensaios de campo, no entanto, a determinao das propriedades de engenharia, em princpio, pode ser feita atravs de ensaios laboratoriais ou de ensaios de campo. Entretanto, h predominncia dos ensaios in situ, ficando a investigao laboratorial restrita a alguns poucos casos de solos coesivos.

Os principais processos de investigao geotcnica de campo, para fins de projeto de fundaes, so:

2.2.1 Poos e sondagens a trado

Os poos so escavaes manuais, geralmente no escoradas, que avanam at que se encontre o nvel do lenol fretico ou at onde for estvel. Os poos permitem em exame do solo nas paredes e fundo da escavao e a retirada de amostras indeformadas tipo bloco (Figura 2.1).

As sondagens a trado so perfuraes executadas com um dos tipos de trado mostrados na Figura 2.2. a profundidade tambm est limitada profundidade do nvel do lenol fretico e as amostras retiradas so deformadas. Este tipo de investigao normalizado pela NBR 9603.

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PERFIL INDIVIDUALDO POO

SOLO ORGNICO

SOLO LATERIZADOARGILOSO VERMELHO

SOLO SAPROLTICODE GRANITO ARENOSOCINZA

IMPENETRVEL PICARETA4,00 m

1,50 m

0,20 m0

EXECUO DO POO

MATERIAL

POO DE INSPEO

Unesp - IGCE/DGAProin/Capes

GEOLOGIA DE ENGENHARIA : Poo de inspeo (2/2)

IPT. 1992. Manual de Pavimentao Urbana. Publicao IPT 1871. Pg 22.

Figura 2.1 Execuo de poo de visita (IPT, 1992).

Unesp - IGCE/DGAProin/Capes

GEOLOGIA DE ENGENHARIA : Trado (2/2)

IPT. 1992. Manual de Pavimentao Urbana. Publicao IPT 1871. Pg 24.

ESQUEMA BSICO DO TRADO

EXECUO DA SONDAGEM A TRADO

SONDAGENS A TRADO

Figura 2.2 Execuo de sondagem a trado (IPT, 1992).

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2.2.2 Sondagem a percusso (SPT)

O ensaio de penetrao dinmica (SPT), normalizado pela NBR 6484/80, realizado a cada metro na sondagem a percusso. O ensaio consiste na cravao de um amostrador padro, 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 nmero de golpes necessrios para cravar o 45 cm do amostrador em trs conjuntos de golpes para cada 15 cm. O resultado do ensaio SPT o nmero de golpes necessrio para cravar os 30 cm finais do amostrador.

As sondagens a percusso so perfuraes capazes de ultrapassar o nvel do lenol fretico e atravessar solos relativamente compactos ou duros. O furo revestido se apresentar parede instvel. A perfurao avana na medida em que o solo, desagregado com o auxlio do trpano, removido por circulao de gua (lavagem).

O ensaio tem como limitaes quando encontra mataces, conglomerados ou profundidades maiores que 40m.

Procedimento de ensaio:

Para iniciar uma sondagem, monta-se sobre o terreno, na posio de cada perfurao, um cavalete de quatro pernas erroneamente chamado de trip. Um equipamento para sondagem SPT apresentado na Figura 2.3.

No topo do trip montado um conjunto de roldanas por onde passa uma corda, usualmente chamada de cisal. Este conjunto de trip e roldanas tem funo de auxiliar o levantamento do martelo. Na maioria das vezes o incio do furo coincide com a superfcie do terreno.

Com auxlio de um trado cavadeira, perfura-se at 1m de profundidade. Recolhe-se e acondiciona-se uma amostra representativa de solo, que identificada como amostra zero.

Em uma das extremidades de uma composio de haste de 1, acopla-se o amostrador padro (1 3/8 e 2 , de dimetro interno e externo respectivamente). Este apoiado no fundo do furo aberto com o trado cavadeira.

Ergue-se o martelo com auxlio do conjunto de roldanas e corda, at uma altura de 75 cm acima do topo da composio de haste e deixa-se que caia sobre esta em queda livre. Este procedimento realizado at a penetrao de 45 cm do amostrador padro no solo.

Quando retirado o amostrador do furo recolhida e acondicionada a amostra contida em seu bico. Quando observadas mudanas de tipo de solo que as caracteriza deve, tambm, ser armazenada e identificada.

Prossegue-se a abertura de mais um metro de furo at alcanar a cota seguinte, para tal utiliza-se um trado helicoidal que remove o material quando se tem determinada coeso e no est abaixo do nvel do lenol fretico. Caso no seja possvel o avano a trado, devido a resistncia exagerada do solo ou pela presena de gua no lenol fretico, prossegue-se a perfurao com auxlio da circulao de gua. Neste caso, a gua injetada na composio da haste que leva na sua extremidade inferior no o amostrador, mas sim o trepano. Esta gua injetada no solo sob presso fazendo com que a gua injetada rompa a estrutura do solo.

Os dados coletados e medidos em campo so preenchidos em planilha, de forma a se cadastrar todas as informaes pertinentes identificao das camadas de solo e suas caractersticas geotcnicas (profundidade, cor, textura, resistncia penetrao do amostrador).

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Figura 2.3 Etapas de execuo da sondagem SPT (VELLOSO & LOPES, 2004).

Informaes obtidas:

O ensaio SPT tem uma primeira utilidade na indicao da compacidade e solos granulares (areias e siltes arenosos) e da consistncia de solos argilosos (argilas e siltes argilosos). A NBR 6484/80 prev que o boletim de sondagem fornea, junto com a classificao do solo, sua compacidade ou consistncia de acordo com as Tabelas 2.2 e 2.3.

Tabela 2.2 - Classificao dos solos granulares (NBR 7250/82).

SOLO Nspt COMPACIDADE

4 Fofa(o) 5 a 8 Pouco compacta(o)

9 a 18 Medianamente compacta(o) 19 a 40 Compacta(o)

Areias e siltes arenosos

> 40 Muito compacta(o)

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Tabela 2.3 - Classificao dos solos coesivos (NBR 7250/82).

SOLO Nspt COSISTNCIA

2 Muito mole 3 a 5 Mole

6 a 10 Mdia(o) 11 a 19 Rija(o)

Argilas e siltes argiloso

> 19 Dura(o)

Uma questo importante, quando o projetista se prope a utilizar bacos, tabelas, etc., baseados na experincia estrangeira a da energia aplicada no ensaio SPT, que varia com mtodo de aplicao dos golpes. No Brasil, o sistema de aplicao de golpes manual, e a energia aplicada da ordem de 72% (N72) da energia nominal. Nos EUA, o sistema de aplicao de golpes mecanizado, e a energia da ordem de 60% (N60). Assim, antes de se utilizar uma correlao baseada na experincia americana, o nmero de golpes obtido com uma sondagem brasileira pode ser majorado de 10% a 20%.

( ) ( )2,1

6072

USANBrasilN =

2.2.3 Sondagem rotativa ou mista

Na ocorrncia de elementos de rocha que precisem ser ultrapassados no processo de investigao (caso de mataces e blocos), ou que precisem ser caracterizados, utilizam-se as sondagens rotativas.

Na Figura 2.4 apresentado um desenho esquemtico do processo executivo de perfurao, que consiste basicamente em fazer girar s hastes (pelo cabeote de perfurao) e em for-lo para baixo (sistema hidrulico). No topo das hastes, h acoplamento que permite a ligao da mangueira de gua com as hastes que esto girando.

A melhor indicao da qualidade de uma rocha o RDQ (Rock Quality Designation), que consiste num clculo de percentagem de recuperao em que apenas os fragmentos maiores que 10 cm so considerados. Na determinao do RDQ, apenas barriletes duplos podem ser utilizados. A classificao da rocha de acordo com o RDQ est apresentada na Tabela 2.4.

Tabela 2.4 ndice de qualidade da rocha - RDQ.

RDQ QUALIDADE DO MACIO ROCHOSO 0 a 25% Muito fraco

25 a 50% Fraco 50 a 75% Regular 75 a 90% Bom

90 a 100% Excelente

20 Fundaes


Figura 2.4 Esquema de funcionamento da sendo rotativa (VELLOSO & LOPES, 2004).

3.1.1 Ensaio de Cone (CPT)

Originalmente desenvolvido na Holanda na dcada de 30, para investigar solos moles, o ensaio de cone (CPT) se difundiu no mundo todo graas qualidade de suas informaes VELLOSO & LOPES, (2004).

O ensaio consiste basicamente na cravao, a velocidade lenta e constante (2 cm/s), de uma haste com ponta cnica, medindo-se a resistncia encontrada na ponta e a resistncia por atrito lateral (ver Figura 2.5).

Esse ensaio normalizado pela NBR 12069. Um resultado tpico do ensaio de cone mostrado na Figura 2.6. No primeiro grfico apresentado um perfil da resistncia de ponta e de atrito lateral local. O segundo grfico apresenta a razo entre o atrito lateral e a resistncia de ponta, denominado R(%), que permite uma classificao das camadas de solos atravessados, uma vez que no h amostragem neste ensaio. O terceiro grfico apresenta poro-presso medida no ensaio, que possvel quando se utiliza um Piezocone.

Quando se est atravessando uma camada de argila mole, pode-se parar a cravao e observar a velocidade de dissipao do excesso de poro-presso. Operao esta conhecida como Ensaio de Dissipao.

Fundaes 21


Figura 2.5 Ensaio de CPT (VELLOSO & LOPES, 2004).

Figura 2.6 Resultado de um ensaio CPTU (VELLOSO & LOPES, 2004).

Na Figura 2.7 apresentada a relao entre a razo de atrito, resistncia de ponta do cone e o tipo de solo. Este tipo de grfico utilizado como elemento de consulta para classificao do solo e interpretao do resultado do ensaio.

22 Fundaes


Figura 2.7 Correlao entre qc (MPa) e R(%) (VELLOSO & LOPES, 2004).

2.2.5 Correlao entre SPT e CPT

Devido existncia de bancos de dados, no s no exterior como tambm no Brasil, relacionando tanto resultados de SPT como de CPT (e piezocone) ao comportamento de fundaes, de todo interesse que se disponha de correlaes entre os dois ensaios.

No Brasil, existem correlaes baseadas em um nmero grande de dados tanto para os solos do Rio de Janeiro como para solos de So Paulo. No RJ os valores so sugeridos por Danziger e Velloso (1986, 1995), enquanto para SP so propostos por Alonso (1980).

Vale salientar que os valores da Tabela 2.5 correspondem ao Nspt sem qualquer correlao, ou seja, para as condies de energia usualmente empregadas no Brasil. Ver em Danziger e Velloso (1995) os valores relativos a N60.

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

Fundaes 23


Captulo 3 Parmetros Geotcnicos dos Solos

3.1 Resistncia ao cisalhamento dos solos

Num projeto de fundao superficial, cabe ao projetista avaliar a capacidade de suporte do terreno, assegurando que este no sofra ruptura por excesso de carga, ou mesmo por deformaes excessivas.

Os solos oferecem resistncia ao cisalhamento devido parcela de atrito interno entre gros () e coeso entre gros e gua (c), sendo estes parmetros tpicos de solos granulares e coesivos, respectivamente. Por meio a ao do atrito interno, ou da coeso, ou ainda da combinao de ambos, possvel avaliar a resistncia ao cisalhamento de um solo e, por conseqncia, a estabilidade do elemento de fundao apoiado sobre este.

Na Figura 3.1 so apresentados desenhos esquemticos da estrutura dos solos granulares e coesivos. Percebe-se que os solos granulares possuem maior espao de vazios entre gros, o que lhes garante uma maior permissividade hidrulica. Sua resistncia se deve ao contato fsico entre gros. J os solos coesivos apresentam menor espao de vazios, sendo menos permevel, e sua resistncia se deve adeso molecular entre a gua e o gro lamelar.

Figura 3.1 Efeito de atrito interno e coeso nos solos.

Solo granular fofo

(mais vazios e menor atrito)

Solo granular compacto

(menos espaos de vazios e maior atrito)

H O

H

Solo coesivo mole

(mais vazios e menor coeso)

Solo coesivo duro

(menos vazios e maior coeso)

24 Fundaes


Na Figura 3.2 possvel identificar o mecanismo de ruptura de solos compressveis, submetidos a esforos de compresso pelo carregamento de uma sapata. Percebe-se que a formao da superfcie de ruptura ocorre na interface entre gros, onde imperam os efeitos de atrito interno (em solos granulares) ou coeso (solos coesivos). A ruptura ocorre por cisalhamento e no por compresso ou esmagamento dos gros.

Como resistncia ao carregamento, o solo possui uma tenso cisalhante mxima (resist), decorrente da ao conjunta dos parmetros geotcnicos (atrito e coeso) e esforo normal oriundo da densidade ().

Figura 3.2 Mecanismo de ruptura em solos compressveis.

tgcresist +=

resist = tenso cisalhante de resistncia do solo

= tenso normal ao plano cisalhante c = coeso do solo = atrito interno do solo

3.1.1 Determinao dos parmetros geotcnicos do solo a) Ensaios de laboratrio: Como forma de determinar a resistncia ao cisalhamento dos solos e, por

conseqncia, os parmetros geotcnicos de resistncia (atrito interno e coeso), tem-se:

- Ensaio de cisalhamento direto;

- Ensaio triaxial.

b) Correlaes: Por meio de resultados de ensaios de campo e correlaes empricas, tem-se:

- Sondagem tipo SPT (Nspt);

- Ensaio de palheta (apenas para determinao do Su).

rup rup

rup

rup

Superfcie de ruptura

rup resist

resist

resist

Fundaes 25


Coeso:

7210 Nc = (kPa) Teixeira & Godoy (1996)

5072Nc = (kgf/cm2) Berberian (2003), sendo: c = 0,70.c (N72

26 Fundaes


Captulo 4 Fundaes Superficiais

4.1 Mecanismos de ruptura

As curvas carga-recalque de solos podem ter diferentes formas. Vsic (1963), apud Velloso e Lopes (2004) distinguiu trs tipos de ruptura, conforme apresentado na Figura 4.1 a seguir:

Figura 4.1 Tipos de ruptura: a) Generalizada; b) Localizada; c) Puncionamento; d)Condies em que ocorrem em areias [Vsic (1963), apud Velloso e Lopes (2004)].

Ruptura generalizada: caracterizada pela existncia de um mecanismo de ruptura bem definida e constitudo por uma superfcie de deslizamento que vai de uma borda da fundao superfcie do terreno. Em condies de tenso controlada, que o modo de trabalho da maioria das fundaes, a ruptura brusca e catastrfica. Durante o processo de carregamento, registra-se um levantamento do solo em torno da fundao. Ocorre em solos de boa resistncia.

Ruptura por puncionamento: caracterizada por um mecanismo de difcil observao. A medida que cresce a carga, o movimento vertical da fundao acompanhado pela compresso do solo imediatamente abaixo. A penetrao da fundao possibilitada pelo cisalhamento vertical em torno do permetro da fundao. O solo fora da rea carregada praticamente no participa do processo. Ocorre em areias fofas e argilas moles.

Fundaes 27


Ruptura localizada: caracterizada por um modelo que bem definido apenas imediatamente abaixo da fundao. Este modelo consiste de uma cunha e superfcies de deslizamento que se iniciam junto s bordas da fundao, porm no h levantamento do solo em torno. A compresso vertical sob a fundao significativa. Ocorre em solos intermedirios.

Na Figura 4.2 so apresentados desenhos esquemticos da transmisso de tenso ao solo pela base de uma sapata e o mecanismo de ruptura considerado na teoria de Terzagui. Tais modelos sero adotados para entendimento da metodologia de anlise da capacidade de suporte de fundaes superficiais.

a) Dados de uma sapata. b) Mecanismo de ruptura de Terzagui.

Figura 4.2 Esquemas de funcionamento de sapatas.

4.2 Anlise da capacidade de suporte

Entendendo que a tenso transmitida pela base de uma sapata no pode atingir valores prximos da tenso de ruptura do solo, sob o risco de colapsar a obra, deve-se avaliar a capacidade de suporte da fundao considerando os fatores de segurana inerentes.

Para analisar a capacidade de suporte de fundaes superficiais, pode-se adotar os seguintes mtodos de clculo:

Mtodos tericos (racionais): so aqueles que utilizam teorias, tais como a de Terzagui, Brinco Hansen e Vsic, adicionadas a parmetros geotcnicos do solo (c, e ) obtidos em ensaios laboratoriais. Mtodos empricos: baseados na experincia do autor, ou no SPT ou ainda em recomendaes de normas (ERBERIAN, 2003). Devem ser utilizados com muita cautela e somente como ponto de partida para pr-dimensionamentos. Entretanto, apesar disso, constituem m excelente ponto de referncia de clculo.

Provas de cargas: este mtodo, aliado a uma adequada interpretao e definio da carga de ruptura o melhor e o mais recomendado mtodo para definio da capacidade de suporte de uma fundao. Em funo dos custos elevados e dificuldade de execuo, as provas de cargas, em especial estticas, so poucos realizadas na prtica corriqueira de engenharia de fundaes.

I

II

III

B

Df

P ou Q

sap

sap

rup

28 Fundaes


Por mais elaboradas que sejam as teorias para o clculo da capacidade de suporte; Por melhor que sejam os ensaios laboratoriais para obteno dos parmetros geotcnicos do solo; Por mais sofisticados que sejam os ensaios in situ: o bom senso, a anlise dos resultados de obras vizinhas e semelhantes, a comparao com formulaes simples devem obrigatoriamente ser determinantes de um bom projeto de fundaes (BERBERIAN, 2003).

4.2.1 Mtodos tericos ou racionais

Mtodo de Terzagui: Karl Terzagui partiu dos estudos de Prandtl (1921) e Reissner (1924) e apresentou a equao tradicional para o clculo da capacidade de suporte de fundaes superficiais:

qqccrup SNqSNBSNc ++= 5,0 c = coeso do solo

B = largura da base da sapata

= peso especfico do solo subjacente sapata Nc, N e Nq = fatores de capacidade de carga (Tabela 4.1)

Sc, S e Sq = fatores de forma da sapata (Tabela 4.2)

q = (.Df) = sobrecarga de embutimento da sapata

Tabela 4.1 Valores dos fatores de capacidade de carga pela Teoria de Terzagui.

RUPTURA GENERALIZADA RUPTURA LOCAL ou PUNCIONAM. (graus) Nc Nq N Nc Nq N

0 5,7 1,0 0,0 5,7 1,0 1,0

5 7,3 1,6 0,5 6,7 1,4 0,2

10 9,6 2,7 1,2 8,0 1,9 0,5

15 12,9 4,4 2,5 9,7 2,7 0,9

20 17,7 7,4 5,0 11,8 3,9 1,7

25 25,1 12,7 9,7 14,8 5,6 3,2

30 37,2 22,5 19,7 19,0 8,3 5,7

32 44,9 29,5 27,3 21,3 10,0 7,3

34 52,6 36,5 35,0 23,7 11,7 9,0

35 57,8 41,4 42,4 25,2 12,6 10,1

40 95,7 81,3 100,4 34,9 20,5 18,8

50 347,5 415,1 1.153,2 81,3 65,6 87,1

Tabela 4.2 Valores dos fatores de forma da sapata pela Teoria de Terzagui.

FORMA DA SAPATA Sc Sq S Corrida 1,0 1,0 1,0

Quadrada 1,2 1,0 0,8

Circular 1,2 1,0 0,6

Terzagui prope para casos de sapatas apoiadas em solos compressveis (Nspt 5):

c = 2/3. c e tan = 2/3 . tan

Fundaes 29


Mtodo de Vsic: Vsic (1975), apud Velloso e Lopes (2004), um dos principais autores sobre o tema capacidade de carga de fundaes. Partiu de seus estudos a identificao dos tipos de ruptura do solo. Vsic sugere a adoo da equao proposta por Terzagui, sendo que sejam utilizados os fatores de capacidade de carga de Caquot-Krisel (1953) e fatores de forma da sapata de De Beer (1967):

qqccrup SNqSNBSNc ++= 5,0 c = coeso do solo

B = largura menor da base da sapata



q = (.Df) = sobrecarga de embutimento da sapata

Tabela 4.3 Valores dos fatores de capacidade de carga pela Teoria de Vsic.

(graus) Nc Nq N Nq/ Nc tan 0 5,14 1,00 0,00 0,20 0,00

5 6,49 1,57 0,45 0,24 0,09

10 8,35 2,47 1,22 0,30 0,18

15 10,98 3,94 2,65 0,36 0,27

20 14,83 6,40 5,39 0,43 0,36

25 20,72 10,66 10,88 0,51 0,47

30 30,14 18,40 22,40 0,61 0,58

32 35,49 23,18 30,22 0,65 0,62

34 42,16 29,44 41,06 0,70 0,67

35 46,12 33,30 48,03 0,72 0,70

40 75,31 64,20 109,41 0,85 0,84

50 266,89 319,07 762,89 1,20 1,19

Tabela 4.4 Valores dos fatores de forma da sapata por De Beer.

FORMA DA SAPATA Sc Sq S Corrida 1,00 1,00 1,00

Retangular 1 + (B/L).(Nq/Nc) 1 + (B/L).tan 1 0,4.(B/L) Quadrada ou Circular 1 + (Nq/Nc) 1 + tan 0,60

Onde: L = largura maior da base da sapata.

30 Fundaes


Mtodo de Brinch Hansen: Brinch Hansen (1970), apud Berberian (2003), apresentou uma equao no mesmo formato da equao de Terzagui, corrigindo-a para: sapatas quadradas, circulares e retangulares; sapatas com profundidades intermedirias, cargas inclinadas. A equao apresentada por Hansen especialmente interessante para sapatas submetidas a cargas excntricas e inclinadas, cuja equao fornece a tenso de ruptura que atua na rea til (A) mais fortemente carregada da fundao.

qqqqccccrup idSNqidSNBidSNc ++= 5,0 c = coeso do solo

B = largura menor da base da sapata

L = largura maior da base da sapata



dc, d e dq = fatores de embutimento da sapata (Tabela 4.7)

ic, i e iq = fatores de inclinao da sapata (em geral = 1,0)

q = (.Df) = sobrecarga de embutimento da sapata Df = profundidade de assentamento da sapata

Tabela 4.5 Valores dos fatores de capacidade de carga por Hansen.

(graus) Nc Nq N Nq/ Nc tan 2tan(1sen)2 0 5,14 1,0 0,00 0,195 0,00 0,000

5 6,49 1,6 0,1 0,242 0,09 0,146

10 8,34 2,5 0,4 0,296 0,18 0,241

15 10,97 3,9 1,2 0,359 0,27 0,294

20 14,83 6,4 2,9 0,431 0,36 0,315

25 20,71 10,7 6,8 0,514 0,47 0,311

30 30,13 18,4 15,1 0,610 0,58 0,289

32 35,47 23,2 20,8 0,653 0,62 0,276

34 42,14 29,4 28,7 0,698 0,67 0,262

35 46,10 33,3 33,9 0,722 0,70 0,254

40 75,25 64,1 79,4 0,852 0,84 0,214

50 266,50 318,5 567,4 1,195 1,19 0,131

Tabela 4.6 Equaes dos fatores de forma da sapata por Hansen.

COMPONENTE DA CARGA Sc Sq S Vertical (V) 1 + (Nq/Nc).(B/L) 1 + (B/L).tan 1 0,4.(B/L)

Horizontal (H) 1 + (Nq/Nc).(B/L) 1 + (B/L).tan 1 0,4.(B/L)

V

H

Df

B

L

B

L

rea da base da sapata

Centro de aplicao da carga

rea efetiva

Figura 4.3 Anlise de Brinch Hansen

Fundaes 31


Tabela 4.7 Equaes dos fatores de embutimento da sapata por Hansen.

COMPONENTE DA CARGA dc dq d Vertical (V) ou Horizontal (H) 1 + 0,4.(Df/B) 1 + 2.tan.(1sen)2. (Df/B) 1,00

Influncia do Lenol Fretico (NA): ao observarmos as equaes de capacidade de suporte do solo para fundaes superficiais, vemos que a gua, ao submergir o solo, afeta o valor de , que est presente em dois termos:

- q.Nq = (.Df).Nq (sobrecarga do solo lateral na sapata)

- 0,5.B..N (parcela da densidade do solo subjacente sapata)

Para analisar a influncia do NA, podemos ter dois casos (Figura 4.4):

- Caso 1: o NA est entre a superfcie do terreno e a cota da base da sapata;

- Caso 2: o NA est abaixo da cota da base da sapata (dentro da rea de influncia do carregamento).

Figura 4.4 Influncia do lenol fretico.

Procedimento de clculo para o Caso 1:

- ( ) ( )[ ]afsubanat zDzq +=

- usar sub no termo em ....

Procedimento de clculo para o Caso 2:

- ( )fnat Dq = - ( )

+=

subnatsub Ba

Df Df NA za

NA

za

(a) Caso 1: NA acima da sapata

(b) Caso 2: NA abaixo da sapata

Solo submerso Solo submerso

Solo natural a

32 Fundaes


4.2.2 Mtodos empricos

NBR 6122/1996: A norma brasileira de Projeto e Execuo de Fundaes apresenta uma tabela de valores da tenso admissvel do solo (Tabela 4.8) para casos de pilares com cargas inferiores a 300 t (3000 kN).

Tabela 4.8 Tenses admissveis do terreno (NBR 6122/1996).

CLASSE DESCRIO MPa Kgf/cm2 1 Rocha s, macia, sem laminaes ou sinais de decomposio. 3,0 30

2 Rochas laminadas, com pequenas fissuras, estratificadas. 1,5 15

3 Rochas alteradas ou em decomposio. Nota (b) -

4 Solos granulares concrecionados, conglomerados. 1,0 10

5 Solos pedregulhosos compactos a muito compactos. 0,6 6

6 Solos pedregulhosos fofos (4 < N72 < 10) 0,3 3

7 Areias muito compactas (N72 > 50) 0,5 5

8 Areias compactas (30 < N72 < 49) 0,4 4

9 Areias medianamente compactas (10 < N72 < 29) 0,2 2

10 Argilas duras (15 < N72 < 30) 0,3 3

11 Argilas rijas (8 < N72 < 15) 0,2 2

12 Argilas mdias (4 < N72 < 7) 0,1 1

13 Siltes duros (muito compactos) (N72 > 30) 0,3 3

14 Siltes rijos (compactos) (8 < N72 < 15) 0,2 2

15 Siltes (medianamente compactos) (4 < N72 < 8) 0,1 1

Nota (a): No caso de qualquer outra rocha custica, devem ser feitos estudos especiais (ocorrncia de cavernas).

Nota (b): Para rochas alteradas, ou em decomposio, deve-se levar em considerao a natureza da rocha matriz e o grau de decomposio ou alterao.

Nota (c): Os valores da Tabela 4.8, vlidos para largura de 2m, devem ser modificados em funo das dimenses e da profundidade das fundaes, conforme descrito na prpria Norma.

Mtodos baseados no SPT: Todos os mtodos consideram ruptura no modo generalizado, portanto deve-se levar em conta este fato, ao compar-los com resultados tericos.

- Terzagui e Peck (1948), apud Berberian (2003):

( ) ( )B

BNadm

+

=

230

1034,4

260

Onde: adm (kgf/cm2) e B (cm)

Fundaes 33


- Meyerhof (1974), apud Berberian (2003):

dadm IFN

=

1

60

100 para B 1,2m dadm IB

FBF

N

+

=

2

3

2

60

100 para B > 1,2m

33,133,01 +=B

DI fd F1 = 0,05 F2 = 0,08 F3 = 33 cm

Onde: adm (kgf/cm2); B (cm) e Df (cm)

- Teixeira (1966), apud Teixeira e Godoy (1998):

7202,0 Nadm = para solo natural no intervalo 5 N72 20 e sapata na superfcie. N72 deve ser calculado pela mdia dos valores da base at 2m abaixo.

Onde: adm (MPa)

qNadm += 7202,0 para solo natural no intervalo 5 N72 20 e sapata a certa profundidade..

- Milton Vargas (1966), apud Berberian (2003):

K

Nadm

72= K = 5 (areias) K = 6 (siltes) K = 7 (argilas)

Onde: adm (kgf/cm2)

4.3 Anlise de recalques

Ao aplicar carga em uma fundao superficial, inevitavelmente ocorrero recalques que, em geral, so da ordem de poucas dezenas de milmetros, mas que podem chegar a centenas e at, excepcionalmente milhares de milmetros. Assim, a hiptese de apoio fixo para pilares, geralmente feitas no clculo estrutural, mera fico (CINTRA, AOKI & ALBIERO, 2003).

Define-se recalque, de uma sapata, por exemplo, como sendo a deslocamento vertical, para baixo, da base da sapata em relao ao indeformvel. Esse deslocamento resultante da deformao do solo (diminuio de volume e/ou mudana de forma).

Os recalques podem ser classificados em:

- Recalque total ou absoluto ()

- Recalque diferencial ou relativo ()

- Distoro angular (/l)

34 Fundaes


Caso o terreno de fundao fosse homogneo e todas as sapatas tivessem as mesmas dimenses, os recalques seriam praticamente uniformes. Mas a variabilidade do solo, em termos de compressibilidade, gera recalques desiguais. Alm disso, o tamanho das sapatas em um edifcio pode variar muito, em decorrncia das cargas nos pilares serem diferentes, o que, em argilas principalmente, fonte adicional de recalque diferencial.

Neste captulo, apresentaremos os mecanismos de avaliar e quantificar os recalques absolutos das sapatas isoladas. As anlises dos recalques diferenciais e distores angulares so feitas com base nas prescries da NBR 6122/96, apresentadas no item 1.3.1 desta apostila.

O recalque absoluto (), que d origem ao recalque diferencial e aos movimentos do edifcio, pode ser decomposto em trs parcelas: recalque imediato (i), recalque por adensamento (a) e recalque secundrio ou creep (s). De forma que, tem-se:

sai ++=

Figura 4.5 Tipos de recalques em fundaes superficiais.

4.3.1 Recalques imediatos em argilas

Camada semi-infinita: Considere uma sapata de largura ou dimetro B, apoiada numa camada argilosa semi-infinita, homognea, com mdulo de deformabilidade (Es) constante com a profundidade (caso tpico de argilas pr-adensadas). Sendo a tenso mdia transmitida pela base da sapata superfcie superior da camada de argila, o recalque imediato dado pela equao abaixo, oriunda da Teoria da Elasticidade:

IE

Bs

sapi

=

21

i = recalque imediato em argila B = largura menor da base da sapata

sap = tenso aplicada na base da sapata

I = fator de influncia, que depende da rigidez e forma da sapata (Tabela 4.9)

= coeficiente de Poisson do solo (Tabela 4.10)

Es = mdulo de deformabilidade do solo

Recalque

Tempo

Recalque imediato

Recalque por adensamento

Recalque secundrio

Fundaes 35


Tabela 4.9 Fator de influncia Ir (CINTRA, AOKI & ALBIERO, 2003).

SAPATA FLEXVEL FORMA

CENTRO CANTO MDIO RGIDA

Circular 1,00 0,64 0,85 0,79

Quadrada 1,12 0,56 0,95 0,99

L/B = 1,5 1,36 0,67 1,15

2 1,52 0,76 1,30

3 1,78 0,88 1,52

5 2,10 1,05 1,83

10 2,53 1,26 2,25

100 4,00 2,00 3,70

Tabela 4.10 Coeficiente de Poisson do solo (TEIXEIRA & GOGOY, 1996).

SOLO

Areia pouco compacta 0,2

Areia compacta 0,4

Silte 0,3 a 0,5

Argila saturada 0,4 a 0,5

Argila no saturada 0,1 a 0,3

Para determinao do mdulo de deformabilidade do solo (Es), quando no se dispem de ensaios de laboratrio nem prova de carga, pode-se utilizar correlaes com a resistncia de ponta do cone (qc) ou a resistncia penetrao da sondagem SPT (Nspt).

( )72NKqE cs == Teixeira & Godoy (1996)

Tabela 4.11 Coeficiente (TEIXEIRA & GOGOY, 1996).

SOLO

Areia 3

Silte 5

Argila 7

36 Fundaes


Tabela 4.12 Coeficiente K (TEIXEIRA & GOGOY, 1996).

SOLO K (MPa) Areia com pedregulho 1,1

Areia 0,9

Areia siltosa 0,7

Areia argilosa 0,55

Silte arenoso 0,45

Silte 0,35

Argila arenosa 0,3

Silte argiloso 0,25

Argila siltosa 0,2

Camada finita: Em muitos casos, a camada argilosa deformvel de espessura finita, sobreposta a um material que pode ser considerado rgido ou indeformvel. Esse problema foi resolvido por Jambu (1956) apud Cintra, Aoki & Albiero (2003), de forma que:

s

sapi E

B=

10



0 = depende das relaes (h/B) e (L/B) 1 = depende das relaes (H/B) e (L/B)

Figura 4.6 Fatores 0 e 1 [JAMBU (1956) Apud CINTRA, AOKI & ALBIERO (2003)].

Fundaes 37


4.4.3 Recalques imediatos em areias

Teoria da Elasticidade: A estimativa de recalques imediatos pela Teoria da Elasticidade considera o solo como um material homogneo, em que o mdulo de deformabilidade (Es) constante com a profundidade. Este caso vale para as argilas, mas no para as areias.

Entretanto,, co a introduo dos fatores 0 e 1, pode-se ajustar a equao da Teoria da Elasticidade para solos arenosos, introduzindo um fator de majorao de 1,21. Segundo DAppolonia (1970) apud Cintra, Aoki & Albiero (2003), o resultado ser razoavelmente satisfatrio se o valor de Es for bem escolhido.

Dessa maneira, tem-se:

s

sapi E

B=

1021,1



0 = depende das relaes (h/B) e (L/B)

1 = depende das relaes (H/B) e (L/B)

21,15,013,01

2

2

=

Mtodo de Schmertmann (1970): Por meio de anlises tericas, estudos em modelos e simulaes pelo mtodo dos elementos finitos, o autor pesquisou a variao da deformao vertical, ao longo da profundidade, em solos arenosos homogneos, sob sapatas rgidas.

Schmertmann observou que a deformao mxima no ocorre no contato com a base da sapata, mas a uma certa profundidade, em torno de z = B/2. A partir dessa profundidade, as deformaes diminuem gradualmente e podem ser desprezadas depois de z = 2.B.

Figura 4.7 Fator de influncia na deformao vertical por Schmertmann (1970).

0,2 0,6

B/2

B

Prof. (z)

38 Fundaes


Embutimento da sapata: considerando que um maior embutimento da sapata no solo pode reduzir o recalque em at 50%, o autor define um fator de correo do recalque (C1), dado por:

5,05,01*1

=

qC

q = sobrecarga de solo sobre a sapata.

* = tenso lquida aplicada pela sapata (* = sap q)

Efeito do tempo: O monitoramento de sapatas em areias mostra que, alm do recalque imediato, outra parcela de recalque se desenvolve com o tempo, semelhana da compresso secundria em argilas. Por isso, autor adota um fator de correo (C2), da do por:

+=

1,0log2,012

tC Em geral, adota-se: C2 = 1

t = tempo (anos)

A formulao de Schmertmann, considerando os fatores de correo do embutimento da sapata e do tempo, dada por:

= zEICC

s

zi

*

21

Iz = fator de influncia na deformao meia altura da i-sima camada.

* = tenso lquida aplicada pela sapata (* = sap q).

Es = mdulo de deformabilidade da i-sima camada.

z = espessura da i-sima camada.

BzI z = 2,1 para z B/2

( )BzI z = 24,0 para B/2 z 2B Onde z a profundidade contada a partir da base da sapata.

Mtodo de Dcourt (1992): Para solos arenosos, Dcourt props o clculo do recalque da uma sapata (em forma de placa) em funo do Nspt, pela relao:

72

7,0

27N

Bsap

i

=

i (cm) sap (MPa)

B (m)

Fundaes 39


4.4.3 Recalques por adensamento

Adensamento do solo: Para o clculo dos recalques por adensamento de camada compressvel profunda necessrio o conhecimento dos seguintes parmetros:

- peso especfico das camadas ();

- profundidade de nvel do lenol fretico;

- ndice de vazios inicial do solo (e0);

- ndice de compresso do solo (Cc);

- ndice de recompresso do solo (Cr);

- tenso de pr-adensamento do solo (p)

17,003,0' 72 += Np (MPa) ou p

p IN

+=

4,011'

72 (MPa)

Argila normalmente adensada: (v0 = p)

+

+

=

0

0

0

log1

v

zvca

e

HC

v0 = tenso geosttica efetiva inicial.

z = tenso transmitida pela sapata no meio da camada compressvel.

H = distncia percorrida pela gua na camada compressvel.

Argila pr-adensada:

+

+

=

0

0

0

log1

v

zvra

e

HC

(v0 + z p)

( )

+

+

+

+

=

p

pzvc

v

pra

e

HCe

HC'

'

log1

'

log1

0

000

(v0 + z > p)

Reta de recompresso

e

Figura 4.8 Curva tenso x ndice de vazios.

40 Fundaes


4.4 Execuo de sapatas

No h uma norma tcnica especfica para projeto e execuo de sapatas. A NBR 6122/96 estabelece os critrios de projeto e execuo para todos os tipos de fundaes, quer sejam do tipo superficiais ou profundas. O importante para os engenheiros e arquitetos atender s prescries da Norma, de forma a evitar recalques excessivos ou distorses angulares. Na ocorrncia de uma destes fatores, ou de ambos, as conseqncias nas edificaes pode ser catastrfica.

A NBR 6122/96 estabelece no seu item 6.4.1, que as sapatas ou blocos no devem ter dimenses, em planta, inferiores a 60 cm.

Na Figura 4.9 apresentado um desenho esquemtico de uma sapata, com as dimenses necessrias para sua especificao e execuo.

Figura 4.9 Desenho esquemtico de uma sapata isolada, de forma retangular.

4.4.1 Plantas necessrias

Para a execuo de sapatas em uma obra de engenharia, o executor deve ter em mos as seguintes plantas:

- Locao e cargas nos pilares;

- Forma e armao das sapatas e cintas;

- Forma e armao dos pilares.

4.4.2 Etapas e quantitativos

De forma a possibilitar aos novos engenheiros uma fonte de consulta para execuo de sapatas, apresentado a seguir uma sugesto, passo a passo, de como se pode executar uma fundao em sapata, atendendo aos requisitos de norma e da boa prtica de engenharia. Logicamente, que a experincia local e os recursos possveis tambm devem ser considerados na hora de especificar este tipo de servio.

a) Escavao: Deve-se atingir 5 cm abaixo da cota de assentamento da sapata (cota esta definida com base no perfil estratigrfico do terreno e nas estimativas de recalques absolutos e diferenciais). Deixa-se uma folga de 30 a 70 cm entre os bordos da sapata e da escavao. O talude de escavao, quando a sapata est prxima da superfcie e o tipo de solo permite, pode ter inclinao vertical. Para sapatas assentadas em solos no coesivos ou com presena de solo mole sobrejacente, sugere-se taludes de escavao com inclinao 1(H):2(V).

Df H2 H1

L

B

L

b

l

Fundaes 41


Figura 4.10 Dimenses da escavao.

b) Lanamento do concreto magro: Sugere-se que seja lanado sob a base da sapata um lastro de concreto no estrutural (fck = 9 MPa), com espessura de 5 cm e uma folga mnima lateral, a partir do bordo da sapata, de 10 cm.

Figura 4.11 Lastro de concreto magro.

c) Forma e armao da sapata: A forma dever estar apoiada no lastro de concreto magro. S utilizada forma no trecho inferior da sapata. Devem ser usados espaadores, como forma de garantir um recobrimento mnimo de 2,5 cm de espessura. A taxa de armadura da sapata normalmente de 50 a 60 kg/m3 de concreto.

Figura 4.12 Lastro de concreto magro.

1

2 Df + 5

(Df + 5) / 2 (Df + 5) / 2

30 a 70cm 30 a 70cm

30 a 70cm

30 a 70cm

1

2

10 10

Forma da sapata

Espaadores

Armadura da sapata

Armadura do pilar

Forma do pilar

42 Fundaes


d) Concretagem e reaterro: A sapata dever ser concretada seguindo as especificaes de projeto (fck, cura, etc.). O clculo do volume de concreto de uma sapata pode ser feito pelas formulas apresentadas abaixo. O reaterro dever ser executado aps a retirada das formas da sapata e do pescoo. Normalmente utilizado o mesmo material escavado, porm agora compactado. Para tanto, comum adotar na prtica de engenharia um fator de empolamento da ordem de 20 a 30%.

- Volume de concreto da sapata:

( )[ ] ( ) ( ) ( )[ ]bBlLblBLHBLHVsap +++= 3

21

- Volume de concreto do pescoo do pilar:

( )[ ] [ ]blHHDV fpes += 21

4.4.3 Ajuste das dimenses das sapatas para efeito de obra

Aps a definio da tenso admissvel do terreno de fundao, bem como calculado a rea da base das sapatas e suas respectivas dimenses (B e L), atendendo os critrios de capacidade de suporte e recalques limites, pode-se ajustar as dimenses das sapatas confirme o tamanho dos pilares da obra. Este ajuste favorece a distribuio das tenses atravs do elemento estrutural sapata e segue as premissas dos calculistas estruturais:

Sapatas Isoladas: o dimensionamento econmico conduz a momentos aproximadamente iguais nas duas abas, em relao mesa da sapata. Para tanto, os balanos d devero ser aproximadamente iguais nas duas direes.

Figura 4.13 Detalhe da sapata isolada.

B

L

b

l

d 2,5cm

P

h

adm

( )2B bl41A

2lbB ++=

BAL B=

3bBh = Sapata rgida

Fundaes 43


Sapatas Associadas: quando as cargas estruturais forem muito altas em relao tenso admissvel do terreno, poder ocorrer o caso de no ser possvel projetar-se sapatas isoladas para cada pilar. Neste caso, torna-se necessrio o emprego de uma sapata nica para dois ou mais pilares, que ser centrada no centro de cargas dos pilares.

A sapata associada ser evitada, sempre que for possvel uma soluo com sapatas isoladas, mesmo a custo de se distorcer o formato lgico das sapatas. Via de regra, duas sapatas isoladas so mais econmicas e mais fceis de executar do que uma sapata associada (TEIXIERA & GODOY, 1996).

Sapatas de divisa: no caso de pilares junto aos limites do terreno (divisas e alinhamento da rua) no possvel projetar-se uma sapata centrada, tornando-se necessrio o emprego de uma viga de equilbrio para absorver o momento gerado pela excentricidade da sapata. A sapata de divisa, pilar PA, ser dimensionada para a reao RA, a qual, por sua vez, no conhecida de incio, pois depende da largura da sapata. O problema resolvido por tentativas, considerando-se a sugesto adicional de que a sapata de divisa tenha uma relao L/B 2.

Figura 4.15 Detalhe da sapata de divisa.

admB

2P1PA

+=

2P1Px1P

x 12 +

=

BABL =

3bBh = Sapata rgida

RA RB

PB PA

e l

B

L

b

l CG

L/2

x1 x2

P1 P2

Figura 4.14 Detalhe da sapata associada.

44 Fundaes


De forma genrica, o problema se resume a seguinte distribuio de esforos:

Figura 4.16 Distribuio de esforos em sapatas de divisa.

Procedimento de clculo:

a) Calcula-se o momento em relao a B:

( ) lPelR AA = ( )

=

ellPR AA

b) Adotar RA = R > PA, pois [l/(l-e)] ser sempre maior que 1,0. c) Para um valor de R, adotam-se as dimenses da sapata:

11adm

B LB'RA =

=

d) Para o valor de B1 adotado, calcula-se a excentricidade (e) e a reao RA1.

e) Se RA1 R ento refaz-se o clculo mantendo-se a mesma largura da sapata para no alterar a excentricidade e, conseqentemente, a reao RA1:

adm

1AB

RA

= 1BB = 1

B

BAL =

f) Se os valores de B e L encontrados forem aceitveis (L/B 2), as dimenses so aceitas. g) Uma vez dimensionada a sapata da divisa, procede-se o dimensionamento da sapata interna.

P

PB

RA RB e l

Fundaes 45


Para o dimensionamento da sapata interna, procede-se da seguinte maneira:

a) Verifica-se, pelas Figuras 4.15 e 4.16 que a viga de equilbrio tender a levantar o pilar PB, reduzindo a carga aplicada ao solo, conforme segue:

AA PRDP = 2DPPR BB = 2 prtica de engenharia

b) Tendo-se o valor da reao, calcula-se as dimenses da sapata interna:

adm

BB

RA

=

Sapatas sujeitas a carga vertical e momento: em muitos casos prticos, alm da carga vertical, atua tambm um momento na fundao. Esse momento pode ser causado por cargas aplicadas excentricamente ao eixo da sapata, por efeito de prtico em estruturas hiperestticas, por cargas horizontais aplicadas estrutura (empuxo de terra), vento, frenagem, etc.

B

L

b

l

P

h

mx min

B

L

b

l

P

h

mx min

46 Fundaes


Captulo 5 Fundaes Profundas

5.1 Introduo

Conforme apresentado no Captulo 1 da apostila, as fundaes profundas so divididas em distintos grupos: estacas (cravadas, escavadas e injetadas), tubules (a cu aberto e ar comprimido) e caixes. Cada grupo apresenta conceitos diferentes, metodologias prprias de execuo e dimensionamento e so recomendados para casos especficos.

As estacas, como sabido, perfazem o grupo mais comum na prtica de engenharia. Nelas encontram-se as mais variadas formas de projetar e executar uma fundao profunda. Como conseqncia, so as solues que atendem a grande maioria dos casos de obras, quer seja no Brasil ou mesmo no exterior.

5.2 Peculiaridades dos diferentes tipos de fundaes profundas

A NBR 6122/96 apresenta uma srie de comentrios sobre os diferentes tipos de fundaes profundas. Desde caractersticas gerais, processo executivo, desempenho esperado, entre outros.

A ABEF Associao Brasileira de Empresas de Engenharia de Fundaes e Geotecnia lanou em 2004 a 3a edio do Manual de Especificaes de Produtos e Procedimentos ABEF. Este manual estabelece parmetros adequados para os servios e produtos apresentados, constituindo importante material de referncia para as empresas do setor e projetistas de fundaes.

Por fim, a Editora PINI lanou em 1998 a 2a edio do livro Fundaes: Teoria e Prtica que, em seus captulos 8 e 9 trata do dimensionamento e execuo de estacas, respectivamente. Trata-se de uma coletnea de diversos assuntos, escrita por diferentes profissionais de engenharia.

A seguir apresentada uma breve descrio dos diferentes tipos de fundaes profundas. Mais detalhes, sugere-se a consulta das referncias apresentadas anteriormente.

5.2.1 Estacas de madeira As estacas de madeira devem ter dimetros na ponta e no topo maiores que 15 cm e 25 cm, respectivamente. A reta que une os centros das sees da ponta e do topo deve estar integralmente dentro da estaca (no haver curvas). Sugere-se que o topo das estacas seja convenientemente protegido, para no sofrerem danos durante a cravao. Ocorrendo algum tipo de danos na cabea da estaca, a parte afetada deve ser cortada.

As estacas de madeiras devem ter seus topos (cota de arrasamento) permanentemente abaixo do nvel dgua. Em obras provisrias ou quando as estacas recebem tratamento de eficcia comprovada, esta exigncia pode

Fundaes 47


ser dispensada. O caso mais crtico quando a madeira est exposta variao do nvel dgua. Neste caso, ela apodrece por ao de fungos aerbios que se desenvolvem no ambiente gua-ar.

Para garantir a durabilidade da estaca quando ocorre variao do nvel dgua, costuma-se fazer o tratamento da madeira com sais txicos base de zinco, cobre, mercrio, etc. Entretanto, tem-se observado que esses sais se dissolvem na gua com o decorrer do tempo. Por isso, tem-se tentado o tratamento com o creosoto (substncia proveniente da destilao do carvo ou do asfalto), que se tem mostrado mais eficiente.

A literatura brasileira recomenda: 30 kg de creosoto por m3 de madeira tratada, para estacas cravadas no mar e 15 kg/m3 quando em terra.

A carga admissvel das estacas de madeira, do ponto de vista estrutural, depende do dimetro da seo mdia da estaca, bem como do tipo de madeira empregada. No Brasil, a madeira mais empregada o eucalipto, principalmente em obras provisrias. Em obras definitivas tem-se usado as denominadas madeiras de lei: peroba, aroeira, moaranduba, ip, entre outras. Apesar destas consideraes, costuma-se adotar como ordem de grandeza os valores apresentados na Tabela 5.1.

Tabela 5.1 Cargas admissveis normalmente usadas em estacas de madeira (ALONSO, 1996).

DIMETRO (cm) CARGA (kN)

20 150

25 200

30 300

35 400

40 500

5.2.2 Estacas metlicas ou de ao As estacas metlicas ou de ao podem ser constitudas por perfis laminados ou soldados, simples ou mltiplos, tubos de chapa dobrada (seo circular, quadrada ou retangular), tubos sem costura e trilhos.

Devem ser retilneas e devem resistir corroso pela prpria natureza do ao ou por tratamento adequado. Quando inteiramente enterradas em terreno natural, independente da situao do lenol fretico, as estacas de ao dispensam tratamento especial. Havendo, porm, trecho desenterrado ou mesmo em aterro com materiais capazes de atacar o ao, obrigatria a proteo deste trecho com um encamisamento de concreto ou outro recurso adequado (por exemplo: pintura, proteo catdica, etc.).

Para cravao das estacas metlicas deve-se usar uma relao entre peso do pilo e o peso da estaca maior possvel, sempre superior a 0,5, tampouco martelo com peso inferior a 10 kN (1tf). No caso de perfis metlicos, o uso de martelos de peso elevado pode provocar cravao excessiva.

As estacas metlicas podem ser cravadas em terrenos resistentes, sem o risco de provocar o levantamento de estacas vizinhas, mesmo com grande densidade de estacas, nem risco de quebras. Tambm no caso de existir subsolos que se estendem at a divisa do terreno, as mesmas podem ser uma soluo vantajosa.

A NBR 6122/96 exige que nas estacas metlicas enterradas se desconte uma espessura de 1,5 mm de toda sua superfcie em contato com o solo, resultando numa rea til menor do que a rea real do perfil (Figura 5.1).

48 Fundaes


Figura 5.1 rea til de estacas metlicas.

A carga mxima, do ponto de vista estrutural, obtida multiplicando-se a rea til pela tenso admissvel (fyk/2), onde fyk a tenso caracterstica de ruptura do ao. A Tabela 5.2 apresenta essa carga para alguns perfis e trilhos fabricado pela Companhia Siderrgica Nacional (CSN), com fyk = 102 MPa. No caso de trilhos velhos, os mesmos s devero ser utilizados como estacas quando a reduo de peso no ultrapassar 20% do terico e nenhuma seo tenha rea inferior a 40% da rea original do trilho.

Tabela 5.2 Cargas admissveis normalmente usadas em estacas de madeira (ALONSO, 1996).

TIPO DE PERFIL DENOMINAO REA (cm2) PESO (N/m) CARGA (kN)

H (6 x 6) 47,3 371 400

I (8x 4) 34,8 272 300

I (10 x 45/8) 48,1 377 400

Perfis laminados

C.S.N.

I (12 x 51/4) 77,3 606 700

TR 25 31,4 246,5 250

TR 32 40,9 320,5 350

TR 37 47,3 371,1 400

TR 45 56,8 446,5 450

TR 50 64,2 503,5 550

Trilhos C.S.N.

TR 57 72,6 569,0 600

5.2.3 Estacas pr-moldadas de concreto As estacas pr-moldadas podem ser de concreto armado ou protendido, vibrado ou centrifugado, e concretadas em formas horizontais ou verticais. Devem ser executadas com concreto adequado, alm de serem submetidas cura necessria para que possuam resistncia compatvel com os esforos decorrentes do transporte, manuseio, instalao e a eventuais solos agressivos.

A cravao de estacas pr-moldadas de concreto pode ser feita por percusso, prensagem ou vibrao. A escolha do equipamento deve ser feita de acordo como tipo e dimenso da estaca, caractersticas do solo e peculiaridades do local. Em terrenos resistentes, a cravao pode ser auxiliada com jato dgua ou ar (processo denominado lanagem) ou atravs de perfuraes.

O sistema de cravao deve ser dimensionado de modo a levar a estaca at a profundidade prevista para sua capacidade de suporte, sem danifica-la. Com esta finalidade, o uso de martelos mais pesados, com menor altura de queda, mais eficiente do que martelos mais leves, com grande altura de queda.

1,5 mm

1,5 mm

Fundaes 49


PWP 23

Catlogo Kobe (onde: P = peso da estaca e W = peso do martelo)

WPh = 7,0 NBR 6122/96 (para piles em queda livre, onde: h = altura de queda do martelo)

Tabela 5.3 Pesos mnimos para piles de queda livre (ALONSO, 1996).

TIPO DE ESTACA W/P Wmin (kN) Madeira 1,0 -

Metlica 0,5 10

Concreto 0,7 15

As estacas pr-moldadas podem ser emendadas, desde que resistam a todas as solicitaes que nelas ocorram durante o manuseio, a cravao e a utilizao. A emendas devem ser feitas atravs de solda. O uso de luvas de encaixe tolerado desde que no haja trao, seja na cravao, seja na utilizao.

O fabricante de estacas pr-moldadas deve apresentar resultados de ensaios de resistncia do concreto, nas vrias idades, bem como curvas de interao flexocompresso e flexotrao do elemento estrutural.

O topo da estaca, danificado durante a cravao e acima da cota de arrasamento, deve ser demolido. No caso de estacas danificadas at abaixo da cota de arrasamento, deve-se fazer a demolio do comprimento necessrio da estaca, de modo a expor o comprimento de transpasse da armadura e recomp-lo at a cota de arrasamento. O material a ser utilizado na recomposio das estacas deve apresentar resistncia no inferior a do concreto da estaca.

Um problema que freqentemente ocorre nas estacas pr-moldadas de concreto, principalmente se foram vazadas e no protendidas, diz respeito s fissuras e s trincas, bem como aos critrios de aceitar ou rejeitar essas estacas. Para suprir esta coluna, Alonso (1996) sugere adotar a classificao e os limites a seguir indicados:

Classe 1 - Fissuras transversais: abertura mxima de 1 mm em plano transversal ao eixo da pea. Neste caso, segundo o anexo da NBR 7480, a fissurao no nociva quando as fissuras (ou 85% delas) no ultrapassam os valores:

- 0,3 mm para estruturas protegidas com revestimento;

- 0,2 mm para estruturas expostas em meio no agressivo;

- 0,1 mm para estruturas expostas em meio agressivo.

Classe 2 Fissuras longitudinais: aquelas que apresentam abertura mxima de 1mm paralelamente ao eixo longitudinal da pea. Este tipo de fissura, relativamente rara, suficiente para rejeitas a estaca.

Classe 3 Trincas transversais: apresentam aberturas superior a 1 mm em plano transversal ao eixo da pea. prenncio que a armadura longitudinal superou o estado elstico e a estaca dever ser rejeitada.

Classe 4 Trincas longitudinais: devero ser tratadas da mesma forma que o caso 2.

Classe 5 Desagregaes: pequenas partes superficiais da pea se soltam por motivos diversos, geralmente pancadas acidentais. Neste caso, a estaca deve ser recuperada na regio da rea afetada.

50 Fundaes


Classe 6 Ruptura no corpo da estaca: se a ruptura ocorrer na descarga ou durante o iamento e for justificvel economicamente, a estaca poder ser recuperada.Se a ruptura ocorrer durante a cravao, dever ser analisada a causa e, dependendo desta e da profundidade onde ocorreu a ruptura, a estaca poder ser extrada, abandonada ou cortada e recuperada.

Classe 7 Esmagamento da cabea da estaca: semelhante ao caso 6, podendo ser causado por folga no capacete, deficincia do coxim ou decorrente da uma cravao forada. So vlidas as recomendaes do caso anterior.

Controles de campo: a capacidade de carga contra a ruptura de uma estaca corresponde ao menor dos valores: o da resistncia estrutural do material e o da resistncia do solo que a envolve. Desta forma, o controle da capacidade de carga de uma estaca engloba:

- Anlise da integridade e da continuidade estrutural da estaca;

- Verificao das profundidades atingidas e sua comparao com o especificado em projeto;

- Aferio da interao da estaca com o solo, verificando a ocorrncia de fenmenos como relaxao (perda da capacidade de carga com o tempo aps a cravao) e cicatrizao (aumento de capacidade de carga com o tempo);

- Controle da ocorrncia de levantamento das estacas em decorrncia da cravao de estacas vizinhas. Caso este fenmeno seja constatado, as estacas devero ser recravadas e as emendas, caso existam, devero ser obrigatoriamente por solda.

- Controle da capacidade de carga das estacas cravadas por percusso pode ser feito por: prova de carga, nega ou repique.

Nega:

( )22

PWRhPW

s+

= Frmula de Brix (onde: R = 5 x carga admissvel da estaca)

Repique:

32 CCK += C2 = deformao elstica do fuste da estaca e C3 = nega (s)

EA

NlC

=

7,02 N = carga aplicada no topo da estaca;

l = comprimento do fuste da estaca; A = rea transversal da estaca;

E = mdulo elstico do material da estaca.

Fundaes 51


5.2.4 Estacas tipo hlice contnua A hlice contnua uma estaca de concreto moldada in loco, escavada, executada por meio de trado contnuo, do tipo hlice, que funciona como um saca-rolhas. A concretagem ocorre por meio de injeo de concreto, sob presso controlada, atravs da haste central do trado simultaneamente a sua retirada do terreno.

A qualidade e integridade final das estacas tipo hlice contnua dependem fundamentalmente do seu processo executivo. Muitas vezes, o engenheiro que projeta uma carga admissvel estaca percebe aps a sua execuo, por meio de prova de carga, que tal especificao no atendida.

Almeida Neto (2002), ABEF (2004), Hachich e et. al. (1998) destacam a importncia do processo executivo na qualidade das estacas tipo hlice contnua. As etapas que compem o processo executivo so:

- Deslocar a mquina perfuratriz at o local da estaca;

- Aprumar a torre e posicionar o trado sobre o piquete;

- Conferir dados da bomba de injeo;

- Programar o computador;

- Verificar e liberar a locao do cliente;

- Introduzir o trado at a cota de projeto;

- Autorizar o incio da injeo de concreto;

- Controlar a subida do trado durante a concretagem, mantendo-se sempre a presso positiva;

- Operar as mangueiras da bomba de concreto durante a fase de concretagem;

- Interromper a concretagem, garantindo um comprimento mnimo de 50 cm acima da cota de arrasamento;

- Preparar a armao das estacas conforme o projeto;

- Colocar a armadura;

- Remover o excesso de concreto em relao cota de arrasamento da estaca, atravs de um ponteiro inclinado em relao vertical;

- No caso de estacas com dimetros maior ou igual a 40 cm, permite-se o uso de martelete do tipo leve at cerca de 15 cm acima da cota de arrasamento, trecho este que deve ser removido com ponteiro.

Perfurao: consiste em cravar a hlice no terreno, at a profundidade determinada no projeto, por meio de uma mesa rotativa colocada no seu topo, que aplica um torque apropriado para vencer a resistncia do terreno. A haste de perfurao composta por uma hlice espiral desenvolvida em torno de um tubo central, equipada com dentes na extremidade inferior que possibilitam a sua penetrao no terreno. Em terrenos mais resistentes esses dentes podem ser substitudos por pontas de vdia.

Concretagem: alcanada a profundidade desejada, o concreto bombeado atravs do tubo central, devido a presso do concreto, a tampa provisria expulsa, preenchendo simultaneamente a cavidade deixada pela hlice que extrada do terreno sem girar ou, no caso de terrenos arenosos, girando-se muito lentamente no mesmo sentido da perfurao. O concreto injetado sob presso positiva da ordem de 50 a 100 kPa. A presso positiva visa garantir a continuidade e a integridade do fuste da estaca. O concreto normalmente utilizado apresenta resistncia caracterstica (fck) de 20MPa, sendo bombevel e composto de areia, pedrisco ou brita 1 e cimento (consumo de 350 a 450 Kg/m3), sendo facultativa a utilizao de aditivos. O fator gua-cimento geralmente em torno de 0,53 a 0,56. O abatimento ou slump-test mantido entre 200 e 240 mm. Este slump definido basicamente pelo processo de colocao da armadura da estaca.

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Colocao da armadura: A armao, em forma de gaiola, introduzida na estaca por gravidade ou com auxilio de um pilo de pequena carga ou vibrador. No Brasil, entretanto, a colocao da armadura por golpes de um pilo tem sido a mais utilizada na prtica. As estacas submetidas a esforos de compresso normalmente no necessitam de armao conforme NBR 6122/96, ficando a critrio do projetista a armao de ligao como o bloco. O tempo entre o final da concretagem e o incio da colocao da armadura deve ser o mnimo possvel. No caso de estacas submetidas a esforos transversais ou de trao e que exigem o uso de gaiolas longas, deve-se preferir o uso de espirais em substituio aos estribos e evitar emendas por traspasse.

Monitoramento: O monitoramento do processo executivo das estacas hlice contnua fundamental para garantir a qualidade e integridade da estaca. Os equipamentos de execuo so providos, em sua maioria, de sistemas automatizados, que fazem a leitura dos seguintes itens: profundidade, tempo, inclinao da torre, velocidade de penetrao do trado, velocidade de rotao do trado, torque, velocidade de retirada do trado, volume de concreto lanado e presso de injeo do concreto.

Na Tabela 5.4 so apresentadas as caractersticas gerais das estacas hlice contnua, conforme um fabricante, que podem ser adotadas para efeito de projeto. Cabe ressaltar que cada fabricante executa estacas com outras caractersticas, cabendo ao projetista de fundao consultar as tabelas da empresa executora.

Tabela 5.4 Dados para projeto das estacas hlice contnua (FUNDESP, 2002).

DESCRIO VALORES

Dimetro (cm) 35 40 50 60 70 80 90 100 120

Carga trabalho (tf) 35 - 45 50 - 65 70 - 100 110 - 140 150 - 190 200 - 250 260 - 320 330 - 390 490 - 560

Distncia mnima entre eixos (cm) 87,5 100 125 150 175 200 225 250 300

Volume (m3/m) 0,096 0,126 0,196 0,283 0,385 0,502 0,636 0,785 1,130

Permetro (m/m) 110 126 157 188 220 251 283 314 377

5.2.5 Estacas tipo Franki As estacas tipo Franki so executadas enchendo-se de concreto perfuraes previamente executadas no terreno, atravs da cravao de tubo de ponta fechada, recuperado e possuindo base alargada. Este fechamento pode ser feito no incio da cravao do tubo ou em etapa intermediria, por meio de material granular ou pea pr-fabricada de ao ou de concreto.

Na confeco da base alargada, necessrio que os ltimos 0,16 m3 de concreto sejam introduzidos com uma energia mnima de 2,6 MN.m para estacas com dimetro inferior a 46 cm e 6MN.m para estacas de dimetro superior.

Nas estacas tipo Franki comum o uso de armadura mnima, necessria para fins construtivos, mesmo para os casos em que a armadura faz-se desnecessria. A concretagem segue um consumo mnimo de cimento de 350 kg/m3, com fck inferior a 20 MPa.

Na Tabela 5.5 so apresentados os dados das caractersticas gerais dos piles para a execuo das estacas tipo Franki. As massas indicadas nesta tabela representam as mnimas aceitveis. No caso de estacas de comprimento acima de 15 m, a massa deve ser aumentada.

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Tabela 5.5 Caractersticas dos piles para execuo de estacas Franki (NBR 6122/96).

DIMETRO DA ESTACA (mm)

MASSA MNIMA DO PILO (ton)

DIMETRO MNIMO DO PILO (mm)

300 1,0 180

350 1,5 220

400 2,0 250

450 2,5 280

520 2,8 310

600 3,0 380

As estacas tipo Franki causam, em geral, muita vibrao ao terreno, no sendo recomendada para casos de obras em rea com elevada densidade construda, com vizinhana prxima ou casos de reforos de fundaes.

5.2.6 Estacas Raiz uma estaca moldada in loco executada atravs de perfurao rotativa ou roto-pe

apostila de fundacoes[1]

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