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FUNDAÇÃO EM ESTACA HÉLICE CONTÍNUA: ESTUDO DE CASO EM OBRA DE VIADUTO NO MUNICÍPIO DE FEIRA DE SANTANA-BA.
Feira de Santana-BA 2009
UNIVERSIDADE ESTADUAL DE FEIRA DE SANTANA
Guido Martins de Andrade
FUNDAÇÃO EM ESTACA HÉLICE CONTÍNUA: ESTUDO DE CASO EM OBRA DE VIADUTO NO MUNICÍPIO DE FEIRA DE SANTANA-BA.
Feira de Santana-BA
2009
Guido Martins de Andrade
Monografia apresentada à Universidade Estadual de Feira de Santana, como parte da disciplina Projeto Final II, para obtenção da graduação em Engenharia Civil.
Área do conhecimento: Geotecnia
Orientadora: Profª D.Sc. Maria do Socorro Costa São Mateus
Guido Martins de Andrade
FUNDAÇÃO EM ESTACA HÉLICE CONTÍNUA: ESTUDO DE CASO EM OBRA DE VIADUTO NO MUNICÍPIO DE FEIRA DE SANTANA-BA.
Monografia apresentada à Universidade Estadual de Feira de Santana, como
requisito para obtenção da graduação em Engenharia Civil.
Feira de Santana-BA, 25 de março de 2009.
Aprovador por:
_____________________________________________________
Maria do Socorro Costa São Mateus, D.Sc.
Universidade Estadual de Feira de Santana – UEFS
(ORIENTADORA)
_____________________________________________________
Areobaldo Oliveira Aflitos, M.Sc.
Universidade Estadual de Feira de Santana – UEFS
(EXAMINADOR)
_____________________________________________________
Carlos Antônio Alves Queiroz
Universidade Estadual de Feira de Santana – UEFS
(EXAMINADOR)
AGRADECIMENTOS
A toda minha família pelo carinho, apoio e momentos de felicidade ao longo da
minha vida, principalmente nestes últimos anos, em especial às minhas irmãs, minha
mãe, minha avó Ercina e meu tio Reinan.
A profª. D.Sc. Maria do Socorro Costa São Mateus pela orientação, atenção, carinho
e pelos valiosos ensinamentos durante a realização deste trabalho.
Aos grandes amigos, tanto da universidade, quanto fora dela, pelas alegrias e
ensinamentos.
Aos professores desta grande instituição de ensino (UEFS), pelos ensinamentos e
exemplo de postura profissional.
À coordenadora da disciplina, pelas dicas e conselhos no decorrer destes últimos
três semestres.
À Universidade Estadual de Feira de Santana.
Ao Banco Nordeste do Brasil S.A, agência Feira de Santana, na pessoa dos
gestores, pela compreensão, apoio e flexibilização dos horários de trabalho.
À Prefeitura Municipal de Feira de Santana, pela disponibilização do material
necessário à realização do estudo.
Enfim, a todos que contribuíram direta ou indiretamente, para a conclusão deste
trabalho.
RESUMO
Apresenta-se, neste trabalho, um estudo sobre a fundação adotada na
construção do viaduto do bairro da Cidade Nova, município de Feira de Santana-BA.
O primeiro passo foi a realização da revisão bibliográfica sobre as características e o
processo executivo da estaca hélice contínua, dos equipamentos utilizados, das
vantagens e desvantagens deste tipo de fundação e dos métodos tradicionais (Aoki
& Velloso, 1975; Décourt & Quaresma, 1978) e específicos (Décourt et al., 1996;
Antunes & Cabral, 1996; Alonso, 1996; Gotlieb et al., 2000; Kárez & Rocha, 2000;
Vorcaro & Velloso, 2000) utilizados para a previsão de sua capacidade de carga,
assim como sobre investigação geotécnica, em especial a sondagem de simples
reconhecimento com SPT. Em seguida, comentários sobre o caso estudado, sua
localização, algumas características geológicas e geotécnicas, bem como
informações sobre o ensaio de carregamento dinâmico realizado. Na análise dos
resultados dos oito métodos de previsão de capacidade carga, em comparação com
os resultados dos ensaios de carregamento dinâmico realizados no local da obra,
para os quatro apoios estudados, verificou-se que os métodos de Aoki & Velloso
(1975), Décourt et al. (1996) e Antunes & Cabral (1996) são os mais conservadores,
os métodos de Décourt & Quaresma (1978), Alonso (2000) e Vorcaro & Velloso
(2000), apresentaram resultados intermediários e os mais arrojados, Kárez & Rocha
(2000) e Gotlieb et al. (2000), sendo que este último foi o que apresentou previsões
mais próximas dos resultados das prova de carga dinâmica.
ABSTRACT
This work studies the foundation adopted at the construction of the viaduct of
the Cidade Nova district, municipality of Feira de Santana-BA. Initially it was done a
literature review about the characteristics and process of helix continuous cutting pile
installation, used equipments, the advantages and disadvantages of this type of
foundation and the traditional (Aoki & Velloso, 1975; Décourt & Quaresma, 1978) and
specific methods (Décourt et al., 1996, Antunes & Cabral, 1996; Alonso, 1996;
Gotlieb et al., 2000; Karez & Rocha, 2000; Vorcaro & Velloso, 2000) used for the
prediction of its bearing capacity, as well as geotechnical investigation, in particular
the Standard Penetration Test. Then comments about the case study, its site, some
geological and geotechnical characteristcs, as well as information on the dynamic
load test performance. The analysis of eight methods for predict load capacity were
compared to the results of dynamic load tests done on the piles, to support the four
studied, we found that the methods of Aoki & Velloso (1975), Décourt et al. (1996)
and Antunes & Cabral (1996) are more conservative, methods of Décourt &
Quaresma (1978), Alonso (2000) and Vorcaro & Velloso (2000), showed
intermediate results and the most daring, Karez & Rocha (2000 ) and Gotlieb et al.
(2000), the latter was the closest predictions of the results of the proof of the dynamic
load.
LISTA DE FIGURAS
Figura 2.1 – Perfuração do terreno (obra estudada)............................................................26
Figura 2.2 – Detalhe da hélice espiral, tubo central e dos dentes da extremidade.....27
Figura 2.3 – Concretagem da estaca na obra do viaduto em Feira de Santana-BA..28
Figura 2.4 – Retirada manual do solo entre as pás da hélice...........................................29
Figura 2.5 – Colocação da armadura após a conclusão da concretagem (obra
estudada)......................................................................................................................30
Figura 2.6 – Modelo de equipamento utilizado no Brasil (FUNESP, 2001; apud
ALMEIDA NETO, 2002)................................................................................................................31
Figura 2.7a – Modelo de equipamento utilizado para a monitoração eletrônica com
informações no momento da perfuração de uma estaca na obra....................................33
Figura 2.7b – Modelo de equipamento utilizado para a monitoração eletrônica com
informações durante a concretagem de uma estaca da obra...........................................33
Figura 2.7c – Folha de rosto com as informações da perfuração e concretagem da
estaca (ALMEIDA NETO, 2002).................................................................................................33
Figura 2.8 – Sondagem de simples reconhecimento a percussão SPT.........................44
Figura 2.9 – Esquema das parcelas de atrito lateral e resistência de ponta para a
previsão da capacidade de carga da estaca..............................................................47
Figura 3.1 – Localização do município de Feira de Santana-BA (http://maps.google.com.br/maps, acesso em 15/03/2009).......................................61
Figura 3.2 – Localização da obra no município de Feira de Santana-BA (http://maps.google.com.br/maps, acesso em 15/03/2009).......................................62
Figura 3.3 – Croqui de localização dos furos da sondagem a percussão (GEOMEC,
2008)..........................................................................................................................63
Figura 3.4 – Resultado da sondagem a percussão SP-08 (GEOMEC, 2008)...........64
Figura 3.5 – Planta com a localização dos apoios 1 a 6 e dos furos de sondagem
SP-05, SP-04 e SP-08 (ANTW, 2008)........................................................................66
Figura 3.6 – Esquema dos apoios 1 e 2 (ANTW, 2008).............................................67
Figura 3.6a – Esquema dos apoios 1 e 2 da obra.....................................................67
Figura 3.7 – Esquema dos apoios 5 e 6 (ANTW, 2008).............................................68
Figura 3.7a – Esquema dos apoios 5 e 6 da obra.....................................................68
Figura 4.1 – Comparação das cargas de ruptura obtidas no ensaio de prova de
carga dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos:
estacas do apoio AP1....................................................................................................................74
Figura 4.2 – Cargas de ponta e por atrito lateral obtidas no ensaio de prova de carga
dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas
do apoio AP1 (comprimento das estacas igual a 16m).......................................................75
Figura 4.3 – Comparação das cargas de ruptura obtidas no ensaio de prova de
carga dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos:
estacas do apoio AP2....................................................................................................................77
Figura 4.4 – Cargas de ponta e por atrito lateral obtidas no ensaio de prova de carga
dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas
do apoio 2 (comprimento da estaca no projeto igual a 17m).............................................78
Figura 4.5 – Resultado da sondagem a percussão SP-05 (GEOMEC, 2008)..............80
Figura 4.6 – Comparação das cargas de ruptura obtidas no ensaio de prova de
carga dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos:
estacas do apoio AP5....................................................................................................................81
Figura 4.7 – Cargas de ponta e por atrito lateral obtidas no ensaio de prova de carga
dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas
do apoio 5 (comprimento da estaca no projeto igual a 9m)...............................................82
Figura 4.8 – Resultado da sondagem a percussão SP-04.................................................84
Figura 4.9 – Comparação das cargas de ruptura obtidas no ensaio de prova de
carga dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos:
estacas do apoio AP6....................................................................................................................85
Figura 4.10 – Cargas de ponta e por atrito lateral obtidas no ensaio de prova de
carga dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos:
estacas do apoio 6 (comprimento da estaca no projeto igual a 6m)...............................86
Figura 4.11 – Resistência de ponta para os quatro apoios obtida pelos métodos
estudados..........................................................................................................................................90
Figura 4.12 – Parcela de atrito lateral para os quatro apoios obtida pelos métodos
estudados..........................................................................................................................................90
Figura 4.13 – Esquema dos apoios 1 a 6 (ANTW,2008) ....................................................92
Figura 4.13a – Esquema dos apoios 1 a 6 da obra .............................................................93
Figura 4.14 – Resultados das provas de carga (média) versus os valores das
previsões da capacidade de carga através dos oito métodos estudados......................94
Figura 4.15 - Resultados das provas (1) de carga versus os valores das previsões da
capacidade de carga através dos oito métodos estudados...............................................95
Figura 4.16 - Resultados das provas (2) de carga versus os valores das previsões da
capacidade de carga através dos oito métodos estudados...............................................95
LISTA DE TABELAS
Tabela 2.1 – Características dos equipamentos (PENNA et al., 1999)..........................31
Tabela 2.2 – Carga máxima estrutural do concreto no dimensionamento da estaca
hélice contínua (HACHICH, 1996).............................................................................................46
Tabela 2.3 – Coeficientes AK e Aα (Aoki e Velloso, 1975).......................................50
Tabela 2.4 – Coeficientes de transformação 1F e 2F (Aoki e Velloso, 1975)..............51
Tabela 2.5 – Valores de C em função do tipo de solo (DÉCOURT & QUARESMA,
1978)...................................................................................................................................................52
Tabela 2.6 – Valores dos coeficientes Dα e Dβ em função do tipo de solo e do tipo
de estaca (HACHICH et al., 1996).............................................................................................53
Tabela 2.7 – Parâmetros 1β e 2β (ANTUNES e CABRAL, 1996)...................................54
Tabela 2.8 – Limites de lr e valores de Alα propostos por Alonso (1996) para
estacas hélice contínua................................................................................................................55
Tabela 2.9 – Valores de Alβ (em kPa/kgf.m) em função do tipo de solo para as
regiões analisadas..........................................................................................................................57
Tabela 2.10 – Resumo dos métodos estudados...................................................................60
Tabela 3.1 – Estacas ensaiadas e características do ensaio (GEOMEC,
2008).................................................................................................................................70
Tabela 3.2 – Resultado da análise através do método CASE. (GEOMEC,
2008)...................................................................................................................................................70
Tabela 3.3 - Resultado da análise através do método CAPWAP (GEOMEC,
2008)................................................................................................................................71
Tabela 4.1 – Resumo dos resultados do apoio 1, para as parcelas de atrito lateral,
resistência de ponta e total, através dos oito métodos estudados...................................76
Tabela 4.2 – Resumo dos resultados do apoio 2, para as parcelas de atrito lateral,
resistência de ponta e total, através dos oito métodos estudados...................................79
Tabela 4.3 – Resumo dos resultados do apoio 5, para as parcelas de atrito lateral,
resistência de ponta e total, através dos oito métodos estudados...................................83
Tabela 4.4 – Resumo dos resultados do apoio 6, para as parcelas de atrito lateral,
resistência de ponta e total, através dos oito métodos estudados...................................87
Tabela 4.5 – Resumo do comportamento dos métodos em relação a cada apoio.....87
Tabela A.1 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 1, através do método de Aoki & Velloso (1975).................103
Tabela A.2 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 1, através
do métodos de Aoki & Velloso (1975)....................................................................................104
Tabela A.3 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 1, através do método de Décourt & Quaresma (1978)....104
Tabela A.4 – Coeficientes utilizados para a correção da parcela de atrito lateral e de
ponta, para estacas hélice contínua, propostos por Décourt et al. (1996)..................105
Tabela A.5 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 1, através do método de Antunes & Cabral (1996)...........106
Tabela A.6 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 1, através
do métodos de Antunes & Cabral (1996)..............................................................................106
Tabela A.7 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 1, através do método de Alonso (2000)...............................107
Tabela A.8 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 1, através
do métodos de Alonso (2000)...................................................................................................107
Tabela A.9 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 1, através do método de Gotlieb et al. (2000)....................108
Tabela A.10 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 1, através do método de Kárez & Rocha (2000)................108
Tabela A.11 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 1, através do método de Vorcaro & Velloso (2000) ........109
Tabela A.12 – Resumos dos resultados para as previsões da capacidade de carga e
das provas de carga para as estacas do apoio 1...............................................................110
Tabela A.13 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 2,
através do métodos de Aoki & Velloso (1975).....................................................................111
Tabela A.14 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 2, através do método de Décourt & Quaresma (1978)....111
Tabela A.15 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 2, através do método de Antunes & Cabral (1996)...........113
Tabela A.16 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 2,
através do métodos de Antunes & Cabral (1996)...............................................................113
Tabela A.17 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 2, através do método de Alonso (2000)...............................114
Tabela A.18 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 2,
através do métodos de Alonso (2000)....................................................................................114
Tabela A.19 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 2, através do método de Gotlieb et al. (2000)....................115
Tabela A.20 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 2, através do método de Kárez & Rocha (2000)...............115
Tabela A.21 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 2, através do método de Vorcaro & Velloso (2000).........116
Tabela A.22 – Resumos dos resultados para as previsões da capacidade de carga e
das provas de carga para as estacas do apoio 2...............................................................117
Tabela A.23 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 5,
através do métodos de Aoki & Velloso (1975).....................................................................117
Tabela A.24 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 5, através do método de Décourt & Quaresma (1978)....118
Tabela A.25 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 5, através do método de Antunes & Cabral (1996)...........119
Tabela A.26 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 5,
através do métodos de Antunes & Cabral (1996)...............................................................119
Tabela A.27 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 5, através do método de Alonso (2000)...............................120
Tabela A.28 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 5,
através do métodos de Alonso (2000)...................................................................................120
Tabela A.29 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 5, através do método de Gotlieb et al. (2000)....................121
Tabela A.30 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 5, através do método de Kárez & Rocha (2000)...............121
Tabela A.31 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 5, através do método de Vorcaro & Velloso (2000).........122
Tabela A.32 – Resumos dos resultados para as previsões da capacidade de carga e
das provas de carga para as estacas do apoio 5...............................................................123
Tabela A.33 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 6,
através do métodos de Aoki & Velloso (1975).....................................................................123
Tabela A.34 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 6, através do método de Décourt & Quaresma (1978)....124
Tabela A.35 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 6, através do método de Antunes & Cabral (1996)...........125
Tabela A.36 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 6,
através do métodos de Antunes & Cabral (1996)...............................................................125
Tabela A.37 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 6, através do método de Alonso (2000)...............................126
Tabela A.38 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 6,
através do métodos de Alonso (2000)...................................................................................126
Tabela A.39 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 6, através do método de Gotlieb et al. (2000)....................127
Tabela A.40 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 6, através do método de Kárez & Rocha (2000)...............127
Tabela A.41 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga
para as estacas do apoio 6, através do método de Vorcaro & Velloso (2000).........128
Tabela A.42 – Resumos dos resultados para as previsões da capacidade de carga e
das provas de carga para as estacas do apoio 6...............................................................129
LISTA DE SÍMBOLOS
últP carga de ruptura, capacidade de carga ou carga última;
lP parcela transmitida por atrito lateral;
pP parcela transmitida pela ponta;
AK coeficiente tabelado que varia em função do tipo de solo (Tabela 2.3);
Aα coeficiente tabelado que varia em função do tipo de solo (Tabela 2.3);
nN número de golpes de SPT de cada camada;
nL comprimento de cada camada;
D diâmetro da estaca;
n número de camadas;
PAN número de golpes SPT da camada de apoio da ponta da estava;
L comprimento da estaca;
N índice de resistência à penetração do ensaio SPT;
lN média dos valores de N ao longo do fuste, exceto o da camada da
ponta e do primeiro metro da superfície;
C coeficiente tabelado que depende do tipo de solo (Tabela 2.5);
PDN média do número de golpes do ensaio SPT na camada da ponta da
estaca, imediatamente acima, imediatamente abaixo desta;
Dα coeficiente que vaira em função dos diversos tipos de estacas e para
os diferentes tipos de solos (Tabela 2.6);
Dβ coeficiente que vaira em função dos diversos tipos de estacas e para
os diferentes tipos de solos (Tabela 2.6);
1β parâmetro para o cálculo do atrito lateral, que depende do tipo de solo
(Tabela 2.7);
2β parâmetro para o cálculo da resistência de ponta, que depende do tipo
de solo (Tabela 2.7);
U perímetro da seção transversal do fuste da estaca;
lr adesão média na carga última ao longo do fuste da estaca ( sAl f.α )
(Tabela 2.8);
l∆ trecho onde se admite atrito lateral unitário lr constante;
sf adesão calculada a partir do torque máximo (em kgf.m) e a penetração
total (em cm) do amostrador, no ensaio SPT-T;
Alα coeficiente de correção do atrito lateral sf , obtido através da
interpretação de provas de carga carregadas até as proximidades da
carga última (Tabela 2.8);
máxT torque máximo expresso em kfg.m;
h penetração total do amostrador, em cm (geralmente 45 cm);
pA área da projeção da ponta da estaca sobre um plano perpendicular ao
eixo da mesma; )1(
mínT média aritmética dos valores de torque mínimo (em kgf.m) do trecho
D8 acima da ponta da estaca. Considera-se nulo os mínT acima do
nível do terreno, quando o comprimento da estaca for menor do que
D8 ;
)2(mínT média aritmética dos valores de torque mínimo (em kgf.m) do trecho
D3 , medido para baixo, a partir da ponta da estaca;
admP tensão admissível a ser aplicada no topo da estaca (kPa);
tamédiodaponSPT média dos valores obtidos no trecho D8 acima e D3 abaixo da ponta
da estaca;
∑SPT somatório dos SPTN ao longo do comprimento da estaca, sendo que os
valores SPTN limitados a 50;
∑ SPTN soma de golpes de SPT ao longo do fuste da estaca;
krK 210 para argila, 250 para siltes e 290 para areia;
SPTN número de golpes de SPT na ponta da estaca;
px resistência de ponta ( )(. pontaSPTp NA );
lx resistência por atrito lateral ( ∑ )( fusteSPTNU );
SUMÁRIO
1 INTRODUÇÃO ....................................................................................................... 21 1.1 JUSTIFICATIVA ......................................................................................................... 22 1.2 OBJETIVOS ................................................................................................................ 22 1.3 ESTRATÉGIA METODOLÓGICA ........................................................................ 23 1.4 ESTRUTURA DA MONOGRAFIA ........................................................................ 23
2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA ......................................................................... 25 2.1 HISTÓRICO................................................................................................................. 25
2.2 PROCESSO EXECUTIVO...................................................................................... 25 2.2.1 Perfuração ................................................................................................................... 26 2.2.2 Concretagem .............................................................................................................. 27 2.2.3 Colocação da Armadura ....................................................................................... 29
2.3 EQUIPAMENTOS...................................................................................................... 30
2.4 CONTROLE DE EXECUÇÃO ................................................................................ 32
2.4.1 Controle do desempenho ..................................................................................... 34
2.4.1.1 Prova de carga estática ......................................................................................... 35
2.4.1.2 Prova de carga dinâmica ...................................................................................... 36
2.5 ASPECTOS RELEVANTES NA EXECUÇÃO .................................................. 37
2.5.1 Procedimentos prévios à execução das estacas ....................................... 37 2.5.2 Controle da concretagem ..................................................................................... 38 2.5.3 Pressão de injeção .................................................................................................. 38 2.5.4 Sistema de injeção do concreto ........................................................................ 39 2.6 ASPECTOS GEOTÉCNICOS................................................................................ 39 2.6.1 Solos muito resistentes ........................................................................................ 39 2.6.2 Camada de argila mole confinada .................................................................... 40 2.6.3 Camada de argila mole superficial ................................................................... 40 2.6.4 Camada de areias puras na região da ponta ................................................ 40 2.7 VANTAGENS E DESVANTAGENS DA ESTACA HÉLICE CONTÍ NUA. 41 2.7.1 Vantagens ................................................................................................................... 41 2.7.2 Desvantagens ............................................................................................................ 42 2.8 INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA 43 2.8.1 Sondagem de simples reconhecimento com SPT 44
2.9 ELEMENTOS PARA O DIMENSIONAMENTO DE FUNDAÇÕES EM ESTACA ....................................................................................................................... 45
2.10 MÉTODOS SEMI-EMPÍRICOS PARA A PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA .................................................................................... 48
2.10.1 Métodos tradicionais para a previsão da capacidade de carga em estacas ......................................................................................................................... 48
2.10.1.1 Método de Aoki & Velloso (1975) ...................................................................... 49 2.10.1.2 Método de Décourt & Quaresma (1978) ......................................................... 51
2.10.2 Métodos específicos para a previsão da capac idade de carga ............ 52
2.10.2.1 Método de Décourt & Quaresma (1978) modificado por Décourt et al. (1996) ...................................................................................................................... 53
2.10.2.2 Método de Antunes & Cabral (1996) ............................................................... 54 2.10.2.3 Método de Alonso (1996) ..................................................................................... 54 2.10.2.4 Método de Gotlieb et al. (2000) .......................................................................... 57 2.10.2.5 Método de Kárez & Rocha (2000 ) ..................................................................... 58 2.10.2.6 Método de Vorcaro & Velloso (2000) .............................................................. 59
3 ESTUDO DE CASO: CARACTERÍSTICAS E ENSAIOS REALIZADOS ........................................................................................................ 61
3.1 CARCTERÍSTICAS DE FEIRA DE SANTANA-BA E LOCALIZAÇÃO DA OBRA EM ESTUDO .......................................................................................... 61
3.2 CARACTERÍSTICAS GEOTÉCNICAS DO LOCAL DA OBRA .................. 63 3.3 ENSAIO DE CARREGAMENTO DINÂMICO .................................................... 69 4 ANÁLISE DOS RESULTADOS ................................................................... 73 4.1 APOIO 1 (AP1) .......................................................................................................... 73 4.2 APOIO 2 (AP2) .......................................................................................................... 76 4.3 APOIO 5 (AP5) .......................................................................................................... 80 4.4 APOIO 6 (AP6) .......................................................................................................... 84 4.5 CONSIDERAÇÕES GERAIS ................................................................................. 88
5 CONCLUSÃO ......................................................................................................... 97
5.1 SUGESTÕES PARA TRABALHOS FUTUROS .............................................. 98
REFERÊNCIAS..................................................................................................... 99
ANEXO A – MEMÓRIA DE CÁLCULO DAS PREVISÕES DE CAPACIDADE DE CARGA ................................................................... 103
A.1 APOIO 1 (AP1) ................................................................................................... 103
A.2 APOIO 2 (AP2) ................................................................................................... 110
A.3 APOIO 5 (AP5) ................................................................................................... 117
A.4 APOIO 6 (AP6) ................................................................................................... 123
ANEXO B – PLANTAS DO PROJETO DA OBRA ESTUDADA ............................................................................................................. 130
ANEXO C – RELATÓRIO DE SONDAGEM ....................................... 133
21
1 INTRODUÇÃO
A engenharia de fundações vem evoluindo constantemente em busca de
novos elementos de fundação, que possuam alta produtividade, ausência de
vibrações e ruídos na execução, elevada capacidade de carga e controle de
qualidade durante a execução da estaca, entre outros aspectos. Dentro deste
propósito surgiram no mercado recentemente e tiveram um grande desenvolvimento
nos últimos anos, as estacas hélice contínua, sendo desde então uma estaca de
enorme interesse comercial nos grandes centros urbanos do país (ALMEIDA NETO,
2002).
A utilização das estacas tipo hélice contínua tem conquistado cada vez mais
adeptos, tanto os projetistas e consultores, como também os construtores e
empreendedores de modo geral. Tal fato deve-se, principalmente, ao grande avanço
tecnológico representado pelo seu processo de execução, que tem grandes
vantagens em relação a outros tipos de fundação bastante difundidos no Brasil, tais
como: não interferir nas edificações da vizinhança, não provocar vibração ou ruído
típico dos equipamentos à percussão, possuir grande velocidade de execução, com
média superior a 200m/dia, implicando em redução significativa do cronograma da
obra, não ser afetada pelo nível do lençol freático (ALMEIDA NETO, 2002).
As fundações do tipo escavadas refletem uma tendência mundial. Segundo
van Impe apud ANJOS (2006), as estacas escavadas representam mais da metade
da preferência no mundo. Seu uso tem se estendido, além de estaca de carga, à
execução de paredes de estacas para contenção de encostas, pré-furos para
estaqueamento com perfis metálicos ou estacas pré-moldadas de concreto,
objetivando a transposição de camadas do solo com SPT mais elevado.
A utilização desta solução é bem restrita no município de Feira de Santana-
BA e este trabalho faz uma análise da fundação em estaca hélice contínua adotada
no principal viaduto da cidade, que foi instalado no bairro da Cidade Nova. Para isto
foram levantados dados como: características da obra e do subsolo, cargas nas
fundações, relatórios técnicos, resultados de prova de carga.
22
1.1 JUSTIFICATIVA
A escolha do tema partiu do interesse em aprofundar os conhecimentos na
área de Geotecnia, especialmente relacionados às soluções em fundações
profundas, aliado a um caso real de utilização da estaca hélice contínua em Feira de
Santana-BA.
O uso deste tipo de estaca tem evoluído bastante em obras civis nos grandes
centros urbanos, em alguns casos com utilização equiparada com as estacas pré-
moldadas e/ou escavadas (raiz, Franki, Strauss), e existem poucos estudos
publicados sobre este tipo de fundação no Nordeste do Brasil. Ressalta-se ainda o
enorme potencial desta fundação para se difundir na região de Feira de Santana.
1.2 OBJETIVOS
Com base na revisão bibliográfica e no estudo de caso da obra do viaduto,
pretendeu-se atingir os seguintes objetivos:
Geral
Estudar e conhecer os aspectos de projeto e construtivos da fundação em
estaca hélice contínua, adotada como solução na construção do viaduto no bairro da
Cidade Nova, no município de Feira de Santana-BA. E, também, avaliar a
aplicabilidade dos métodos de previsão de capacidade de carga para essas estacas
no subsolo de Feira de Santana.
Específico
a) Conhecer as características e o processo executivo das estacas.
b) Conhecer e analisar as características do subsolo do local da obra;
23
c) Conhecer as cargas de trabalho das fundações;
d) Comparar os resultados dos ensaios de prova de carga com os resultados
obtidos dos diversos métodos para previsão de capacidade de carga.
1.3 ESTRATÉGIA METODOLÓGICA
a) Coleta de dados em literatura nacional e internacional;
b) Levantamento e análise dos dados da obra: sondagem a percussão, projeto
de fundações, relatórios técnicos, características da obra, provas de carga;
c) Levantamento e acompanhamento fotográfico;
d) Verificação da capacidade de carga da fundação estudada;
e) Análise dos resultados e conclusão.
1.4 ESTRUTURA DA MONOGRAFIA
Esta monografia foi dividida nos seguintes capítulos:
CAPÍTULO 1 – apresenta a motivação na escolha do tema, os objetivos e o
escopo deste trabalho.
CAPÍTULO 2 – faz uma revisão bibliográfica sobre as características e o
processo executivo da estaca hélice contínua, dos equipamentos utilizados, assim
como as vantagens e desvantagens deste tipo de fundação; sobre investigação
geotécnica, em especial a sondagem de simples reconhecimento com SPT, e os
métodos de previsão de capacidade de carga estudados.
24
CAPÍTULO 3 – comentários sobre o caso estudado, sua localização, algumas
características geológicas e geotécnicas, bem como informações sobre o ensaio de
carregamento dinâmico realizado.
CAPÍTULO 4 – apresenta os resultados dos ensaios de prova de carga e dos
métodos de previsão de capacidade carga, as análises realizadas e algumas
considerações gerais sobre estes resultados.
CAPÍTULO 5 – mostra as principais conclusões encontradas com base nas
análises realizadas.
25
2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1 HISTÓRICO
A utilização de estacas executadas por meio de escavação com trado hélice
contínua (Conitnuos Flight Auger – CFA), surgiu na década de 50 nos Estados
Unidos. Os equipamentos eram constituídos por guindastes de torre acoplada,
dotados de mesa perfuradora que executavam estacas com diâmetros de 27,5 cm,
30 cm e 40 cm. No início da década de 1970, esse sistema foi introduzido na
Alemanha, de onde se espalhou para o resto da Europa e Japão (PENNA et al.,
1999). As estacas hélice contínua sofreram um grande avanço a partir da década de
80 nos Estados Unidos, Japão e Europa, executadas inicialmente com
equipamentos adaptados e, posteriormente, com utilização de equipamentos
apropriados e específicos para a execução destas estacas.
No Brasil, as estacas hélice contínua foram introduzidas por volta de 1987. A
princípio com utilização de equipamentos adaptados, mas despertando muito
interesse pelas vantagens e facilidades que o seu processo construtivo sugere. Só a
partir de 1993, houve um grande progresso e desenvolvimento do uso destas
estacas no Brasil. Isto começou com a importação de equipamentos específicos
para executar estacas hélice contínua (PENNA et al., 1999)
A partir de então, com utilização de equipamentos importados com maior
força de arranque e com torques de até 85 KN.m, viabilizou-se a execução de
estacas de até 800 mm de diâmetro e comprimento máximo de 24 metros. Hoje em
dia, é possível executar estacas com 1.200 mm de diâmetro e 32 metros de
comprimento e com a contínua evolução dos equipamentos, o portifólio de opções
de diâmetros e profundidades tende a aumentar (ALMEIDA NETO, 2002).
2.2 PROCESSO EXECUTIVO
A execução das estacas hélice contínua pode ser dividida em três etapas:
perfuração, concretagem simultânea a extração da hélice do terreno, e colocação da
26
armadura.
2.2.1 Perfuração
A perfuração é executada por cravação da hélice no terreno, como mostra a
Figura 2.1, por meio de movimento rotacional provenientes de motores hidráulicos
acoplados em sua extremidade, com um torque apropriado para que a hélice vença
a resistência do solo, atingindo a profundidade determinada em projeto. A
perfuração é executada sem que em nenhum momento a hélice seja retirada do
furo.
Figura 2.1 – Perfuração do terreno (obra estudada)
A haste de perfuração é constituída da hélice espiral, responsável pela
retirada de solo, e um tubo central unido a esta hélice. A hélice é composta de
dentes em sua extremidade inferior que facilitam a sua penetração no solo (Figura
2.2). Para os casos de terrenos mais resistentes, esses dentes normalmente são
substituídos por pontas de wídia. Para evitar a entrada de solo ou água na haste
tubular, durante a fase de perfuração, existe na extremidade inferior da hélice uma
tampa metálica provisória que é expulsa na concretagem. Esta tampa geralmente é
recuperável.
27
Figura 2.2 – Detalhe da hélice espiral, tubo central e dos dentes da
extremidade.
2.2.2 Concretagem
A concretagem da estaca começa depois de atingida a profundidade
desejada, por bombeamento do concreto pelo interior da haste tubular. O concreto
sai do caminhão betoneira, como pode ser visto na Figura 2.3, sendo injetado pela
extremidade superior da haste. A tampa provisória é expulsa devido à pressão do
concreto e a hélice passa a ser extraída pelo equipamento, sem girar ou, no caso de
terrenos arenosos, girando muito lentamente no sentido da perfuração.
O concreto é injetado sob pressão positiva. A pressão positiva objetiva
garantir a continuidade e a integridade do fuste da estaca e, para isto, é necessária
a observação de dois aspectos executivos fundamentais nesta fase. O primeiro é
garantir que a ponta do trado, durante a perfuração, tenha atingido um solo que
permita a formação da bucha, para que o concreto injetado se mantenha abaixo da
ponta da estaca, evitando que o mesmo retorne pela interface solo-trado. O segundo
aspecto é o controle da velocidade de retirada do trado, de forma que sempre haja
um sobre-consumo de concreto (ALMEIDA NETO, 2002).
28
Figura 2.3 – Concretagem da estaca na obra do viaduto em Feira de Santana-BA.
A resistência característica (fck) do concreto normalmente, é de 20 MPa, deve
ser bombeável e composto de areia e pedrisco. O consumo de cimento é elevado,
entre 400 a 450 Kg/m3 e é facultado o uso de aditivos plastificantes. A relação água-
cimento geralmente fica em torno de 0,53 a 0,56. O abatimento do tronco de cone
(slump) do concreto situa-se entre 200 e 240 mm. Assim como a perfuração, é
imprescindível que a concretagem ocorra de forma contínua e ininterrupta. Desta
maneira, as paredes onde se formará a estaca ficarão sempre suportadas pelo solo
presente entre as pás da hélice, acima da ponta do trado, e pelo concreto que é
injetado, abaixo da face inferior da hélice.
Usualmente é utilizada bomba de concreto acoplada ao equipamento de
perfuração através de mangueira flexível de 100 mm de diâmetro interno.
O preenchimento da estaca com concreto é frequentemente executado até a
superfície de trabalho, mas é possível o seu arrasamento abaixo do nível do terreno,
desde que sejam tomadas as providências quanto a estabilidade do furo no trecho
não concretado e a inserção da armação.
Durante a retirada do trado, a limpeza do solo contido entre as pás da hélice é
procedida de forma manual ou com um limpador de acionamento hidráulico ou
mecânico acoplado ao equipamento, que remove o material, sendo este, deslocado
para fora da região do estaqueamento, normalmente com utilização de pá
carregadeira de pequeno porte.
29
A Figura 2.4 mostra a limpeza da hélice de forma manual.
Figura 2.4 – Retirada manual do solo entre as pás da hélice
2.2.3 Colocação da armadura
As estacas hélice contínua têm suas armaduras inseridas somente após a
conclusão da concretagem e isso limita o comprimento da armadura, assim como
pode inviabilizar o uso desta solução quando sujeita a esforços de tração ou quando
utilizadas como elemento de contenção. A literatura internacional recomenda que as
armaduras sejam instaladas por vibração, mas também são inseridas por gravidade
e por compressão de um pilão. Entretanto, a colocação da armadura por golpes de
um pilão tem sido, na prática, a mais utilizada no Brasil. A utilização de pilão permitiu
executar estacas com armadura de comprimento superior a 17 metros na Estação
da Luz no Estado de São Paulo (ALMEIDA NETO, 2002).
A Figura 2.5 mostra o momento da colocação da armadura após a retirada do
trado, onde a armadura é inserida por gravidade.
30
Figura 2.5 – Colocação da armadura após a conclusão da concretagem (obra
estudada).
2.3 EQUIPAMENTOS
Para execução desta estaca no terreno, utiliza-se uma perfuratriz dotada dos
seguintes elementos: torre metálica vertical, mesa rotativa de acionamento
hidráulico, trados de hélice contínua que pode ser de vários diâmetros, sistema de
monitoramento eletrônico e ferramentas de limpeza do trado. A Figura 2.6 mostra
um modelo de equipamento utilizado no Brasil.
A profundidade da estaca a ser executada determina a altura da torre
metálica, sendo que sua extremidade possui duas guias, onde a inferior pode ser
substituída pelo limpador do trado. A mesa rotativa é responsável pela aplicação do
torque necessário para o rompimento do solo compatível com o diâmetro e a
profundidade da estaca. Esta mesa possui um guincho dimensionado em função das
solicitações de tração necessárias para a retirada do trado ao final da escavação.
Durante a etapa de concretagem, é quem recebe a mangueira de concreto
proveniente da bomba.
31
Figura 2.6 – Modelo de equipamento utilizado no Brasil (FUNESP, 2001; apud
ALMEIDA NETO, 2002).
No Brasil, estes equipamentos são classificados em três grupos em função de
suas características. Nestas características, estão a capacidade executiva
(principalmente relacionado ao torque) e à tração imposta pelo equipamento quando
da retirado do trado cheia de solo entre as pás da hélice após o final da perfuração e
durante a concretagem.
Tabela 2.1 – Características dos equipamentos (PENNA et al., 1999).
GRUPO 1 GRUPO 2 GRUPO 3
Torque (kN.m) 30 80-100 150-250
Diâmetro Máximo (mm) 425 800 1200
Comprimento Máximo (m) 15 23 28
Tração (kN) 60-100 150-300 400-700
Peso do Conjunto (kN) 200 400 650-800
32
Com a evolução crescente dos equipamentos ao longo dos últimos anos, os
torques foram aumentados, permitindo assim a utilização de hélices com diâmetros
maiores e escavação em camadas de solos mais resistentes (SPT acima de 50).
A capacidade de tração do equipamento é quem determina a maior ou menor
facilidade de retirada do trado durante a etapa da concretagem, processo que exige
grandes esforços, devido principalmente ao seu atrito com o solo, peso do material
entre as pás da hélice, peso próprio e ainda ao concreto no interior da haste.
A geometria do trado deve ser estabelecida em função do tipo de solo a ser
perfurado, do tipo e inclinação da lâmina de corte acoplada em sua ponta, do passo
da hélice e da inclinação em relação à vertical. Estas características vão influenciar
na velocidade de perfuração, na capacidade de atravessar camadas resistentes e na
quantidade de solo retirado durante a descida do trado (PENNA et al., 1999).
2.4 CONTROLE DE EXECUÇÃO
A estaca hélice contínua é monitorada na execução por meio de um sistema
computadorizado específico. Existem diversos equipamentos para o monitoramento,
mas o comumente utilizado no país é o aparelho chamado Taracord. Estes
equipamentos fornecem os seguintes dados durante a execução da estaca:
profundidade, tempo, inclinação da torre, velocidade de penetração do trado,
velocidade de rotação do trado, torque, velocidade de retirada (extração) da hélice,
volume de concreto lançado, e pressão do concreto. As Figuras 2.7a mostra modelo
deste aparelho com informações no momento da perfuração e a Figura 2.7b
apresenta algumas informações durante a concretagem. Ao final da execução da
estaca, o sistema emite uma folha de controle com os referidos dados. Esta folha
pode ser armazenada em cartão de memória e, posteriormente, transferida para um
computador no escritório, ou impressa no próprio local da obra com o uso de uma
impressora de campo ligada ao equipamento por meio de interface paralela. A
Figura 2.7c apresenta um modelo desta folha de rosto.
33
(a) (b)
Figura 2.7 – Modelo de equipamento utilizado para a monitoração eletrônica. a) com
informações no momento da perfuração de uma estaca da obra; b) com informações
durante a concretagem de uma estaca da obra.
Figura 2.7c – Folha de rosto com as informações da perfuração e concretagem da
estaca (ALMEIDA NETO, 2002)
Apesar do monitoramento fornecer o valor do sobre-consumo de concreto e a
variação da seção ao longo da profundidade, a precisão e a confiabilidade destes
34
pode ser discutível. Imprecisões e inconsistências nos dados fornecidos pelo
monitoramento podem ocorrer, por diversos motivos, dentre eles: sistema de
monitoramento avariado ou não calibrado de forma correta, danos nos sensores,
bombas com muito uso ou sem manutenção (causando menor eficiência e
conduzindo, geralmente, a erros de medida de volume de concreto e, por
conseqüência, de pressão de injeção), medidores mal ou não calibrados e defeito
nos cabos de transmissão de dados, entre outros (ALMEIDA NETO, 2002).
A precisão no valor de sobre-consumo ou subconsumo de concreto depende
da precisão do volume medido. O volume de concreto é fornecido por um transdutor
de pressão que informa o volume de concreto por bombeada, ou seja, a cada pico
de pressão. A medida correta do volume de concreto é muito importante, pois
através dela e por meio de correlações, é possível determinar se o fuste da estaca
esta íntegro, ou se está havendo seccionamento.
2.4.1 Controle do desempenho
A técnica de fundações acompanha o homem desde a Pré-história e uma das
grandes preocupações da Engenharia Geotécnica, já há muitos anos, é a avaliação
da segurança em obras com fundação profunda, mesmo aceitando-se atualmente a
idéia de que a questão da segurança e da confiabilidade de obras geotécnicas pode
sofrer, em geral, mais influência do processo executivo do que propriamente da fase
de projeto. Portanto, o controle da qualidade na execução é essencial para garantir
uma perfeita transmissão de carga da superestrutura para o solo.
Segundo Niyama et al. (1996), existe um conjunto de procedimentos e
técnicas com objetivo de verificar o desempenho de uma fundação, tais como: as
provas de carga estáticas (de carregamento lento – slow maintained load test ou
SML, a uma velocidade de recalque constante – constant rate of penetration test ou
CRP, rápido em estágio – quick maintained load test ou QML, em ciclos de carga e
descarga – cyclic load test ou CLT e cíclico – swedish cyclic test ou SCT), prova de
carga dinâmica, nega e repique, statnamic e células expansivas. A norma brasileira
para fundação profunda adota em igualdade de condições os ensaios SML e QML.
35
No caso específico para estacas, as normas técnicas da ABNT para estes
ensaios englobam: Estacas – prova de carga estática, NBR-12131/91 e Estacas –
ensaio de carregamento dinâmico, NBR-13208/94.
A NBR-6122 – Projetos e Execução de Fundações (ABNT, 1996), em seu
item 7.8.3.6.2, recomenda a verificação da capacidade de carga durante a execução
das fundações e, para isso, existem os métodos estáticos (prova de carga estática)
e os ensaios de carregamento dinâmico, analisando os dados da instrumentação de
uma seção da estaca (FOÁ, 2001) durante a sua execução.
A prova de carga é o método mais indicado para prever o comportamento real
da estaca submetida aos esforços solicitantes. A NBR-6122 (ABNT, 1996)
recomenda a utilização de um fator de segurança mínimo igual a 1,6 para o cálculo
da carga admissível, quando se realiza um número de prova de carga adequado em
uma obra, enquanto que este valor sobe para 2,0 se não forem realizadas provas de
carga. A norma recomenda que as provas de carga estáticas devem ser executadas
em número de 1% do conjunto de estacas de mesmas características, respeitando-
se o mínimo de uma prova de carga, e 3% para os ensaios de carregamento
dinâmico, respeitando-se o mínimo de três.
A prova de carga estática, de maneira geral, representa melhor a forma do
carregamento real sobre a estaca. Entretanto, este método exige um grande sistema
de reação, o que pode onerar sobremaneira a sua execução. Por isso, e em acordo
com a norma brasileira, o tipo de ensaio de carregamento dinâmico é o mais
utilizado no Brasil (MAGALHÃES, 2005).
2.4.1.1 Prova de carga estática
O ensaio de carregamento estático é uma metodologia bem definida e seu
principal objetivo é observar o comportamento da fundação para níveis de carga
crescente, até o limite de carga ou completa ruptura do sistema estaca-solo.
Alonso (2000a) chama atenção sobre a opinião de alguns autores sobre a
questão da prova de carga estática ser o único ensaio que reproduz as condições de
trabalho de uma estaca, pois os ensaios dinâmicos não prescindirão de correlações.
Existem diversas métodos para o ensaio de carregamento estático, que
conduzem a diferentes resultados de capacidade de carga estática, mas aborda-se,
36
de maneira resumida, apenas o ensaio de carregamento lento, com único ciclo de
carga e descarga, conforme prescrição da NBR-12131 – Estacas: Prova de Carga
(ABNT, 1991).
Nesta modalidade, o sistema estaca solo é submetido à aplicação de carga
estática em estágios crescentes, com incrementos iguais, onde em cada estágio a é
mantida a carga até a estabilização dos recalques ou por um intervalo mínimo de 30
minutos. A estabilização dos recalques ocorre quando a diferença entre as leituras
no instante t e t/2 resultar em até 5% do deslocamento ocorrido no estágio anterior
(NBR 12.131 – ABNT, 1991). Cada incremento de carga é limitado a 20% da carga
de trabalho prevista em projeto.
A ruptura do sistema estaca-solo é caracterizada quando um pequeno
acréscimo de carga provoca um grande recalque, denominada carga estática última.
2.4.1.2 Prova de carga dinâmica
A prova de carga dinâmica é um ensaio que pretende obter a estimativa da
capacidade de carga estática do sistema estaca-solo, a partir da imposição de um
carregamento dinâmico axial sobre o topo da estaca, sendo que a análise é feita
com base nos princípios da teoria da onda, aplicada à cravação ou recravação de
estaca, conforme NBR 13208 (ABNT, 1994).
O ensaio tradicional consiste na aplicação de um ciclo de impactos de energia
constante no topo da estaca, ou seja, o peso (martelo) caindo de uma mesma altura,
sobre o sistema de amortecimento instalado no topo da estaca. Mais tarde, em
1989, Aoki desenvolveu uma nova metodologia que ficou conhecida como ensaio de
carregamento dinâmico de energia crescente. A altura de queda do peso sobre o
sistema de amortecimento da estaca é crescente e, com auxílio de equipamento
“Pile Driving Analyzer” (PDA), são medidos em campo a resistência estática
mobilizada por cada golpe do martelo (RMX) e o deslocamento máximo imposto
(DMX), na seção onde são instalados os transdutores, determinando assim a curva
RMX versus DMX, similar à curva carga-recalque obtida em uma prova de carga
estática (FOÁ, 2001).
37
Para a estaca hélice contínua, o ensaio dinâmico é realizado após a sua
concretagem. No topo da estaca concreta-se um bloco de coroamento, que receberá
os golpes do martelo e onde serão instalados os transdutores.
É importante usar um martelo capaz de aplicar uma energia que mobilize o
máximo possível da resistência disponível do solo. Para estacas moldadas in loco, a
norma sugere o uso de um pilão com peso equivalente a de 1 % a 1,5% da carga de
ruptura que se deseja medir. Para fator de segurança mínimo igual a 2,0, isto
corresponde a de 2% a 3% da carga de trabalho. Por exemplo, estaca para carga de
trabalho igual a 100 tf, com fator de segurança igual a 2,0 é necessário medir 200 tf.
O pilão deverá ter de 2 a 3 tf. Os martelos utilizados nos ensaios realizados na obra
foram de 2,50 e 2,85 tf.
Os registros do equipamento PDA dos ensaios de carregamento dinâmico são
captados e analisados por duas ferramentas desenvolvidas para este fim,
denominados por CASE, por ter sido criado pelo Case Institute of Techonology, e
CAPWAP (Case Pile Wave Analysis Program). Posteriormente, esta última
ferramenta foi implementada, pela necessidade de analisar estacas cada vez mais
profundas (acima de 30 metros), originando o CAPWAPC (Case Pile Wave Analysis
Program Continuous Model) (FOÁ, 2001).
A instrumentação e ensaio dinâmico consistem na avaliação da capacidade
de carga mobilizada em campo pelo método CASE e, em seguida, faz-se uma
avaliação mais acurada, pelo software CAPWAP, que utiliza os sinais de força e
velocidade gravados in loco.
2.5 ASPECTOS RELEVANTES DA EXECUÇÃO
Dentre os diversos aspectos que influem na correta execução das estacas
hélice contínua, pode-se destacar, os que seguem (ALMEIDA NETO, 2002):
2.5.1 Procedimentos prévios à execução das estacas
Antes do início da execução das estacas, é necessária a observância de
alguns procedimentos importantes. Devido ao tamanho e porte dos equipamentos
38
necessários para a execução destas estacas, é de vital importância a avaliação de
possíveis trajetos e itinerários para acesso ao local da obra e instalações. Também,
de acessibilidade e deslocamentos da perfuratriz dentro das instalações da própria
obra, e de capacidade de suporte do terreno com relação ao equipamento.
Deve ser previamente estudada e definida a programação de fornecimento do
concreto, de maneira a evitar quaisquer atrasos e conseqüentes interrupções ou
impossibilidade da condução dos trabalhos de concretagem.
2.5.2 Controle da concretagem
Este talvez seja o item mais importante para a garantia de qualidade da
estaca. Ao mesmo tempo é o fator que tem causado os maiores problemas em
estacas hélice na prática, não só por dificuldades de se obter um concreto de
qualidade devido ao processo executivo, mas também, em razão do concreto não
ser de responsabilidade da empresa executora da estaca, e sim da concreteira
(fornecedora de concreto), que é normalmente contratada pela construtora da obra,
e não pela empresa executora das fundações.
A substituição do pedrisco por pó de pedra, por exemplo, pode causar perda
de resistência da estaca e efeito bucha no concreto durante a concretagem ou até
mesmo entupimento da mangueira. Um outro aspecto que pode causar perda de
desempenho em estacas hélice contínua, diz respeito à etapa de início ou reinício da
concretagem, ao término do concreto de um caminhão e início do bombeamento de
concreto de um novo caminhão. Pode haver uma subida demasiadamente rápida da
perfuratriz.
2.5.3 Pressão de injeção
A pressão de injeção do concreto influi na homogeneidade e integridade da
estaca. A pressão normalmente utilizada é de 1 a 2 bar (100 a 200 KPa), sendo zero
para os casos de execução em camadas de argilas moles ou solos muito fracos.
Esta pressão também pode influir na capacidade de carga das estacas.
Possivelmente, maior pressão de injeção leva a um maior confinamento lateral no
fuste da estaca e a um maior atrito lateral na mesma.
39
2.5.4 Sistema de injeção do concreto
Para que a estaca seja corretamente executada e produza os padrões de
qualidade e desempenho, conforme previsto em projeto, é importante que o sistema
de injeção de concreto (bomba, mangueira etc.), esteja em perfeito estado de
funcionamento.
Antes de começar a primeira estaca do dia posterior, o tubo precisa de
lubrificação para permitir a fluência normal do concreto. Para esta lubrificação,
costuma-se misturar dois sacos de cimento (de 50 kg) em cerca de 200 litros de
água (calda de lubrificação) dentro do cocho. Então, a calda é lançada por meio de
bombeamento, como se a estaca estivesse sendo concretada. Quando toda a calda
tiver sido lançada fora e se estiver garantido que toda a rede já está com concreto,
interrompe-se o lançamento do mesmo, coloca-se a tampa do trado e inicia-se a
perfuração da estaca. O descumprimento deste procedimento pode comprometer o
desempenho da estaca.
2.6 ASPECTOS GEOTÉCNICOS
São relacionados a seguir alguns problemas e orientações importantes na execução
de estacas hélice contínua, referentes ao subsolo.
2.6.1 Solos muito resistentes
A execução neste tipo de terreno merece uma atenção especial, pois para
garantir o comprimento mínimo da estaca, é necessário algumas vezes, “aliviar” a
perfuração, ou seja, girar o trado parado para quebrar o atrito e possibilitar o avanço.
Tal procedimento, na medida em que transporta o solo, provoca desconfinamento do
terreno e, assim, redução da capacidade de carga. Este alívio, também pode ser
necessário, em algumas vezes na extração da hélice. Na ocorrência desta situação,
Penna et al. (1999) recomenda reduzir a carga sobre a estaca do que correr o risco
de comprometer o trado ao ser forçado a penetrar muito na camada resistente.
40
2.6.2 Camada de argila mole confinada
A execução em camadas de argilas moles confinadas é problemática em
relação a um elevado sobre-consumo de concreto e à ruptura do solo em razão da
pressão do concreto. Na concretagem, tem de haver um controle rigoroso da subida
do trado, para garantir o sobre-consumo, e assim, a integridade da estaca. Como o
solo é frágil e o concreto é injetado sob pressão, o sobre-consumo deverá ser
grande, por ruptura do solo desta camada. Normalmente por estes motivos,
concreta-se sob pressão nula nesta camada (ALMEIDA NETO, 2002).
2.6.3 Camada de argila mole superficial
O maior problema, nesta situação, é o peso do equipamento que pode ser
excessivo para a capacidade de suporte do terreno. Em alguns casos, toda esta
camada é retirada através de escavação da camada superficial até se atingir uma
camada de maior capacidade de carga, para suporte do equipamento de execução
da estaca.
Por falta de capacidade de suporte do solo, a concretagem não pode ser feita
também com pressão. Normalmente a pressão de concretagem para este tipo de
solo é zero. Por isso, recomenda-se armar a estaca ao longo de toda camada mole.
Cita-se ainda a possibilidade, do trado hélice contínua, puxar o equipamento
de execução para baixo, com a hélice ficando instável ou até mesmo tombar antes
da perfuração.
Com relação à execução da estaca, a concretagem deve ser feita até atingir a
cota do terreno, pois, caso contrário, pode haver desmoronamento de solo que pode
contaminar o concreto da cabeça da estaca (ALMEIDA NETO, 2002).
2.6.4 Camadas de areias puras na região da ponta
Em estacas hélice contínua, neste tipo de terreno, deve-se ter cuidado para
garantir a resistência de ponta. Para isto, deve-se iniciar a concretagem com giro
lento do trado, no sentido da introdução do trado, de modo a criar um componente
41
ascendente e evitar a queda de grãos de areia. Esse giro deve ser lento para
minimizar o efeito de transporte, evitando assim, o desconfinamento do solo
(ALMEIDA NETO, 2002).
2.7 VANTAGENS E DESVANTAGENS DA ESTACA HÉLICE CONTÍ NUA
No meio técnico da engenharia de fundações, nos últimos anos tem
aumentado a preocupação com o uso de estacas que diminuam ou, se possível,
eliminem as vibrações causadas durante sua execução, um dos grandes
inconvenientes relacionado às estacas pré-moldadas.
2.7.1 Vantagens
As estacas hélice contínua apresentam (HACHICH, 1996):
a) Alta produtividade, diminuindo substancialmente o cronograma da obra
com utilização de apenas uma equipe de trabalho;
b) O processo de execução não provoca distúrbios e vibrações típicos dos
equipamentos geralmente utilizados para estacas cravadas, além da percussão não
causar descompressão do solo;
c) É grande a variedade de solos em que pode ser utilizada este tipo de
estaca, inclusive rochas brandas, exceto na presença de matacões e rochas.
Entretanto, para subsolos para subsolos contendo camadas de areia fofa submersa,
será necessário reavaliar a utilização deste tipo de estaca;
d) Podem perfurar solos com SPT acima de 50 e a perfuração não gera
detritos poluídos por lama bentonítica, eliminando os inconvenientes relacionados à
disposição final do material resultante da escavação.
Outras vantagens apresentadas pela estaca hélice contínua (ALMEIDA
NETO, 2002):
a) Execução monitorada eletronicamente;
42
b) Perfuração sem necessidade de revestimento ou fluido de estabilização
(lama bentonítica ou polímeros) para contenção do furo, pois o solo fica contido
entre as pás da hélice;
c) Podem ser utilizadas na presença de nível de água;
d) A injeção de concreto sob pressão garante uma melhor aderência no
contato estaca-solo.
2.7.2 Desvantagens
Segundo Hachich (1996) e Almeida Neto (2002), as principais desvantagens
deste tipo de estaca são:
a) As áreas de trabalho devem ser planas e de fácil movimentação, devido ao
porte dos equipamentos, assim como o solo deve ter capacidade de suportar o peso
dos equipamentos, durante seu transporte e execução da estaca;
b) Devido a sua alta produtividade e do alto volume de concreto demandado
durante a execução das estacas, é necessária a presença de uma central de
concreto nas proximidades do local da obra;
c) Necessidade de um equipamento para a limpeza do material gerado
durante a escavação, a exemplo de uma pá-carregadeira;
d) Limitação do comprimento da estaca e armação;
e) Necessidade de uma quantidade mínima de estacas para compensar o
custo, normalmente elevado, de mobilização dos equipamentos. Sua utilização em
locais distantes dos centros, onde normalmente estes equipamentos são
disponíveis, tende a elevar ainda mais o custo de transporte do maquinário. Cabe
ressaltar que o custo deste tipo de fundação deverá ser contextualizado no custo
total da obra, ou seja, a participação do seu valor no montante total;
f) A qualidade na execução depende da sensibilidade e experiência do
operador da perfuratriz de execução da hélice.
43
2.8 INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA
Qualquer obra de engenharia civil exige um conhecimento mínimo de
mecânica dos solos. Para a elaboração de projetos de fundações, é necessário
conhecer as diversas camadas do subsolo e determinar as suas propriedades
mecânicas. A obtenção destas propriedades pode ser feita através de ensaios de
laboratório ou de campo. Na prática, entretanto, há predominância quase que total
dos ensaios “in situ”, ficando a investigação laboratorial restrita a outros projetos que
não os de fundações ou, então, tendo o objetivo de complementarem informações
obtidas no campo. Existem vários ensaios de campo, dentre os quais estão citados
aqueles que estão relacionados com a resistência dos solos:
- O “Standard Penetration Test” – SPT;
- O “Standard Penetration Test” com medidas de torque – SPT-T;
- O ensaio de penetração de cone – CPT;
- O ensaio de palheta – “Vane Test”;
O SPT, também chamado de sondagem a percussão ou de simples
reconhecimento, é sem dúvida, o ensaio mais realizado na grande maioria dos
países, inclusive no Brasil. Ressalta-se que nos últimos anos a tendência é substituí-
lo pelo SPT-T, que tem relativamente o mesmo custo e é mais completo (HACHICH,
1996), por que além da medida dinâmica (N), obtêm-se também uma medida
estática (o torque pode ser utilizado para aferir a resistência estática de atrito
lateral), além de eliminar grande parte dos erros do ensaio tradicional SPT,
decorrentes de fatores tais como o peso da massa cadente, atrito das hastes, altura
de queda do martelo, contagem do número de golpes, peso e rigidez das hastes,
estado do amostrador, tipo de corda, etc. (PRESA, 1997).
Este trabalho apresenta apenas a descrição do SPT, tendo em vista que foi
este o ensaio utilizado na obra em estudo para o dimensionamento das fundações,
além dos resultados de prova de carga dinâmica.
44
2.8.1 Sondagem de simples reconhecimento com SPT
Este ensaio é normatizado no Brasil pela NBR-6484 (ABNT, 2001), que
consiste basicamente na cravação do amostrador padrão no solo, através de queda
livre de um martelo de 65 kg, caindo de uma altura de 75 cm. As características do
amostrador estão especificadas na referida norma.
Previamente à execução das sondagens, determina-se em planta, no terreno
a ser investigado, a posição dos furos que serão perfurados. A NBR 8036 (ABNT,
1983) determina como deve ser realizada a programação das sondagens de simples
reconhecimento para fundações de edifícios. Nestes casos, procura-se dispor os
furos nos limites de projeção do edifício, com distancia de 15 a 30 metros e não
alinhados. Nas investigações preliminares de áreas extensas para estudo de
viabilidade, a distância entre os furos é de 50 a 100m e quando da definição do
projeto, a investigação deve ser complementada, conforme mencionado
anteriormente (HACHICH,1996).
Para iniciar uma sondagem, monta-se sobre o terreno, no ponto onde estão
locados os furos, um cavalete de quatro pernas; em seu topo é montado um
conjunto de roldanas, por onde passa uma corda, geralmente de sisal. Este conjunto
auxiliará no manuseio e levantamento do “peso”, como pode ser observado na
Figura 2.8.
Figura 2.8 – Sondagem de simples reconhecimento a percussão SPT.
45
Com o auxilio de um “trado cavadeira”, perfura-se o terreno até a
profundidade de 1m para o começo da penetração dinâmica. Através de sucessivas
quedas do “martelo”, penetra-se 45 cm do amostrador, sendo anotado o número de
golpes para cada avanço de 15 cm (NBR- 6484, ABNT, 2001). A soma do número
de golpes necessários para a penetração dos primeiros 30 cm é conhecido como Ni
(SPT inicial) e a soma para os últimos 30 cm é o Nf (SPT final) ou N, como é
denominado (GEOMEC, 2008).
Segundo Hachich (1996), a sondagem à percussão é um procedimento
geotécnico de campo, capaz de amostrar o solo e, quando associado ao ensaio de
penetração dinâmica (SPT), mede a resistência do solo ao longo da profundidade
perfurada, portanto, ao realizar este ensaio, pretende-se conhecer:
- O tipo de solo atravessado, a partir da retirada de uma amostra de solo
deformada, a cada metro de perfuração
- A espessura de cada camada
- A resistência (N) oferecida pelo solo à cravação do amostrador padrão, a
cada metro perfurado e
- A posição do nível ou dos níveis d’água, quando encontrados durante e
perfuração.
Estas informações são necessárias para o cálculo da tensão admissível do
solo, escolha do tipo de fundação a ser adotada, cota de assentamento do elemento
de fundação, dimensionamento da fundação, estimativa da capacidade de carga e
recalque da fundação no solo.
2.9 ELEMENTOS PARA O DIMENSIONAMENTO DE FUNDAÇÕES E M ESTACA
A determinação da capacidade axial de suporte de fundações pode ser
realizada por métodos analíticos (diretos e indiretos), que são baseados nas
propriedades do solo obtidas através de ensaios de laboratório ou campo (in situ),
por métodos dinâmicos e, por último, baseados em resultados de prova de carga
(ANJOS, 2006).
46
O comprimento e diâmetro das estacas são determinados, levando-se em
consideração um conjunto de informações: carga nos pilares, resultados obtidos na
sondagem a percussão e cálculo da carga de ruptura da fundação no solo. Na fase
de projeto, o cálculo das cargas de ruptura e admissível pode ser feito utilizando-se
diversos métodos de capacidade de carga, que podem ser teóricos ou semi-
empíricos (estes são muito utilizados na engenharia) e que foram desenvolvidos em
função do tipo e execução das estacas (cravadas ou escavadas).
Os cálculos e previsões realizados em fase de projeto, para dimensionamento
de fundações profundas, deverão ser confirmados com a realização de provas de
carga no local da obra.
De acordo com Hachich (1996), embora as estacas hélice contínua sejam
executadas por meio de escavação do terreno, os resultados das provas de carga
têm mostrado que o seu comportamento está mais próximo das previsões feitas
para estacas cravadas.
A profundidade máxima exeqüível da hélice e a distância mínima até a divisa
do terreno vizinho dependem, basicamente, do equipamento a ser utilizado.
Na Tabela 2.2, estão os valores das cargas usuais utilizadas no
dimensionamento, suportadas pelo concreto da estaca, em função do diâmetro
externo da hélice.
Tabela 2.2 – Carga máxima estrutural do concreto no dimensionamento da estaca
hélice contínua (HACHICH, 1996)
Diâmetro da Hélice
(mm)
Cargas Usuais
(kN)
Diâmetro Interno Haste
(mm)
275 250-350 100
350 350-500 100
400 500-650 100
425 550-700 100
500 700-1000 100
600 1100-1400 100
700 1550-1900 100
800 2000-2500 150
900 2550-3100 150
1000 3150-3900 150
47
A carga admissível estrutural indicada é a máxima carga que a estaca poderá
resistir, visto que corresponde à resistência estrutural do material da mesma.
Entretanto, há necessidade de dotar a estaca de um procedimento tal para que essa
carga possa ser atingida sob o ponto de vista do contato estaca-solo. Esse
procedimento constitui o que se denomina “previsão de capacidade de carga”.
A capacidade de carga das estacas é dada pela soma das parcelas de atrito
lateral e de ponta (Figura 2.9), que dependem do tipo de terreno, do diâmetro e do
comprimento da estaca.
plúlt PPP +=
Sendo:
últP = Carga de Ruptura ou Capacidade de Carga;
lP = Parcela transmitida por atrito lateral ao longo do fuste (PL);
pP = Parcela transmitida pela ponta (PP).
Figura 2.9 – Esquema das parcelas de atrito lateral e resistência de ponta para a
previsão da capacidade de carga da estaca.
Em resumo, pode-se afirmar que:
- O desempenho das estacas hélice contínua é bastante influenciado pela
perícia do operador do equipamento de execução
48
- Na prática têm-se verificado maiores problemas em relação ao controle e
qualidade na execução das estacas, do que problemas relacionados ao
dimensionamento em projetos.
- A estaca hélice contínua apresenta-se como uma excelente solução em
fundação para uma grande variedade de obras, tendo em vista, principalmente, sua
alta produtividade, elevada capacidade de carga e ausência de vibrações durante a
execução.
Para a previsão da capacidade de carga de estacas do tipo hélice contínua,
existem métodos tradicionais e vários métodos especificamente propostos para essa
estaca, como serão vistos a seguir.
2.10 MÉTODOS SEMI-EMPÍRICOS PARA A PREVISÃO DA CAPA CIDADE DE
CARGA
Pesquisadores, em todo o mundo, tentam correlacionar equações que
possuem relações diretas com métodos práticos (provas de carga), que variam
principalmente de acordo com o tipo de investigação geotécnica, assim como o solo
encontrado em cada região, gerando assim, métodos semi-empíricos de previsão de
capacidade de carga. Os métodos tradicionais e específicos para as estacas hélice
contínua são descritos a seguir.
2.10.1 Métodos tradicionais para a previsão da capa cidade de carga em
estacas
Os métodos tradicionais mais utilizados no Brasil são os propostos por Aoki &
Velloso (1975) e Décourt & Quaresma (1978).
49
2.10.1.1 Método de Aoki & Velloso (1975)
Os autores apresentaram um método para o cálculo da capacidade de carga
última em estacas a partir dos dados obtidos com os resultados dos ensaios CPT.
Posteriormente, as fórmulas foram adaptadas para o ensaio de SPT, que são os
mais utilizados em nosso país.
O método leva em consideração o tipo de solo e estaca analisados.
• Parcela do atrito lateral
∑=n
nnAAl LNKDP1
..... απ
Onde:
AK e Aα = coeficientes tabelados que variam em função do tipo de solo (Tabela 2.3);
nN = número de golpes de SPT de cada camada;
nL = comprimento de cada camada;
D = diâmetro da estaca;
n= número de camadas.
• Parcela da ponta
APAp KND
P .4
. 2π=
Onde:
AK = coeficiente tabelado que varia em função do tipo de solo (Tabela 2.3);
PAN = número de golpes SPT da camada de apoio da ponta da estava;
50
Tabela 2.3 – Coeficientes AK e Aα (Aoki & Velloso, 1975).
Tipo de Solo AK (kPa)
Aα (%)
Areia 1000 1,4 Areia siltosa 800 2,0 Areia silto-arenosa 700 2,4 Areia argilosa 600 3,0 Areia argilo-siltosa 500 2,8 Silte 400 3,0 Silte arenoso 550 2,2 Silte areno-argiloso 450 2,8 Silte argiloso 230 3,4 Silte argilo-arenoso 250 3,0 Argila 200 6,0 Argila arenosa 350 2,4 Argila areno-siltosa 300 2,8 Argila siltosa 220 4,0 Argila silto-arenosa 330 3,0
Os autores consideraram os coeficientes 1F e 2F que foram definidos para
ponderar as diferenças entre o comportamento do cone (modelo) e a estaca
(protótipo). Estão definidos na Tabela 2.4 os valores dos coeficientes de
transformação, 1F e 2F , em função do tipo de estaca.
A carga última, portanto, é obtida pela resistência de ponta ( pP ) e pelo atrito
lateral ( lP ) divididos pelos coeficientes 1F e 2F , respectivamente, conforme
expressão abaixo:
21 F
P
F
PP lp
últ +=
Adotando-se fator de segurança igual a 2, a carga admissível ( admP ) é dada
pela seguinte expressão:
2últ
adm
PP =
51
Tabela 2.4 – Coeficientes de transformação 1F e 2F (Aoki e Velloso, 1975).
Tipo de estaca 1F 2F Franki 2,5 5,0 Pré-moldada 1,75 3,5 Metálica 1,75 3,5 Escavada 3,0 6,0
A primeira proposição destes autores foi 1F =3,5 e 2F =7,0, para as estacas
escavadas com lama bentonítica, porém, os valores 1F =3,0 e 2F =6,0 consolidaram-
se e são utilizados até hoje (MAGALHÃES, 2005).
Vale ressaltar que este método empírico foi proposto há mais de 30 anos,
sendo desenvolvido em uma determinada área geotécnica, portanto, sua utilização
em outras regiões requer bastante cuidado, com objetivo de se obter maior
confiabilidade nos resultados. Além disso, o método foi desenvolvido para ser
utilizado no estudo de estacas Franki, pré-moldada, metálicas e escavadas.
2.10.1.2 Método de Décourt & Quaresma (1978)
Décourt & Quaresma (1978) apresentaram um método de previsão da carga
última em estacas com base nos resultados do ensaio de SPT. Este método foi
proposta inicialmente para avaliação de estacas de deslocamento, mas
posteriormente foi adaptado para utilização em outros tipos de estacas. Mais
recentemente foi adequado aos resultados do ensaio de SPT-T (sondagem à
percussão com medida de torque).
A carga de ruptura é resultado da soma das parcelas de atrito lateral e de ponta
da estaca.
• Parcela do atrito lateral
1013
.. ×
+= ll
NLDP π (kPa)
52
Onde:
D = diâmetro da estaca (m);
L = comprimento da estaca (m);
lN = média dos valores de N ao longo do fuste, exceto o da camada da ponta e do
primeiro metro da superfície.
• Parcela da ponta
( )PDp NCD
P .4
.π=
Onde:
C = coeficiente tabelado que depende do tipo de solo (Tabela 2.5);
PDN = média do número de golpes do ensaio SPT na camada da ponta da estaca,
imediatamente acima, imediatamente abaixo desta.
Tabela 2.5 – Valores de C em função do tipo de solo (DÉCOURT & QUARESMA,
1978)
Tipo de solo Valores de C (kPa)
Argila 120 Siltes argilosos 200 Siltes arenosos 250 Areias 400
Para este método, quando o número de golpes for inferior a 3, adotar-se-á 3
como valor mínimo, e 50 para o SPT que ultrapassar este valor.
2.10.2 Métodos específicos para a previsão da capac idade de carga em estacas
hélice contínua
Abaixo alguns métodos que foram desenvolvidos especificamente, ou
também são aplicáveis, para a previsão da capacidade de carga em estaca hélice
contínua.
53
2.10.2.1 Método de Décourt & Quaresma (1978) modificado por Décourt et al.
(1996)
O método originalmente proposto por Décourt & Quaresma (1978), foi
desenvolvido para utilização em estaca padrão. Décourt et al. (1996) sugeriu a
introdução de dois coeficientes para correção da reação de ponta e a parcela do
atrito lateral, para diferentes tipos de solos, e possibilitar assim, a análise de outros
tipos de fundações.
Com a introdução dos coeficientes, a fórmula para o cálculo da carga última, é
conforme a seguir:
( ) 1013
....4
. 2
×
++= lDPDDúlt
NLDNC
DP πβπα (kPa)
Os valores de Dα e Dβ para os diversos tipos de estacas e para os diferentes
tipos de solos, estão definidos na Tabela 2.6.
Tabela 2.6 – Valores dos coeficientes Dα e Dβ em função do tipo de solo e do tipo
de estaca (HACHICH et al., 1996).
Tipo de estaca Tipo de Solo Escavada
em geral Escavada (bentonita)
Hélice Contínua
Injetada (Raiz)
Injetada (Sob pressão)
Valores típicos de Dα Argilas 0,85 0,85 0,30* 0,80* 1,00* Siltes 0,60 0,60 0,30* 0,65* 1,00* Areias 0,50 0,50 0,30* 0,50* 1,00* Valores típicos de Dβ Argilas 0,80* 0,90* 1,00* 1,50* 3,00* Siltes 0,65* 0,75* 1,00* 1,50* 3,00* Areias 0,50* 0,50* 1,00* 1,50* 3,00*
* Valores para orientação devido ao reduzido número de dados disponíveis.
54
2.10.2.2 Método de Antunes & Cabral (1996)
Os autores propõem um método de previsão da capacidade de carga em
estacas hélice contínua a partir dos resultados do ensaio SPT, com base em
informações obtidas em nove provas de carga estáticas realizadas em estacas com
diâmetro de 35, 50 e 75 cm; fazendo uma comparação entre 2 (dois) métodos semi-
empíricos tradicionais, Décourt & Quaresma (1978) e Aoki & Velloso (1975).
A partir do ensaio de SPT, os autores propuseram as seguintes correlações:
+=
4
.......
2
21
DNLDNPúlt
πβπβ
N.1β e N.2β em kPa
≤N.2β 4.000 kPa
Onde:
D = diâmetro da estaca;
L = comprimento da estaca;
N = índice de resistência à penetração do ensaio SPT;
últP = carga última da estaca;
1β e 2β = parâmetros para o cálculo do atrito lateral e da resistência de ponta,
respectivamente, que dependem do tipo de solo (Tabela 2.7).
Tabela 2.7 – Parâmetros 1β e 2β (ANTUNES & CABRAL, 1996).
Solo 1β (%) 2β Areia 4,0 a 5,0 2,0 a 2,5 Silte 2,5 a 3,5 1,0 a 2,0 Argila 2,0 a 3,5 1,0 a 1,5
2.10.2.3 Método de Alonso (1996)
Método semi-empírico desenvolvido para a previsão da capacidade de carga
última em estacas hélice contínua, utilizando os resultados do ensaio SPT-T,
55
proposto inicialmente, em 1996, para a Bacia Sedimentar Terciária da cidade de São
Paulo, posteriormente reavaliado (2000) para duas novas regiões geotécnicas,
formação Guabirotuba e os solos da cidade de Serra-ES.
Para a determinação do atrito lateral na carga última, Alonso (1996)
correlaciona o atrito lateral sf e a carga de ponta, com os valores de máxT e mínT ,
obtidos nos resultados do ensaio SPT-T.
A carga última é definida através da seguinte expressão:
• Parcela do atrito lateral
( )∑ ∆= ll rlUP ..
Onde:
U = perímetro da seção transversal do fuste da estaca;
l∆ = trecho onde se admite atrito lateral unitário lr constante;
lr = sAl f.α (adesão média na carga última ao longo do fuste da estaca) – ver Tabela
2.8;
Alα = coeficiente de correção do atrito lateral sf , obtido através da interpretação de
provas de carga carregadas até as proximidades da carga última – ver Tabela 2.8;
sf = adesão calculada a partir do torque máximo (em kgf.m) e a penetração total (em
cm) do amostrador, no ensaio SPT-T.
Tabela 2.8 – Limites de lr e valores de Alα propostos por Alonso (1996) para
estacas hélice contínua.
Região Limite de lr Alα
Bacia sedimentar de São Paulo ≤ 200 kPa 0,65 Formação Guabirotuba ≤ 80 kPa 0,65 Cidade de Serra-ES ≤ 200 kPa 0,76
No ensaio SPT, geralmente e penetração total do amostrador é de 45 cm,
exceto em solos muito moles, onde a penetração acontece ser maior que 45 cm, e
em solos muitos resistentes, onde a penetração total é inferior a 45 cm.
plúlt PPP +=
56
Para a obtenção do valor de sf , utiliza-se a equação proposta pelo
idealizador do ensaio SPT-T, Ranzini (ALONSO, 1996), conforme abaixo:
032,041,0
100
−××
=h
Tf máx
s
Onde:
máxT = torque máximo expresso em kfg.m;
h= penetração total do amostrador, em cm (geralmente 45 cm);
sf = adesão máxima, em kPa.
Para a penetração total do amostrador igual a 45 cm, a expressão acima
resulta em:
18,0máx
s
Tf = (kPa)
O autor sugere as seguintes correlações entre o tradicional ensaio SPT e o
SPT-T, para o cálculo do atrito lateral e resistência de ponta, a partir do número de
golpes N do ensaio SPT:
máxT = N.2,1 e mínT = N.0,1 Para a formação Guabirotuba, as correlações são:
máxT = N.13,1 e mínT = N.98,0
Alonso (1996) alerta que, antes de utilizar o método, o ideal é inicialmente
encontrar estas correlações para o caso de outras regiões.
• Parcela da ponta
ppp rAP .=
Onde:
pA = área da projeção da ponta da estaca sobre um plano perpendicular ao eixo da
mesma;
57
2
)2()1(mínmín
Alp
TTr
+= β
Onde: )1(
mínT = média aritmética dos valores de torque mínimo (em kgf.m) do trecho D8
acima da ponta da estaca. Considera-se nulo os mínT acima do nível do terreno,
quando o comprimento da estaca for menor do que D8 ;
)2(mínT = média aritmética dos valores de torque mínimo (em kgf.m) do trecho D3 ,
medido para baixo, a partir da ponta da estaca.
O autor recomenda que os valores de mínT adotado, sejam no máximo 40
kgf.m.
Alonso (1996, 2000b) determinou os valores para Alβ conforme a Tabela 2.9
nas regiões analisadas.
Tabela 2.9 – Valores de Alβ (em kPa/kgf.m) em função do tipo de solo para as
regiões analisadas.
Região Alβ (areia) Alβ (silte) Alβ (argila)
Bacia sedimentar de São Paulo 200 150 100 Formação Guabirotuba - - 80 Cidade de Serra-ES 260 195 130
2.10.2.4 Método de Gotlieb et al. (2000)
A partir da análise de 48 provas de carga estática em estacas do tipo hélice
contínua, os autores desenvolveram um método simples, com base nos ensaios
SPT, para estimar a tensão admissível no topo da estaca, sendo que a preocupação
principal foram os aspectos de segurança e ocorrência de recalques excessivos
(GOTLIEB et al., 2000).
Posteriormente, em 2002, analisando o banco de dados reunidos por Alonso
(2000), os autores confirmaram a validade desta técnica, baseada em um conjunto
de 99 provas de carga estáticas.
A tensão admissível a ser aplicada no topo da estaca, de acordo com o
método proposto, é dada pela expressão:
58
( )
+×= ∑
D
SPTSPTP tamédiodaponadm .125,0
60
Onde:
admP = tensão admissível a ser aplicada no topo da estaca (kN/m²);
tamédiodaponSPT = média dos valores obtidos no trecho D8 acima e D3 abaixo da ponta
da estaca;
∑SPT= somatório dos SPTN ao longo do comprimento da estaca, sendo que os
valores SPTN limitados a 50;
D = diâmetro da estaca (m).
Baseado na experiência profissional prática, os autores recomendam a
limitação de 5.000 kN/m² para o valor tensão admissível admP , para utilização em
projetos.
Gotlieb et al. (2000) conclui que o método se mostrou válido em 100% dos
casos quanto a ocorrência de recalques inferiores a 15 mm para as tensões de
utilização, ou seja, nas cargas de trabalho das estacas.
2.10.2.5 Método de Kárez & Rocha (2000)
Este método foi proposto para a estimativa da carga última de estacas do tipo
hélice contínua, a partir da análise de 38 provas de carga, realizadas na região Sul e
Sudeste do país, correlacionando as informações com os números de golpes
encontrados nos resultados dos ensaios de sondagem a percussão SPT.
O diâmetro das estacas analisadas variam de 35 a 80cm, e o comprimento
médio de 14,3 ± 4,39m.
A carga de ruptura é obtida pela soma das parcelas de atrito lateral e de
ponta.
• Parcela do atrito lateral:
∑= SPTl NDP ...9,4 π (kN)
59
Onde:
D = diâmetro da estaca (m);
∑ SPTN = soma de golpes de SPT ao longo do fuste da estaca.
• Parcela de ponta:
pSPTkrp ANKP ..= (kN)
Onde:
krK = 210 para argila, 250 para siltes e 290 para areia;
SPTN = número de golpes de SPT na ponta da estaca;
pA = área na ponta da estaca (m²).
2.10.2.6 Método de Vorcaro & Velloso (2000)
A partir do banco de dados organizado por Alonso (2000), os autores
estabeleceram, probabilisticamente, uma formulação com objetivo de prever a carga
última em estacas do tipo hélice contínua. Para isso, partiram dos princípios da
Regressão Linear Múltipla, solucionando, por mínimos quadrados, um sistema
formado por várias equações que simulam, cada uma, o fenômeno descrito pela
reação última medida em uma estaca carregada à compressão, levando-se em
consideração o solo onde foram executadas, avaliado através dos resultados dos
ensaios de SPT.
Para o cálculo da carga de ruptura, os autores encontraram melhores
resultados limitando os valores do SPTN ao longo do fuste em 50 golpes e na ponta
da estaca em 75 golpes.
A seguir, a expressão para o cálculo da carga última em estaca hélice
contínua, proposta:
( )29,0ln36,1lnln34,0ln96,1 ±+−= llpp xxxxúlt eP
60
Sendo que:
)(. pontaSPTpp NAx =
∑= )( fusteSPTl NUx
últP = carga última (kN);
pA = área da ponta da estaca (m²);
U = perímetro da estaca (m).
Na tabela 2.10, apresenta-se o resumo de todos os métodos estudados.
Tabela 2.10 – Resumo dos métodos estudados
Método Atrito Lateral Resist. de ponta Observação
Aoki & Velloso (1975)
21 F
P
F
PP lp
últ +=
Décourt & Quaresma
(1978)
503 ≤≤ N
Décourt et al.
(1996)
503 ≤≤ N
Antunes &
Cabral (1996)
Alonso (1996)
máxT = N.2,1
mínT = N.0,1
40≤N
Kárez & Rocha (2000)
-
Gotlieb et al.
(2000)
2/500 mtfPadm ≤
Vorcaro & Velloso (2000)
50≤fusteN
75≤pontaN
∑=n
nnAAl LNKDP1
..... απ APAp KND
P .4
. 2π=
1013
.. ×
+= ll
NLDP π ( )PDp NC
DP .
4
.π=
( )PDDp NCD
P .4
. 2πα=101
3.. ×
+= lDl
NLDP πβ
=
4
...
2
2
DNPp
πβLDNPl ....1 πβ= kPaN 4000.2 ≤β
∑
−××∆=
032,041,0
100...
h
TlUP máx
All α2
.)2()1(
mínmínAlpp
TTAP
+= β
( )
+×= ∑
D
SPTSPTP tamédiodaponadm .125,0
60
( )29,0ln36,1lnln34,0ln96,1 ±+−= llpp xxxxúlt eP
)(. pontaSPTpp NAx =∑= )( fusteSPTl NUx
∑= SPTl NDP ...9,4 π pSPTkrp ANKP ..=
61
3 ESTUDO DE CASO: CARACTERÍSTICAS E ENSAIOS
REALIZADOS
Neste capítulo, apresentam-se as características da obra e os ensaios
realizados, que serviram de subsídio para o estudo realizado.
3.1 CARCTERÍSTICAS DE FEIRA DE SANTANA-BA E LOCALIZ AÇÃO DA OBRA
EM ESTUDO
As estacas estudadas são parte integrante das fundações do viaduto 3, sobre
a rótula de acesso norte e sobre a BR-116, no bairro da Cidade Nova, no município
de Feira de Santana-BA. A figura 3.1 mostra a localização de Feira de Santana.
Figura 3.1 – Localização do município de Feira de Santana-BA
(http://maps.google.com.br/maps, acesso em 15/03/2009).
Feira de Santana é um município brasileiro do estado da Bahia, situado a 107
km de sua capital, Salvador, à qual se liga através da BR-324. Localiza-se a
12º16'00" de latitude sul e 38º58'00" de longitude oeste, a uma altitude de 234
62
metros. O clima da cidade é considerado tropical, úmido e semi-árido e sua
temperatura média é de 26,5°C ( http://pt.wikipedia.org/wiki/Feira_de_Santana,
acesso em 15/03/2009).
O solo de Feira de Santana contém: argila, caulim, areias, arenitos, granulitos
e minerais.
Seu relevo é formado por um conjunto de tabuleiros, planaltos e esplanadas.
Nota-se no município a presença de algumas serras, como: Serra da Agulha,
Cágado, Serra Grande, São José, Branco, Santa Maria e Boqueirão; mas nenhuma
destas ultrapassa os 300m de Altura. Atualmente conta com cerca de 584.497
moradores distribuídos em uma área de 1.363 km²
(http://pt.wikipedia.org/wiki/Feira_de_Santana, acesso em 15/03/2009). A Figura 3.2
mostra a localização da área de estudo, dentro do município de Feira de Santana.
Figura 3.2 – Localização da obra no município de Feira de Santana-BA
(http://maps.google.com.br/maps, acesso em 15/03/2009).
63
3.2 CARACTERÍSTICAS GEOTÉCNICAS DO LOCAL DA OBRA
Foram realizados ensaios de campo que englobou oito ensaios de SPT
(Standart Penetration Test), conforme croqui da Figura 3.3, que está na mesma
posição da Figura 3.2.
Figura 3.3 – Croqui de localização dos furos da sondagem a percussão (GEOMEC,
2008).
Na figura 3.3, os apoios 1 e 2 encontram-se próximos ao furo de sondagem
SP-08 e os apoios 5 e 6, praticamente coincidem com os furos SP-05 e SP-04,
respectivamente.
Na Figura 3.4 é apresentado o resultado de um furo de sondagem
representativo do local da obra (SP-08, utilizado para o cálculo da previsão da
capacidade de carga das estacas dos apoios 1 e 2). Este ensaio é bastante utilizado
no exercício da engenharia como um indicativo da densidade e resistência dos solos
64
granulares. Alguns métodos tradicionais, como Aoki & Velloso (1975) e Décourt &
Quaresma (1978), assim como métodos específicos para estaca hélice contínua
(Vorcaro & Velloso, 2000; Gotlieb et al., 2000 e outros), utilizam sistematicamente os
resultados de SPT. A figura mostra também o diagrama de variação de SPTN com a
profundidade. Observa-se que o solo é composto basicamente de uma camada de
areia siltosa de 1,60 m de espessura ( SPTN de 4) e por uma extensa camada de
silte-argiloso (com SPTN variando de 2 a 35), o que também pode ser observados
nos outros furos de sondagem, exceto SP-01 (ANEXO C), que possui uma camada
de cerca de 9 m de argila. O nível da água encontra-se na cota de aproximadamente
232m, a cerca de 7 metros de profundidade.
Os perfis de sondagem foram fornecidos pela Prefeitura Municipal e Feira de
Santana-BA.
Figura 3.4 – Resultado da sondagem a percussão SP-08 (GEOMEC, 2008).
65
A escolha para o estudo, somente dos apoios 1, 2, 5 e 6, foi devido a
realização de provas de carga dinâmica apenas nas estacas destes apoios no
viaduto 3. A Figura 3.5 mostra a localização dos apoios e dos furos de sondagem.
66
Apoio 1
Apoio 2
Apoio 3 Apoio 4
Apoio 5
Apoio 6
SP-08 SP-05
SP-04
Figura 3.5 – Planta com a localização dos apoios 1 a 6 e dos furos de sondagem SP-04, SP-05 e SP-08 (ANTW, 2008).
67
Todos as estacas possuem diâmetro de 60 cm e comprimento de 16m, 17m, 9m
e 6m, para os apoios 1 (8 estacas), apoio 2 (12 estacas), apoio 5 (20 estacas) e apoio 6
(20 estacas), respectivamente.
A figura 3.6 mostra as estacas e o perfil de sondagem mais próximo dos apoios 1
e 2 (SP-08) e a figura 3.7, o perfil de sondagem mais próximo do apoio 5 (SP-05). O
perfil d sondagem utilizado para o cálculo da capacidade de carga do apoio 6, foi o SP-
04, como pode ser observado na Figura 3.5.
Figura 3.6 – Esquema dos apoios 1 e 2 (ANTW, 2008).
Figura 3.6a – Esquema dos apoios 1 e 2 da obra.
AP1 AP2
68
Figura 3.7 – Esquema dos apoios 5 e 6 (ANTW, 2008).
Figura 3.7a – Esquema dos apoios 5 e 6 da obra.
AP5 AP6
69
3.3 ENSAIO DE CARREGAMENTO DINÂMICO
Foram realizados em campo, ensaios dinâmicos com instrumentação das
estacas moldadas in loco com a utilização do equipamento PDA (Pile Driving Analyser).
O objetivo deste ensaio consiste na avaliação da capacidade de carga mobilizada
através do método CASE, no momento do ensaio e posteriormente no escritório, com a
utilização do software CAPWAP, que utiliza os sinais de força e velocidade gravados
em campo. A descrição deste item foi baseada no Relatório Técnico (GEOMEC, 2008)
fornecido pela Prefeitura Municipal de Feira de Santana-BA.
As estacas monitoradas tem diâmetro de 600mm e comprimento variável,
materializadas em concreto com resistência característica – Fck de 20 MPa. A
velocidade da onda compressiva de 3.000 m/s utilizada corresponde ao módulo de
elasticidade dinâmico de 220.000 kg/cm².
Executou-se bloco de coroamento no topo das estacas projetado especialmente
para amortecer o impacto dinâmico. Os pares acelerômetros e transdutores de
deformação específica foram instalados nos blocos, diametralmente opostos, visando
compensar os efeitos da flexão quando da realização do ensaio.
O PDA registrou imediatamente, após cada golpe do martelo, os valores de
energia máxima transferida para a estaca (EMX), força máxima de compressão (FMX)
carga mobilizada pelo método CASE (RMX), função dos valores de damping do solo,
deslocamento (DMX), tensão de compressão (CSX), tensão de tração (TSX) e fator de
integridade (BETA).
A Tabela 3.1 mostra as estacas do viaduto 3 ensaiadas e as características do
ensaio. Ressalta-se que todas as estacas ensaiadas possuem diâmetro de 60 mm.
O ensaio dinâmico consistiu na aplicação de energias cinéticas crescentes no
topo do bloco de coroamento, através de golpes do martelo em queda-livre, de peso
conforme a Tabela 3.1, com alturas de queda variáveis e crescentes, até a mobilização
da carga máxima na interação estaca solo e/ou nos limites de tensões dinâmicas do
material que constitui a estaca.
70
Tabela 3.1 – Estacas ensaiadas e características do ensaio (GEOMEC, 2008).
Comprimento Datas Apoio Estaca Total Ab. Sens. Perf. Execução Ensaio
Martelo (kg)
E03 18,50 17,70 16,70 04/04/08 02/05/08 2.500 AP1 E08 18,70 17,90 17,50 03/04/08 02/05/08 2.500 E07 19,80 19,00 18,60 05/04/08 03/05/08 2.500 AP2 E11 19,00 18,20 17,80 05/04/08 02/05/08 2.500 E02 9,73 8,78 7,78 16/01/08 06/05/08 2.850 AP5 E06 9,49 8,54 7,54 16/01/08 06/05/08 2.850 E09 13,40 12,90 11,70 17/01/08 03/05/08 2.850
AP6 E17 13,20 12,70 11,50 17/01/08 03/05/08 2.850
A Tabela 3.2 contém os resultados da análise que reprocessa as medições de
campo através do método de CASE, considerando os valores máximos observados
para a carga máxima mobilizada e os valores de “j” calibrados através das análises
CAPWAP, das estacas ensaiadas do viaduto 3.
Tabela 3.2 – Resultado da análise através do método CASE (GEOMEC, 2008).
Apoio Estaca Carga Trab.
(t)
RMX (t)
DMX (mm)
Hq (m)
EMX (t.m)
% EMX
FMX (t) J
E03 90 t 315 6 3,5 1,49 17,02 352 0,6 AP1 E08 90 t 651 11 4,5 6,73 59,82 822 0,4 E07 90 t 313 9 4,5 3,20 36,57 566 0,8 AP2 E11 90 t 204 9 5,5 4,26 30,98 669 0,7 E02 90 t 465 10 4,5 3,77 29,40 596 0,8 AP5 E06 90 t 356 7 3,0 2,10 24,56 421 0,6 E09 90 t 554 7 3,0 1,96 22,92 361 0,6
AP6 E17 90 t 495 8 4,0 3,30 28,95 630 0,8
Onde:
RMX= Máxima Capacidade de Carga, processada através do método CASE;
DMX= Máximo Deslocamento medido ao nível dos sensores;
EMX= Máxima Energia Transferida, que passa ao nível dos sensores
FMX= Máxima Força de Compressão originada quando do impacto do martelo, medido
no nível dos sensores; e
J= Damping de CASE – Fator de Amortecimento de CASE;
Hq= Altura de queda do martelo.
71
O programa CAPWAP (Case Pile Wave Analysis Program) analisa os dados
colhidos em campo com processamento mais apurado do que o método CASE.
O processamento dos registros por este programa permite:
a) A estimativa da distribuição de resistência desenvolvida pelo solo ao longo da
estaca
b) Determinação da componente dinâmica desta resistência; e
c) Estimativa da capacidade de carga estático do sistema solo estaca.
O sinal de velocidade com base em um modelo assumido para o solo confinante
à estaca permite calcular a curva de força em função do tempo na seção da estaca ao
nível dos sensores. O modelo de solo é então aprimorado até que o melhor ajuste entre
as curvas medidas e calculadas de força seja obtido, modelo que corresponde a
solução CAPWAP para a estaca em estudo.
A Tabela 3.3 resume os resultados da análise através do método CAPWAP.
Tabela 3.3 - Resultado da análise através do método CAPWAP (GEOMEC,
2008).
Apoio Estaca Carga Trab.
(t) Golpe WS
(m/s) RU (t)
QAL (t)
% QAL
QP (t)
% QP J
E03 90 t 6 3.500 316,0 195,2 61,8 120,8 38,2 0,56 AP1 E08 90 t 8 3.900 668,1 255,9 38,3 412,1 61,7 0,43 E07 90 t 9 3.500 311,7 202,2 64,9 109,6 35,2 0,76 AP2 E11 90 t 10 3.500 210,9 116,2 55,1 94,7 44,9 0,70 E02 90 t 4 3.500 474,0 344,4 72,7 129,6 27,3 0,88 AP5 E06 90 t 2 3.500 354,1 286,7 81,0 67,4 19,0 0,59 E09 90 t 5 3.500 550,0 361,2 65,7 188,8 34,3 0,64
AP6 E17 90 t 6 3.500 480,0 236,8 49,3 243,2 50,7 0,84
Onde:
RU= Carga Última;
QAL= Máximo Atrito Lateral Disponível;
QP- Máxima Resistência de Ponta;
73
4 ANÁLISE DOS RESULTADOS
A partir dos esquemas das Figuras 4.1 e 4.4, onde constam as informações
sobre as estacas e o perfil de sondagem mais próximo dos apoios 1 e 2 e 5 e 6,
respectivamente, a capacidade de carga foi analisada para as estacas de cada apoio,
através de diversos métodos semi-empíricos tradicionais (Aoki e Velloso, 1975; Décourt
e Quaresma, 1978) e específicos (Décourt et al., 1996; Antunes e Cabral, 1996; Alonso,
1996; Gotlieb et al., 2000; Kárez e Rocha, 2000; Vorcaro e Velloso, 2000) para a estaca
do tipo hélice contínua.
As análises através do método proposto por Vorcaro & Velloso (2000), foram
realizadas utilizando-se os limites superiores (+0,29) para a última parcela do expoente
de sua equação, descrita no item 2.9.2.6, e também não foi analisado com relação às
parcelas de atrito lateral e resistência de ponta, em decorrência de não haver
separação entre estas duas, em sua concepção.
No Anexo A, constam as informações sobre as características e coeficientes
utilizados nos cálculos para os oito métodos estudados, como diâmetro, comprimento,
etc.
Todas as informações de projeto, utilizados para a elaboração deste trabalho,
estão disponíveis no Anexo B.
Para os métodos sem restrição quanto ao valor máximo do SPT, este índice foi
limitado a 75, que é a limitação máxima sugerida no método proposto por Vorcaro &
Velloso (2000), para a carga de ponta.
As camadas de argila mole a muito mole não foram consideradas no cálculo da
resistência por atrito lateral.
4.1 APOIO 1 (AP1)
A Figura 4.1 apresenta os resultados da previsão de carga de ruptura, utilizando
os métodos tradicionais e semi-empíricos e os resultados de prova de carga dinâmica,
74
para as estacas do apoio 1, considerando o perfil de solo indicado no furo de sondagem
SP-08.
São apresentados os resultados de prova de carga em cada estaca do apoio 1 e
a média desses resultados. O comprimento das estacas no projeto é igual a 16m.
221 29
3
187 24
6 318
500
754
381
316
668
492
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
Car
ga d
e ru
ptur
a (t)
Aoki eVelloso
Décourt eQuaresma
Décourt etal.
Antunes &Cabral
Alonso Gotlieb et al. Karez &Rocha
Vorcaro &Velloso
Prova Carga(AP1-E03)
Prova Carga(AP1-E08)
Prova Carga(média)
Comparação dos Resultados (APOIO 1)
Aoki e Velloso Décourt e Quaresma Décourt et al. Antunes & CabralAlonso Gotlieb et al.Karez & RochaVorcaro & VellosoProva Carga (AP1-E03)Prova Carga (AP1-E08)Prova Carga (média)
Figura 4.1 – Comparação das cargas de ruptura obtidas no ensaio de prova de carga
dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas do
apoio AP1.
Os valores encontrados pelos métodos de Aoki & Velloso (1975), Décourt et al.
(1996) e Antunes & Cabral (1996) apresentaram valores relativamente próximos e
bastante conservadores, considerando que representam apenas 45, 50 e 38%,
respectivamente, do valor da média das duas provas de carga do apoio.
Os resultados pelos métodos de Décourt & Quaresma (1978), Alonso (2000) e
Vorcaro e Velloso (2000) ficaram relativamente próximos entre si e do resultado da
prova de carga realizada na estaca E03. Se comparados com a média das provas de
carga, representam, respectivamente, 60, 65 e 77% deste valor.
O valor encontrado aplicando o método de Kárez & Rocha (2000) ficou muito
acima da média das provas de carga, representando cerca de 153% deste valor.
O método que apresentou o resultado mais satisfatório foi o proposto por Gotlieb
et al. (2000), equivalente a 102% da média das duas provas de carga.
75
A estaca E08 do apoio AP1 apresentou uma carga admissível extremamente
elevada, mais que o dobro da outra estaca no mesmo apoio (E03).
A Figura 4.2 mostra os valores encontrados para carga de ponta e por atrito
lateral nas estacas do apoio 1, obtidos das provas de carga dinâmica e, utilizando os
métodos de previsão de capacidade de carga.
Resultados Apoio 1 (PL e PP)
0
200
400
600
800
1000
Car
ga d
e ru
ptur
a (t
)
PP 163 153 46 113 142 450 530 121 412 266
PL 58 141 141 133 176 323 224 195 256 226
Aoki e Velloso
Décourt e
Quaresm
Décourt et al.
Antunes & Cabral
Alonso Gotlieb et
al. **Karez & Rocha
Prova Carga (E03)
Prova Carga (E08)
Prova Carga
(média)
Figura 4.2 – Cargas de ponta e por atrito lateral obtidas no ensaio de prova de carga
dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas do
apoio AP1 (comprimento das estacas igual a 16m)
Observa-se na Figura 4.2 que os valores para a resistência de ponta,
encontrados a partir dos métodos propostos por Kárez & Rocha (2000) e Gotlieb et al.
(2000) estão muito acima da média da resistência de ponta encontrada nas duas
provas de carga, representando 199% e 169%, respectivamente, deste valor.
As parcelas de atrito lateral das duas provas de carga estão relativamente
próximas, enquanto que as de resistência de ponta estão bastante dispersas. A
resistência de ponta da estaca E08 é mais que o triplo da estaca E03, embora as
estacas estejam próximas (cerca de 4,0m, no máximo), além de estarem apoiadas na
mesma cota.
76
O método proposto por Décourt et al. (1996) é extremamente conservador no
cálculo da resistência de ponta e o de Aoki & Velloso (1975), para a parcela de atrito
lateral.
As parcelas de atrito lateral que mais se aproximaram da média dos resultados
das provas de carga foram aquelas encontradas quando se utilizaram os métodos
propostos por Kárez & Rocha (2000) e Alonso (2000), equivalendo a 99 e 78%,
respectivamente.
Na tabela 4.1, apresenta-se os resultados das parcelas de atrito lateral (PL),
resistência de ponta (PP) e carga de ruptura (PR), calculados através dos oito métodos
estudados, assim como a relação entre PL e PR para cada um deles, em relação ao
apoio 1.
Tabela 4.1 – Resumo dos resultados do apoio 1, para as parcelas de atrito lateral,
resistência de ponta e total, através dos oito métodos estudados.
MÉTODO Aoki e Velloso
Décourt e Quaresma
Décourt et al.
Antunes &
Cabral Alonso Gotlieb
et al.** Karez & Rocha
Vorcaro &
Velloso
PL (t) 58 141 141 133 176 323 224
PP (t) 163 153 46 113 142 450 530
PR (t) 221 293 187 246 318 500 754 381
PL/PR 26% 48% 75% 54% 55% 65% 30% -
4.2 APOIO 2 (AP2)
A Figura 4.3 apresenta os resultados da previsão de carga de ruptura, utilizando
os métodos tradicionais e semi-empíricos e os resultados de prova de carga dinâmica,
para as estacas do apoio 2, considerando o perfil de solo indicado no furo de sondagem
SP-08.
77
225
373
254
257 35
4
500
823
415
312
211 26
1
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
Car
ga d
e ru
ptur
a (t)
Aoki eVelloso
Décourt eQuaresma
Décourt etal.
Antunes &Cabral
Alonso Gotlieb et al. Karez &Rocha
Vorcaro &Velloso
Prova Carga(AP2-E7)
Prova Carga(AP2-E11)
Prova Carga(média)
Comparação dos Resultados (APOIO 2)
Aoki e Velloso Décourt e Quaresma Décourt et al. Antunes & CabralAlonso Gotlieb et al. Karez & RochaVorcaro & VellosoProva Carga (AP2-E7)Prova Carga (AP2-E11)Prova Carga (média)
Figura 4.3 – Comparação das cargas de ruptura obtidas no ensaio de prova de carga
dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas do
apoio AP2
Analisando os dados da Figura 4.3, referente ao apoio AP2, verifica-se que os
valores encontrados utilizando-se os métodos de Aoki & Velloso (1975), Décourt et al.
(1996) e Antunes & Cabral (1996) apresentaram-se bem próximos entre si (variação de
14% no máximo entre eles) e também em relação à média dos ensaios das provas de
carga, representando cerca de 86, 87 e 98%, respectivamente. Para o apoio AP2,
esses métodos se mostraram como os mais satisfatórios.
Os valores encontrados através dos métodos Décourt & Quaresma (1978),
Alonso (2000) e Vorcaro e Velloso (2000), estão relativamente próximos entre si, e
equivalem a 143, 136 e 159%, da média das provas de carga, respectivamente.
Os valores obtidos através dos métodos de Gotlieb et al. (2000) e Kárez & Rocha
(2000) estão muito acima dos valores encontrados nas provas de carga, representando
aproximadamente, 192 e 315% da média das provas de carga, respectivamente.
O desempenho destas estacas, verificados nas provas de carga, está muito
abaixo dos encontrados no apoio AP1, considerando que são estacas com o mesmo
diâmetro e comprimentos semelhantes. Este fato pode ter sido resultado da presença
de uma camada de silte argiloso mole a muito mole com espessura superior a 6m,
78
conforme pode ser observado no SP- 08 (Figura 3.4), que está mais próximo do apoio
2. Pode ser que próximo ao apoio 1, essa camada possua uma espessura menor.
Os resultados das duas provas de carga dinâmica deste apoio variaram cerca de
48% entre si.
A Figura 4.4 mostra os valores encontrados para carga de ponta e por atrito
lateral nas estacas do apoio 2, obtidos das provas de carga dinâmica e, utilizando os
métodos de previsão de capacidade de carga.
Resultados Apoio 2 (PL e PP)
0
200
400
600
800
1000
Car
ga d
e ru
ptur
a (t)
PP 163 170 51 113 151 450 530 110 95 102
PL 63 203 203 144 204 423 293 202 116 159
Aoki e Velloso
Décourt e
Quaresm
Décourt et al.
Antunes & Cabral
Alonso Gotlieb et
al. **Karez & Rocha
Prova Carga (E7)
Prova Carga (E11)
Prova Carga
(média)
Figura 4.4 – Cargas de ponta e por atrito lateral obtidas no ensaio de prova de carga
dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas do
apoio 2 (comprimento da estaca no projeto igual a 17m).
Analisando os dados da Figura 4.4, constata-se que os métodos de Kárez &
Rocha (2000) e Gotlieb et al. (2000) são bastante arrojados para o cálculo da
resistência de ponta das estacas, da mesma forma que o comportamento apresentado
pelo apoio 1.
A exemplo do que aconteceu no apoio 1, o método proposto por Décourt et al.
(1996) é muito conservador no cálculo da resistência de ponta e o de Aoki & Velloso
(1975), para a parcela de atrito lateral.
79
Muito embora os apoios 1 e 2 estejam relativamente próximos (Figura 3.5 e
Figura 3.6), os resultados das provas de carga para a parcela de atrito lateral e
resistência de ponta nas estacas do apoio 2 estão muito abaixo dos valores
encontrados para o apoio 1. O fraco desempenho para a resistência de ponta das duas
estacas ensaiadas poderia indicar que suas camadas de apoio são pouco resistentes.
Entretanto, se considerarmos que o perfil de solo é idêntico àquele demonstrado na SP-
08, que está eqüidistante dos apoios I e 2, as estacas estão assentes em camada de
consistência dura. Segundo Foá (2001), modernamente se aceita a idéia de que a
questão do desempenho e segurança das fundações está mais relacionada ao
processo executivo das estacas do que às características adotadas nos projetos.
Os valores encontrados para a resistência de ponta e atrito lateral através do
método de Antunes & Cabral (1996) são bastante satisfatórios, quando comparados à
média dos resultados das provas de carga (equivalem a 111% e 91% da média,
respectivamente).
Na tabela 4.2, apresenta-se os resultados das parcelas de atrito lateral (PL),
resistência de ponta (PP) e carga de ruptura (PR), calculados através dos oito métodos
estudados, assim como a relação entre PL e PR para cada um deles, em relação ao
apoio 2.
Tabela 4.2 – Resumo dos resultados do apoio 2, para as parcelas de atrito lateral,
resistência de ponta e total, através dos oito métodos estudados.
MÉTODO Aoki e Velloso
Décourt e Quaresma
Décourt et al.
Antunes &
Cabral Alonso Gotlieb
et al. ** Karez & Rocha
Vorcaro &
Velloso
PL (t) 63 203 203 144 204 423 293
PP (t) 163 170 51 113 151 450 530
PR (t) 225 373 254 257 354 500 823 415
PL/PR 28% 54% 80% 56% 57% 85% 36% 0%
80
4.3 APOIO 5 (AP5)
O apoio 5 está muito próximo do furo de sondagem SP-05, conforme visto na
Figura 3.5. O perfil de solo apresentado pelo furo SP-05 está apresentado na Figura
4.5.
Figura 4.5 – Resultado da sondagem a percussão SP-05 (GEOMEC, 2008).
Na Figura 4.5, o primeiro metro é composto por um provável aterro, seguido de
7m de solo mole. A partir da profundidade de 8m, a consistência começa a melhorar
variando entre dura e rija.
A Figura 4.6 apresenta os resultados da previsão de carga de ruptura, utilizando
os métodos tradicionais e semi-empíricos e os resultados de prova de carga dinâmica,
81
para as estacas do apoio 5, considerando o perfil de solo indicado no furo de sondagem
SP-05.
15
0
273
159 21
6 287
500
470
312
474
354 41
4
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
Car
ga d
e ru
ptur
a (t)
Aoki eVelloso
Décourt eQuaresma
Décourt etal.
Antunes &Cabral
Alonso Gotlieb et al. Karez &Rocha
Vorcaro &Velloso
Prova Carga(AP5-E02)
Prova Carga(AP5-E06)
Prova Carga(média)
Comparação dos Resultados (APOIO 5)
Aoki e Velloso Décourt e Quaresma Décourt et al. Antunes & CabralAlonso Gotlieb et al.Karez & RochaVorcaro & VellosoProva Carga (AP5-E02)Prova Carga (AP5-E06)Prova Carga (média)
Figura 4.6 – Comparação das cargas de ruptura obtidas no ensaio de prova de carga
dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas do
apoio AP5.
Fazendo uma comparação entre os resultados obtidos pelos métodos Aoki &
Velloso (1978), Décourt et al. (1996) e Antunes & Cabral (1996), conforme se observa
na Figura 4.6, verifica-se que os valores estão muito abaixo dos encontrados através
das provas de carga dinâmica. Sendo que os dois primeiros ficaram bem próximos
entre si. Eles representam apenas, 36%, 38% e 52%, respectivamente, do valor da
média das duas provas de carga. Para estacas de pequeno comprimento, cerca de 9
metros neste caso, constata-se que estes métodos apresentaram grande discrepância
em relação aos valores encontrados através das provas de carga dinâmica, ou seja,
são extremamente conservadores.
Os resultados através dos métodos de Décourt & Quaresma (1978), Alonso
(2000) e Vorcaro e Velloso (2000), apresentam novamente valores relativamente
próximos entre si e também satisfatórios em relação à média das duas provas de carga,
representando 66%, 69% e 75%, respectivamente, deste valor.
82
Os valores encontrados pelos métodos de Gotlieb et al. (2000) e Kárez & Rocha
(2000) ficaram muito próximos ao resultado da prova de carga realizada na estaca E02
e superior 21% e 14%, respectivamente, à média das duas provas de carga.
Os valores encontrados através dos métodos de Karez & Rocha (2000), Gotlieb
et al. (2000) e Vorcaro & Velloso (2000), foram os que mais se aproximaram da média
das provas de carga, representando cerca de 113, 121 e 75%, respectivamente.
As estacas submetidas à prova de carga dinâmica do apoio 5 apresentaram um
excelente desempenho, tendo em vista o resultado obtido para a carga de ruptura,
cerca de 400 toneladas, e comparando-se com a carga de trabalho das mesmas, que é
da ordem de 90 toneladas. As duas estacas do apoio 5 estão totalmente embutidas em
solo de consistência rija a dura.
Os resultados das duas provas de carga deste apoio variaram cerca de 34%
entre si.
A Figura 4.7 mostra os valores encontrados para carga de ponta e por atrito
lateral nas estacas do apoio 5, obtidos das provas de carga dinâmica e, utilizando os
métodos de previsão de capacidade de carga.
Resultados Apoio 5 (PL e PP)
0
200
400
600
800
1000
Car
ga d
e ru
ptur
a (t)
PP 104 163 49 113 142 288 339 130 67 99
PL 46 110 110 103 145 253 131 344 287 316
Aoki e Velloso
Décourt e
Quaresm
Décourt et al.
Antunes & Cabral
Alonso Gotlieb et
al. **Karez & Rocha
Prova Carga (E02)
Prova Carga (E06)
Prova Carga
(média)
Figura 4.7 – Cargas de ponta e por atrito lateral obtidas no ensaio de prova de carga
dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas do
apoio 5 (comprimento da estaca no projeto igual a 9m).
83
Na Figura 4.7, observa-se que os métodos propostos por Kárez & Rocha (2000)
e Gotlieb et al. (2000) apresentam valores muito elevados para a resistência de ponta
em relação às provas de carga.
Verifica-se que todos os métodos são conservadores para o cálculo da parcela
de atrito lateral, exceto o proposto por Gotlieb et al. (2000) que representa 80% da
média das duas provas de carga.
O método de Aoki & Velloso (1975) é extremamente conservador para o cálculo
da parcela de atrito lateral.
As estacas ensaiadas apresentaram excelente desempenho no que tange à
resistência por atrito lateral (conforme mostram os resultados das provas de carga),
considerando que sua carga de trabalho é de 90 toneladas e seu comprimento 9m
totalmente embutido em solo de boa consistência.
Neste caso, o perfil de sondagem (SP-05) mostra um solo mais resistente, com
SPT mínimo de 11 e máximo de 48, quando comparado com o SP-08 que tem uma
camada de espessura igual a 6,2m de silte argiloso mole a muito mole.
Na tabela 4.3, apresenta-se os resultados das parcelas de atrito lateral (PL),
resistência de ponta (PP) e carga de ruptura (PR), calculados através dos oito métodos
estudados, assim como a relação entre PL e PR para cada um deles, em relação ao
apoio 5.
Tabela 4.3 – Resumo dos resultados do apoio 5, para as parcelas de atrito lateral,
resistência de ponta e total, através dos oito métodos estudados.
MÉTODO Aoki e Velloso
Décourt e Quaresma
Décourt et al.
Antunes &
Cabral Alonso Gotlieb
et al. 88 Karez & Rocha
Vorcaro &
Velloso
PL (t) 46 110 110 103 145 253 131
PP (t) 104 163 49 113 142 288 339
PR (t) 150 273 159 216 287 500 470 312
PL/PR 31% 40% 69% 48% 51% 51% 28% -
84
4.4 APOIO 6 (AP6)
O apoio 6 está muito próximo do furo de sondagem SP-04, conforme visto na
figura 3.5. O perfil de solo apresentado pelo furo SP-04 está apresentado na Figura 4.8.
Figura 4.8 – Resultado da sondagem a percussão SP-04.
Na Figura 4.8, o primeiro metro é composto por um provável aterro, seguido de
8m de solo mole. A partir da profundidade de 9m, a consistência começa a melhorar
variando entre média, rija e dura.
A Figura 4.9 apresenta os resultados da previsão de carga de ruptura, utilizando
os métodos tradicionais e semi-empíricos e os resultados de prova de carga dinâmica,
para as estacas do apoio 6, considerando o perfil de solo indicado no furo de sondagem
SP-04.
85
199 23
8
119 19
8
220
500
669
327
550
480 515
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
Car
ga d
e ru
ptur
a (t)
Aoki eVelloso
Décourt eQuaresma
Décourt etal.
Antunes &Cabral
Alonso Gotlieb et al. Karez &Rocha
Vorcaro &Velloso
Prova Carga(AP6-E9)
Prova Carga(AP6-E17)
Prova Carga(média)
Comparação dos Resultados (APOIO 6)
Aoki e Velloso Décourt e Quaresma Décourt et al. Antunes & CabralAlonso Gotlieb et al.Karez & RochaVorcaro & VellosoProva Carga (AP6-E9)Prova Carga (AP6-E17)Prova Carga (média)
Figura 4.9 – Comparação das cargas de ruptura obtidas no ensaio de prova de carga
dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas do
apoio AP6.
Os resultados deste apoio são muito parecidos com os resultados do apoio 5
(AP5).
Comparando-se os resultados obtidos através dos cinco primeiros métodos,
conforme a Figura 4.9, verificou-se que os resultados obtidos estão totalmente abaixo
dos valores encontrados através das provas de carga dinâmica (Análise CAPWAP),
representando apenas 23 a 46% da média destes valores. Corroborando com a análise
do apoio 5, constata-se que estes métodos apresentaram grande discrepância em
relação aos valores encontrados através das provas de carga dinâmica para as estacas
de pequeno comprimento.
O valor encontrado pelo método de Gotlieb et al. (2000) equivale a 103% da
média das duas provas de carga realizadas em estacas deste apoio.
As estacas deste apoio apresentaram um excelente desempenho, tendo em vista
o resultado obtido para a carga de ruptura, cerca de 500 toneladas, e comparando com
a carga de trabalho das mesmas, que é da ordem de 90 toneladas.
Os resultados das duas provas de carga deste apoio ficaram bem próximos entre
si, cerca de 15% de diferença.
86
A Figura 4.10 mostra os valores encontrados para carga de ponta e por atrito
lateral nas estacas do apoio 6, obtidos das provas de carga dinâmica e, utilizando os
métodos de previsão de capacidade de carga.
Resultados Apoio 6 (PL e PP)
0
200
400
600
800
1000
Car
ga d
e ru
ptur
a (t)
PPPL
PP 163 170 51 113 129 450 530 189 243 216
PL 37 68 68 85 91 200 139 361 237 299
Aoki e Velloso
Décourt e
Quaresm
Décourt et al.
Antunes & Cabral
Alonso Gotlieb et
al. **Karez & Rocha
Prova Carga (E9)
Prova Carga (E17)
Prova Carga
(média)
Figura 4.10 – Cargas de ponta e por atrito lateral obtidas no ensaio de prova de carga
dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas do
apoio 6 (comprimento da estaca no projeto igual a 6m).
Verifica-se na Figura 4.10, que os valores para a resistência de ponta
encontrados através dos métodos propostos por Kárez & Rocha (2000) e Gotlieb et al.
(2000) são bastante superiores à média da resistência de ponta encontrada nas duas
provas de carga, representando 245% e 208% deste valor; enquanto que a parcela de
atrito lateral equivale a 46 e 67% da média das provas de carga, respectivamente.
Todos os métodos são conservadores para o cálculo da parcela de atrito lateral,
principalmente o proposto por Aoki & Velloso (1975), que representa apenas 12% da
média das provas de carga.
O método de Décourt et al. (1996) é bastante conservador no cálculo da
resistência de ponta e o de Aoki & Velloso (1975) para o cálculo do atrito lateral.
87
Na tabela 4.4, apresenta-se os resultados das parcelas de atrito lateral (PL),
resistência de ponta (PP) e carga de ruptura (PR), calculados através dos oito métodos
estudados, assim como a relação entre PL e PR para cada um deles, em relação ao
apoio 6.
Tabela 4.4 – Resumo dos resultados do apoio 6, para as parcelas de atrito lateral,
resistência de ponta e total, através dos oito métodos estudados.
MÉTODO Aoki e Velloso
Décourt e Quaresma
Décourt et al.
Antunes &
Cabral Alonso Gotlieb
et al. Karez & Rocha
Vorcaro &
Velloso
PL (t) 37 68 68 85 91 200 139
PP (t) 163 170 51 113 129 450 530
PR (t) 199 238 119 198 220 500 669 327
PL/PR 18% 29% 57% 43% 41% 40% 21% -
A Tabela 4.5 mostra o resumo do comportamento dos oito métodos estudados
em relação a cada apoio. Considerou-se conservador o resultado que representa
menos de 60% da média das duas provas de carga, intermediário entre 60% e 95%,
satisfatório entre 95% e 105% e arrojado, acima deste último valor.
Tabela 4.5 – Resumo do comportamento dos métodos em relação a cada apoio.
MÉTODO Apoio AP1 Apoio AP2 Apoio AP5 Apoio AP6
Aoki e Velloso Conservador Intermediário Conservador Conservador
Décourt e Quaresma Intermediário Arrajado Intermediário Conservador
Décourt et al. Conservador Satisfatório Conservador Conservador
Antunes & Cabral Conservador Satisfatório Conservador Conservador
Alonso Intermediári,o Arrajado Intermediário Conservador
Gotlieb et al. Satisfatório Arrajado Arrajado Satisfatório
Karez & Rocha Arrajado Arrajado Arrajado Arrajado
Vorcaro & Velloso Intermediário Arrajado Intermediário Intermediário
88
4.5 CONSIDERAÇÕES GERAIS
Analisando os resultados das previsões da capacidade de carga através dos 8
métodos, observou-se que os propostos por Décourt et al. (1996), Aoki & Velloso
(1975) e Antunes & Cabral (1996) são bastante conservadores, considerando que os
resultados das cargas de ruptura variaram entre 23 a 38%, 36 a 45% e 38 a 52%,
respectivamente, em relação aos resultado das médias das provas de carga para os
apoios 1, 5 e 6. Estes métodos apresentam valores bem próximos. Desconsiderou-se o
apoio 2 nesta análise, tendo em vista o fraco desempenho no que tange à carga de
ruptura observadas nas provas de carga, se comparada com as demais, fato que pode
ter sido em decorrência de uma camada superior a 6 m de espessura de silte-argiloso
mole a muito mole, conforme pode ser observado no perfil de sondagem SP-08,
conforme mencionado anteriormente.
Os métodos de Décourt & Quaresma (1978), Alonso (2000) e Vorcaro & Velloso
(2000), apresentam resultados relativamente próximos entre si, mas se comparados
com os valores encontrados através das provas de carga, são razoáveis, tendo em vista
que seus resultados representam, na média, 57, 59 e 72% da média das duas provas
de carga para os apoios AP1, AP5 e AP6.
Cunha et al. (2002) fez uma análise da aplicabilidade de fórmulas empíricas para
a previsão da capacidade de carga última de estacas metálicas e pré-moldadas de
concreto na orla de Fortaleza, região metropolitana, a partir de resultados de 74
sondagens realizadas nesta área e em suas proximidades. Ele concluiu que os
métodos semi-empíricos estudados (Aoki & Velloso, 1975; Décourt & Quaresma, 1978;
Velloso, 1979) são bastante conservadores e os que mais se aproximaram dos
resultados das provas de carga foram os propostos por Velloso (1979) e Aoki & Velloso
(1975), variando a menor em 29% e 34%, respectivamente, quando se utiliza os valores
médio superiores do SPT das camadas dos perfis de sondagem, baseados na
distribuição normal de freqüência. Este trabalho corrobora com a constatação deste
autor, no que diz respeito aos dois primeiros métodos. Ressalta-se que outros estudos
encontraram conclusões diferentes em relação a estes métodos, como por exemplo
Stephan et al. (2002), que estudou o comportamento de uma fundação profunda –
89
estaca pré-moldada de concreto, quadrada com 25 cm de lado – cravada à percussão
em um solo heterogêneo (areia argilosa) e concluiu que dentre os métodos semi-
empíricos estudados, Aoki & Velloso (1975), Meyerhof (197 ), Décourt & Quaresma
(1978), o primeiro apresentou valores próximos dos resultados das provas de carga
estática. Já Bernardes et al. (2002) analisou os resultados da prova de carga dinâmica
em uma estaca pré-moldada de concreto com diâmetro de 23 cm e 11m de
comprimento, apoiada num extrato areno-argiloso denso – fundação de um shopping
center em São José dos Campos – SP – e concluiu que estes valores são muito
próximos dos resultados obtidos através do método de previsão da capacidade de
carga proposto por Décourt & Quaresma (1978).
Os métodos de previsão da capacidade de carga que apresentaram os
resultados mais satisfatórios foram os propostos por Gotlieb et al. (2000), Karez &
Rocha (2000) e Vorcaro & Velloso (2000), desconsiderando os resultados do apoio 2,
pelas razões acima descritas.
As estacas de menor comprimento (9m para as estacas do apoio AP5 e 6m para
as do apoio AP6) apresentaram melhor desempenho que as estacas mais longas (16m
para as estacas do apoio AP1 e 17m para as do apoio AP2), tendência contrária às de
quase todos os métodos de previsão de capacidade de carga estudados, que
encontram cargas mais elevadas para estacas mais longas. Isso pode ter ocorrido
porque existe uma camada superior a 6,0m de solo mole nas estacas dos apoios AP1 e
AP2, o que não acontece com as estacas dos apoios AP5 e AP6, que foram cravadas
em camada do solo onde os SPT’s são maiores ou igual a 8.
A menor estaca (apoio AP6), com comprimento de apenas 6 metros, foi a que
apresentou o melhor desempenho nas provas de carga dinâmica, mas a que resultou
nos menores valores das previsões de capacidade de carga na maioria dos métodos.
As análises através do método proposto por Vorcaro & Velloso (2000), foram
realizadas utilizando-se os limites superiores (+0,29) para a última parcela do expoente
de sua equação, descrita no item 2.9.2.6. As Figura 4.11 e 4.12 apresentam os valores das resistências de ponta e as
parcelas de atrito lateral para os quatro apoios (1, 2, 5 e 6), separado por cada método
90
estudado, respectivamente, exceto Vorcaro & Velloso (2000), pelas razões já
explanadas.
0
100
200
300
400
500
600
(t)
Aoki eVelloso
Décourt eQuaresma
Décourt Antunes &Cabral
Alonso Gotlieb et al.**
Karez &Rocha
Prova Carga(média)
Resistência de ponta para os Apoios
PP (AP1)
PP (AP2)
PP (AP5)
PP (AP6)
Figura 4.11 – Resistência de ponta para os quatro apoios obtida pelos métodos
estudados.
0
100
200
300
400
500
(t)
Aoki eVelloso
Décourt eQuaresma
Décourt Antunes &Cabral
Alonso Gotlieb et al.**
Karez &Rocha
Prova Carga(média)
Parcela de Atrito Lateral para os Apoios
PL (AP1)
PL (AP2)
PL (AP5)
PL (AP6)
Figura 4.12 – Parcela de atrito lateral para os quatro apoios obtida pelos métodos
estudados.
Analisando as Figuras 4.11 e 4.12, observa-se que o método de Décourt et al.
(1996) é extremamente conservador para o cálculo da resistência de ponta e o de Aoki
& Velloso (1975), para o cálculo da parcela de atrito lateral.
Observou-se que, para estacas com comprimento maiores (16 e 17 metros, para
os apoios AP1 e AP2, respectivamente), os valores das previsões da capacidade de
carga das estacas utilizando os métodos de Aoki & Velloso (1975), Décourt et al. (1996)
e Antunes & Cabral (1996) se aproximam mais dos resultados das provas de carga e
são muito conservadores para as estacas de menor comprimento (apoios AP5 e AP6),
91
pois os valores encontrados para a parcela de atrito lateral destes últimos apoios, foram
muito conservadores, como pode ser observado no gráfico da Figura 4.12.
Os métodos de Kárez & Rocha (2000) e Gotlieb et al. (2000) são extremamente
arrojados para o cálculo da resistência de ponta e bem parecidos entre si neste quesito.
Os valores encontrados representam 199 a 520% e 169 a 441% da média das provas
de carga, respectivamente.
Todos os métodos apresentaram o maior valor para a parcela de atrito lateral no
apoio 2, exatamente o contrário verificado nos resultados das provas de carga, que teve
o menor valor para esta apoio.
Os métodos de Antunes & Cabral (1996), Alonso (2000), Aoki & Velloso (1975) e
Décourt & Quaresma (1978), apresentaram valores satisfatórios para o cálculo da
resistência de ponta de uma maneira geral, considerando a grande dispersão dos
resultados se analisados todos os métodos estudados.
Observando o gráfico da Figura 4.12, verifica-se que os autores utilizaram o
mesmo princípio em sua formulação para o cálculo da parcela de atrito lateral, tendo em
vista a similaridade das barras para cada apoio (barras maiores ou menores, mas o
formato para cada apoio é bem parecido), diferenciando basicamente no coeficiente
empírico/semi-empírico que cada autor determinou, amparado em sua pesquisa.
Apesar da resistência lateral ser composta pelo atrito, o aumento da área de
contato entre a estaca e o substrato não implica em maiores capacidade de carga, é
preciso analisar com bastante critério as características das camadas do solo. As
estacas dos apoios 1 e 2 (16 e 17 metros de comprimento, respectivamente)
apresentaram maiores parcelas de atrito lateral nas previsões através do métodos
estudados, enquanto que as estacas dos apoios 5 e 6 (9 e 6 metros de comprimento,
respectivamente) foram as que obtiveram os melhores resultados nas provas de carga.
Mas, ressalta-se, que os valores dos SPT’s das camadas de solo destes últimos apoios
(SPT-5 e SPT-6) apresentaram-se consideravelmente superiores aos anteriores (SP-8).
Na Figura 4.13, está apresentado o esquema dos posicionamentos das estacas dos
apoios 1 a 6 no terreno, em corte. A Figura 4.13a, esquema destes mesmo apoios na
obra.
93
Figura 4.13a – Esquema dos apoios 1 a 6 da obra.
Nas análises acima, toma-se por referência os resultados encontrados através
das provas de carga dinâmica realizadas nas estacas dos apoios 1,2,5 e 6. Embora
alguns autores sejam contrários à substituição das provas de carga estática pela
dinâmica, tendo em vista que o primeiro representa melhor as condições reais a que
estarão submetidas os elementos de fundação, existem estudos comprovando a
aplicabilidade do ensaio de carregamento dinâmico, como Carvalho & Albuquerque
(2002), que analisou os resultados obtidos a partir das provas de carga dinâmica e
controle pelo repique em uma estaca pré-moldada de concreto, com diâmetro de 18 cm,
comprimento de 14 m, cravada à percussão, em solo residual diabásio – primeiros 6m
de argila silto-arenosa e 8m de silte argilo-arenoso – no campus da Universidade de
Campinas. Os autores concluíram que os resultados das provas de carga dinâmica,
através da análise CAPWAPC, CASE e IPT-CASE, mostram-se confiáveis como
recurso para a determinação das cargas lateral e de ruptura da estaca, situando-se
10% abaixo do resultado obtido através da prova de carga estática; e Foá (2001) que
comparou os resultados das provas de carga dinâmica e estática, em estaca metálica
de um edifício em Salvador-Ba e uma estaca pré-moldada de concreto no campo
experimental da Universidade de Brasília, e conclui que o ensaio de carregamento
dinâmico com energia crescente representa bem o comportamento do sistema estaca-
solo, considerando uma variação máxima de 19% e 12%, respectivamente; sendo,
portanto, uma excelente ferramenta de ensaio, de fácil e rápida execução.
Na Figura 4.14, são apresentadas as médias dos resultados das provas de carga
dinâmica, comparando com valores encontrados através dos métodos estudados:
AP6 AP5
AP2 AP1
94
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
0 100 200 300 400 500 600 700 800
Carga de Ruptura - Prova de Carga (t)
Car
ga d
e R
uptu
ra -
Pre
visã
o (t)
Aoki & Velloso
Décourt & Quaresma
Décourt et al.
Anutnes & Cabral
Alonso
Gotlieb et al.
Kárez & Rocha
Vorcaro & Velloso
Figura 4.14 – Resultados das provas de carga (média) versus os valores das
previsões da capacidade de carga através dos oito métodos estudados.
Os valores das abscissas equivalem à média das duas provas de carga
realizadas em cada apoio. Gotlieb et al. (2000), utilizando o seu método, limitam o valor
da carga de ruptura em 500 toneladas.
Analisando a Figura 4.14, verifica-se a grande variabilidade dos resultados e
confirma-se a separação em três grupos dos métodos analisados: Décourt et al. (1996),
Aoki & Velloso (1975) e Antunes & Cabral (1996), como os métodos mais
conservadores; Décourt & Quaresma (1978), Alonso (2000) e Vorcaro & Velloso (2000),
como os medianos e Gotlieb et al. (2000) e Kárez & Rocha (2000) como os mais
arrojados, sendo que o método por Gotlieb et al. (2000) foi o que mais se aproximou da
média das provas de carga encontradas em cada apoio.
Observa-se também, que para o apoio que obteve o pior desempenho na média
das duas provas de carga (que foi o apoio 2), os resultados das previsões de
capacidade de carga foram superiores aos demais, exceto Gotlieb et al. (2000), que em
seu estudo sugeriu a limitação do valor da carga de ruptura, como mencionado.
Nas Figuras 4.15 e 4.16, a mesma comparação do gráfico da Figura 4.14, mas
em relação ao resultado de cada prova de carga (prova de carga 1 e 2).
AP2 AP5 AP1 AP6
95
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
0 100 200 300 400 500 600 700 800
Carga de Ruptura - Prova de Carga (t)
Car
ga d
e R
uptu
ra -
Pre
visã
o (t)
Aoki & Velloso
Décourt & Quaresma
Décourt et al.
Anutnes & Cabral
Alonso
Gotlieb et al.
Kárez & Rocha
Vorcaro & Velloso
Figura 4.15 - Resultados das provas (1) de carga versus os valores das previsões da
capacidade de carga através dos oito métodos estudados.
Na Figura 4.15, constata-se que os resultados das provas de carga e das
previsões para cada método, foram bem parecidos para os apoios 1 e 2, confirmado
pela proximidades dos pontos no gráfico.
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
0 100 200 300 400 500 600 700 800
Carga de Ruptura - Prova de Carga (t)
Car
ga d
e R
uptu
ra -
Pre
visã
o (t)
Aoki & Velloso
Décourt & Quaresma
Décourt et al.
Anutnes & Cabral
Alonso
Gotlieb et al.
Kárez & Rocha
Vorcaro & Velloso
,
Figura 4.16 - Resultados das provas (2) de carga versus os valores das previsões da
capacidade de carga através dos oito métodos estudados.
Analisando estes gráficos da Figura 4.16, observa-se o excelente desempenho
na prova de carga da estaca ensaiada do apoio 1 e o fraco desempenho da estaca do
AP2 AP1 AP6 AP5
AP2 AP5 AP6 AP1
96
apoio 2. Verifica-se também, que as resultados de cada método, tende a formar uma
curva parabólica, com concavidade para cima, indicando que não há uma
proporcionalidade entre os resultados das provas de carga com os valores encontrados
através dos oito métodos analisados.
97
5 CONCLUSÕES
As análises dos resultados das previsões da capacidade de carga através dos
oito métodos estudados permitiram algumas conclusões a respeito do desempenho
destas estacas em função do seu processo executivo. A seguir, as principais
conclusões obtidas do trabalho:
- Há uma grande variabilidade nos resultados encontrados através dos métodos
estudados e nas provas de carga dinâmica, o que indica a necessidade de maiores
estudos que possam ser estendidos a outras localidades;
- Os métodos tradicionais (Aoki & Velloso, 1975; Décourt & Quaresma, 1978) são
bastante conservadores, assim como o método de Antunes & Cabral (1996),
considerando que seus resultados representaram entre 23% e 52% da média dos
resultados das provas de carga. Observa-se que o princípio utilizado na formulação
destes métodos é bem parecido, tendo em vista a proximidade dos seus resultados;
- Os métodos propostos por Kárez & Rocha (2000) e Gotlieb et al. (2000) são
bastante arrojados (os valores estão acima dos resultados encontrados no campo, por
meio da prova de carga dinâmica), considerando que os valores encontrados para a
capacidade de carga são muito elevados, muito embora o segundo autor sugere uma
limitação de 500 toneladas para a carga de ruptura, fazendo com que este método
apresentasse o melhor desempenho em relação aos demais e considerando a análise
de todos os apoios. Estes métodos propõem cargas muito elevadas para a resistência
de ponta, como pode ser observado na Figura 4.11.
- Os métodos de Décourt & Quaresma (1978), Alonso (2000) e Vorcaro e Velloso
(2000), apresentaram valores intermediários, mas satisfatórios, considerando que na
média eles variaram entre 57% e 72% em relação à média dos resultados dos ensaios
de carregamento dinâmico.
- O método de Décourt et al. (1996) é bastante conservador no cálculo da
resistência de ponta e o de Aoki & Velloso (1975) para o cálculo do atrito lateral. A
estaca hélice contínua funciona melhor, no que diz respeito à previsão da capacidade
98
de carga através destes métodos, como estaca de deslocamento e não estaca
escavada.
- O princípio utilizado por todos os autores para a formulação dos métodos é bem
parecido, alterando basicamente os valores dos coeficientes, tendo em vista a
similaridade das barras dos gráficos, tanto para a parcela de atrito lateral, quanto para a
resistência de ponta, como mostram as Figura 4.11 e 4.12.
- Influência negativa das camadas de solo mole na capacidade de carga das
estacas do apoio AP2. Poder-se-ia pensar que as estacas estavam danificadas,
entretanto, como o ensaio de carregamento dinâmico consegue detectar este tipo de
situação, afastou-se esta possibilidade;
- Seria interessante executar prova de carga estática, como uma contraprova
para uma avaliação mais precisa de todo o cenário, já que este ensaio representa
melhor a realidade a que estarão submetidos os elementos (estacas) da fundação.
5.1 SUGESTÕES PARA TRABALHOS FUTUROS
- Avaliar a relação custo-produtividade das estacas hélice contínua, comparando
com outros tipos de fundações profundas;
- Estudar os recalques desse tipo de fundação, que é um dos requisitos da NRB-
6122 (ABNT, 1996) para a verificação da segurança do ponto de vista geotécnico, que
se subdivide em estado limite último de ruptura (estaca-solo) e estado limite último de
utilização (recalques);
- Comparar o desempenho destas estacas com o de outras estacas utilizadas no
subsolo do município de Feira de Santana-BA;
- Realizar provas de carga estática no subsolo de Feira de Santana, com hélice
contínua e outros tipos de estacas e comparar com os métodos semi-empíricos e
provas de carga dinâmica, verificando a confiabilidade deste último tipo de ensaio.
99
REFERÊNCIAS
ABNT (1991). Estacas – Prova de carga estática : NBR-12131. Associação Brasileira de Normas Técnicas, Rio de Janeiro, RJ, 12 p. ABNT (1994). Estacas – Ensaio de carregamento dinâmico : NBR-13208. Associação Brasileira de Normas Técnicas, Rio de Janeiro, RJ, 7 p. ABNT (1996). Projeto e execução de fundações : NBR-6122. Associação Brasileira de Normas Técnicas, Rio de Janeiro, RJ, 12 p. ALBUQUERQUE, P. J. R. (2001). Estacas escavadas, hélice contínua e ômega : estudo do comportamento à compressão em solo residu al de diabásio, através de provas de carga instrumentadas em profundidade. 260 p. Tese (Doutorado) - Escola Politécnica, USP. São Paulo. ALMEIDA NETO, J. A. (2002). Estacas hélice contínua e ômega: aspectos executivos . 187 p. Dissertação (Mestrado) – Escola Politécnica, USP. São Paulo. ALONSO, U.R. (1996). Estacas hélice contínua com monitoração eletrônica: previsão da capacidade de carga através do ensaio S PTT. 3º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 2: 141 -151. ALONSO, U.R. (2000a). Contribuição para a formação de um banco de dados d e prova de carga estáticas em estaca Hélice Contínua . 4º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 2: 430 - 450. ALONSO, U.R. (2000b). Reavaliação do método de capacidade de carga de est aca hélice contínua proposto por Alonso em 96 para duas regiões geotécnicas distintas . 4º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 2: 425 - 429. ANTW (2008). Projeto executivo de infra-estrutura urbana . Feira de Santana, Bahia. ANJOS, G. J. M. (2006). Estudo do comportamento de fundações escavadas em solos tropicais . 340 p. Tese (Doutorado) – Faculdade de Tecnologia, UnB. Brasília.
100
ANTUNES, W.R & CABRAL, D.A. (1996). Capacidade de carga em estacas hélice contínua . 3º Seminário de Engenharia de Fundações e Geotecnia. São Paulo, 2: 105 -109. BERNARDES, J.P.; GONÇALVES, C.; ANDREO, C.S. & FORTUNATO, S.G.S. (2002). Prova de carga dinâmica em uma estaca pré-fabricada apoiada em areia argilosa densa. XI Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações, ABMS, 1: p. 1.535-1.541. BRANCO, C.J.M.C.; MIGUEL, M.G. & TEIXEIRA, R.S. (2000). Estudo do comportamento de estacas hélice contínua em solo ar giloso mediante provas de carga e métodos semi-empíricos . 4º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 1: 116 -126. CAPUTO, A.N.; TAROZZO, H.; ALONSO, U.R.; ANTUNES, W.R.; (1997). Estaca hélice contínua: projeto, execução e controle. São Paulo: Associação Brasileira de Mecânica do Solos e Engenharia Geotécnica – Núcleo Regional de São Paulo. 59p. CARVALHO, D. & ALBUQUERQUE, P.J.R. (2002). Previsão da capacidade de carga de estaca pré-moldada através de prova de carga din âmica e controle pelo repique. XI Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações, ABMS, 1: p. 1.345-1.349. CUNHA, R.P.; MIRANDA, A.N. & MOURA, A.S. (2002). Análise comparativa de metodologias de previsão de capacidade de carga de fundações profundas em Fortaleza - CE. XI Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações, ABMS, 1: p. 1.583-1.590. DÉCOURT, L. & QUARESMA FILHO, A.R. (1978). Capacidade de carga de estacas a partir de valores de SPT. VI Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações, ABMS, 1: p. 45-53. DÉCOURT, L.; ALBIERO, J.H. & CINTRA, J.C.A. (1996). Análise e Projetos de Fundações Profundas. Fundações: teoria e prática, Hachich, W.; Falconi, F.; Saes, J.L.; Frota, R.G.Q.; Carvalho, C.S. & Niyama, S. (eds), Editora PINI Ltda, São Paulo, SP, pp. 265-327.
101
FOÁ, B.S. (2001). Análise do ensaio de carregamento dinâmico de energ ia crescente para o projeto de fundações profundas . 200 p. Dissertação (Mestrado) – Faculdade de Tecnologia, UnB. Brasília. GEOFIX (1998). Hélice contínua monitorada. Catálogo técnico. São Paulo: Geofix. GEOMEC (2008). Relatório Técnico. Feira de Santana, Bahia. GOTLIEB, M.; PENNA, A.S.D.; ROMANO JR, R. & RODRIGUES, L.H.B. (2000). Um método simples para a avaliação da tensão admissíve l no topo de estacas do tipo hélice contínua . 4º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 1: 312 -319. HACHICH, W.R.; TAROZZO, H. (1996). Fundações: teoria e prática . São Paulo: Editora PINI. http://pt.wikipedia.org/wiki/Feira_de_Santana, acesso em 15/03/2009. KAREZ, M.B. & ROCHA, E.A.C. (2000). Estacas tipo hélice contínua: previsão da capacidade de carga . 4º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 1: 274 -278. MAGALHÃES, P. H. L. (2005). Avaliação dos métodos de capacidade de carga e recalque de estacas hélice contínua via provas de c arga . 269 p. Dissertação (Mestrado) – Faculdade de Tecnologia, UnB. Brasília. NYAMA, S.; AOKI, N.; & CHAMECKI, P.R. (1996). Verificação de desempenho. Fundações: teoria e prática, Hachich, W.; Falconi, F.; Saes, J.L.; Frota, R.G.Q.; Carvalho, C.S. & Niyama, S. (eds), Editora PINI Ltda, São Paulo, SP, pp. 723-750. PENNA, A.S.D.; CAPUTO, A.N.; MAIA, M.C.; PALERMO, G.; GOTLIEB, M.; PARAÍSO, S.C.; ALONSO, U.R. (1999). A estaca hélice-contínua – a experiência atual . 1ª ed. São Paulo: FALCONI, F. F. & MARZIONNA, J. D. (Ed). ABMS/ABEF/IE. 162p. PRESA, E.P. (1997). A nova metodologia do SPTT na engenharia de fundaçõ es. Associação Brasileira de Mecânica dos Solos, Núcleo Regional da Bahia, Salvador, Bahia.
102
STEPHAN, A.M.; MINETTE, E.; LOPES, G.S. & BUENO, B.S. (2002). Prova de carga estática em estacas: comparação com os métodos de p revisão de capacidade de carga. XI Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações, ABMS, 1: p. 1.423-1.430. VORCARO, M.C. & VELLOSO, D.A. (2000). Avaliação de carga última em estacas escavadas por regressão linear . 4º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 2: 331 -344.
103
ANEXO A
MEMÓRIA DE CÁLCULO DAS PREVISÕES DE CAPACIDADE DE
CARGA
Apresenta-se neste item, os resultados encontrados para os métodos tradicionais
(Aoki & Velloso, 1975; Décourt & Quaresma, 1978) e específicos (Décourt et al., 1996;
Antunes & Cabral, 1996; Alonso, 1996; Gotlieb et al., 2000; Kárez & Rocha, 2000;
Vorcaro & Velloso, 2000) utilizados para a previsão da capacidade de carga das
estacas hélice contínua, separado por apoio, assim como as características e
coeficientes utilizados nos cálculos.
A.1 APOIO 1 (AP1)
A seguir, são apresentados os valores encontrados para a previsão da
capacidade de carga das estacas do apoio 1, para cada método estudado.
A.1.1 Aoki & Velloso (1975)
Tabela A.1 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 1, através do método de Aoki & Velloso (1975).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 F1 3,00 F2 6,00 Fator de Segurança 2,00
104
Tabela A.2 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 1, através do
métodos de Aoki & Velloso (1975).
Cota inicio
camada (m)
∆L (m)
N (médio)
K (MN/m²)
α (%)
Rp (kN/m²)
Rl (kN/m²)
rl (kN/m²)
∆L x rl (kN/m)
238,2 0,40 4 0,80 2,0 3.200,00 64,00 10,67 4,27 237,80 15,60 15 0,23 3,4 3.450,00 117,30 19,55 304,98 222,20 75 0,23 3,4 17.250,00 586,50 97,75 0,00 Total 16,00 309,25
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 582,9 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.625,8 kN CARGA DE RUPTURA - PR 2.208,7 kN 221 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.104,3 kN 110 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 728,6 kN 73 Toneladas
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 1)
A.1.2 Décourt & Quaresma (1978)
Tabela A.3 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 1, através do método de Décourt & Quaresma (1978).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 SPT médio 11 Np 45 Comprimento (m) 16,00 Kdq 120
fs = 46,67 kN/m² qp = 5.400,00 kN/m²
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 1.407,4 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.526,8 kN
CARGA DE RUPTURA - PR 2.934,2 kN 293 Toneladas
105
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.467,1 kN 147 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 1.467,1 kN 147 Toneladas
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 1)
A.1.3 Décourt et al. (1996)
Este método é uma modificação do método proposta por Décourt & Quaresma
(1978), que propõe a correção da parcela de atrito lateral e resistência de ponta,
conforme coeficientes abaixo:
Tabela A.4 – Coeficientes utilizados para a correção da parcela de atrito lateral e de
ponta, para estacas hélice contínua, propostos por Décourt et al. (1996).
Coeficientes Propostos Fator Correção PL 1,00 Fator Correção PP 0,30
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 1.407,4 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 458,0 kN
CARGA DE RUPTURA - PR 1.865,5 kN 187 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL 932,7 kN 93 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 932,7 kN 93 Toneladas
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 1)
106
A.1.4 Antunes & Cabral (1996)
Tabela A.5 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 1, através do método de Antunes & Cabral (1996).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 Comprimento (m) 16,00 B2 1,50 SPT(ponta) - kgf/cm² 113 B2 x SPT(ponta) 40,00
Tabela A.6 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 1, através do
métodos de Antunes & Cabral (1996).
Cota (m)
Profund. (m)
∆L (m)
∆L.U (m²)
N (médio)
B1 (%)
B1.N (kPa)
∆Pl (kN)
238,2 1,00 0,40 0,75 4 3,0% 12 9,05 237,8 1,40 15,60 29,41 15 3,0% 45 1.323,24 222,2 17,00 0,00 0,00 0 0 0,00 Total 16,00 1.332,29
CARGA DE PONTA (kN) 1.130,97
CARGA ÚLTIMA (kN) 2.463,26 CARGA ÚLTIMA (t) 246,33 Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 1)
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.232 123
CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 1.232 123
107
A.1.5 Alonso (2000)
Tabela A.7 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 1, através do método de Alonso (2000).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 Tmin1 27 Tmin2 40 Alfa (a) 0,65 Beta 150
rp = 5.025,00 kN
Tabela A.8 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 1, através do
métodos de Alonso (2000).
Cota (m)
Profund. (m)
∆L (m)
∆L.U (m²)
N (médio)
fs (kPa)
rl (kN/m²)
∆Lx U x rl (kN)
238,2 1,00 0,40 0,75 4 26 16,94 12,77 237,8 1,40 15,60 29,41 14 91 59,29 1.743,44 222,2 17,00 0,00 0,00 0 0 0,00 0,00 Total 16,00 1.756,21
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 1.756,2 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.420,8 kN CARGA DE RUPTURA - PR 3.177,0 kN 318 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.588,5 kN 159 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 1.588,5 kN 159 Toneladas
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 1)
108
A.1.6 Gotlieb et al. (2000)
Tabela A.9 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 1, através do método de Gotlieb et al. (2000).
Resistência de ponta Atrito Lateral SPT (ponta) 75 Somatório SPT (fuste) 242 Fator de Segurança 2,0 Diâmetro (m) 0,60
Pp (resist. Ponta) - kN 4.500,00 Fator de Segurança 2,00
Comprimento (m) 16,00
Pl (atrito lateral total) - kN 3.226,67
CARGA ÚLTIMA (kN) 5.000
CARGA ÚLTIMA (t) 500
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 2.500 250
CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 2.500 250
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 1)
A.1.7 Kárez & Rocha (2000)
Tabela A.10 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 1, através do método de Kárez & Rocha (2000).
Resistência de ponta Atrito Lateral Kkr 250 Somatório SPT (fuste) 242 Diâmetro (m) 0,60 Diâmetro (m) 0,60 SPT (ponta) 75 Fator de Segurança 2,00 Fator de Segurança 2,0 Comprimento (m) 16,00
Pp - kN 5.301,44 Pl (kN) 2.235,18
CARGA ÚLTIMA (kN) 7.537
CARGA ÚLTIMA (t) 754
109
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 3.768 377
CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 2.794 279 Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 1)
A.1.8 Vorcaro & Velloso (2000)
Tabela A.11 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 1, através do método de Vorcaro & Velloso (2000).
Resistência de ponta Atrito Lateral Diâmetro (m) 0,60 Somatório SPT (fuste) 242 SPT (ponta) 75 Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,0 Fator de Segurança 2,00
Xp 21,21 Comprimento (m) 16,00
Xl 456,16
(kN) (t) Carga última (+0,29)-kN 3.809 381 Carga última (0,00) - kN 2.850 285 Carga última (-0,29)- kN 2.133 213
CARGA ÚLTIMA (kN) 3.809
CARGA ÚLTIMA (t) 381
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL – NBR 6122 1.905 190 Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 1)
110
A.1.9 Resumo dos resultados para o apoio 1
Tabela A.12 – Resumos dos resultados para as previsões da capacidade de carga e
das provas de carga para as estacas do apoio 1.
MÉTODO Aoki e Vell.
Déc. &
Quar. Déc.
Ant. &
Cabr. Alon.
Gotl. et
al.**
Karez &
Roch
Vorc. &
Vell.
Prova Carga (AP1-E03)
Prova Carga (AP1-E08)
Prova Carga
(média)
PL 58 141 141 133 176 323 224 195 256 226
PP 163 153 46 113 142 450 530 121 412 266
PR 221 293 187 246 318 500 754 381 316 668 492
Padm* 73 147 93 123 159 250 279 190 211 445 437
* Considerando um Fator de Segurança de 1,5 para os resultados das Provas-de-Carga (NBR 6122). ** Gotlieb et al. recomendam a limitação de PR em 500 toneladas.
A.2 APOIO 2 (AP2)
A seguir, são apresentados os valores encontrados para a previsão da
capacidade de carga das estacas do apoio 2, para cada método estudado.
A.2.1 Aoki & Velloso (1975)
Os dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para as
estacas do apoio 2, através do método de Aoki & Velloso (1975), foram os mesmo do
apoio 1, conforme Tabela A.1.
111
Tabela A.13 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 2,
através do métodos de Aoki & Velloso (1975).
Cota inicio
camada (m)
∆L (m)
N (médio)
K (MN/m²)
α (%)
Rp (kN/m²)
Rl (kN/m²)
rl (kN/m²)
∆L x rl (kN/m)
237,7 17,00 15 0,23 3,4 3.464,38 117,79 19,63 333,73 220,70 75 0,23 3,4 17.250,00 586,50 97,75 0,00 Total 17,00 333,73
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 629,1 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.625,8 kN CARGA DE RUPTURA - PR 2.254,8 kN 225 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.127,4 kN 113 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 786,3 kN 79 Toneladas
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 2)
A.2.2 Décourt & Quaresma (1978)
Tabela A.14 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 2, através do método de Décourt & Quaresma (1978).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 SPT médio 16 Np 50 Comprimento (m) 17,00 Kdq 120
fs = 63,33 kN/m² qp = 6.000,00 kN/m²
112
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 2.029,5 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.696,5 kN
CARGA DE RUPTURA - PR 3.725,9 kN 373 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.863,0 kN 186 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 1.863,0 kN 186 Toneladas Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio
2)
A.2.3 Décourt et al. (1996)
Este método é uma modificação do método proposta por Décourt & Quaresma
(1978), que propõe a correção da parcela de atrito lateral e resistência de ponta,
conforme coeficientes constantes na Tabela A.4.
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 2.029,5 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 508,9 kN
CARGA DE RUPTURA - PR 2.538,4 kN 254 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL 1.269,2 kN 127 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 1.269,2 kN 127 Toneladas Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 2)
113
A.2.4 Antunes & Cabral (1996)
Tabela A.15 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 2, através do método de Antunes & Cabral (1996).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 Comprimento (m) 16,00 B2 1,50 SPT(ponta) - kgf/cm² 113 B2 x SPT(ponta) 40,00
Tabela A.16 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 2, através
do métodos de Antunes & Cabral (1996).
Cota (m)
Profund. (m)
∆L (m)
∆L.U (m²)
N (médio)
B1 (%)
B1.N (kPa)
∆Pl (kN)
238,2 1,00 0,40 0,75 4 3,0% 12 9,05 237,8 1,40 15,60 29,41 15 3,0% 45 1.323,24 222,2 17,00 0,00 0,00 0 0 0,00 Total 16,00 1.332,29
CARGA DE PONTA (kN) 1.130,97
CARGA ÚLTIMA (kN) 2.463,26 CARGA ÚLTIMA (t) 246,33
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.232 123
CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 1.232 123 Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 2)
114
A.2.5 Alonso (2000)
Tabela A.17 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 2, através do método de Alonso (2000).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 Tmin1 31 Tmin2 40 Alfa (a) 0,65 Beta 150 rp = 5.325,00 kN
Tabela A.18 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 2, através
do métodos de Alonso (2000).
Cota (m)
Profund. (m)
∆L (m)
∆L.U (m²)
N (médio)
fs (kPa)
rl (kN/m²)
∆Lx U x rl (kN)
237,7 1,00 17,00 32,04 15 98 63,52 2.035,60 220,7 0,00 0,00 0,00 0 0 0,00 0,00 Total 17,00 2.035,60
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 2.035,6 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.505,6 kN CARGA DE RUPTURA - PR 3.541,2 kN 354 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.770,6 kN 177 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 1.770,6 kN 177 Toneladas
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 2)
115
A.2.6 Gotlieb et al. (2000)
Tabela A.19 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 2, através do método de Gotlieb et al. (2000).
Resistência de ponta Atrito Lateral SPT (ponta) 75 Somatório SPT (fuste) 317 Fator de Segurança 2,0 Diâmetro (m) 0,60
Pp (resist. ponta) - kN 4.500,00 Fator de Segurança 2,00
Comprimento (m) 17,00
Pl (atrito lateral total) - kN 4.226,67
CARGA ÚLTIMA (kN) 5.000
CARGA ÚLTIMA (t) 500
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 2.500 250
CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 2.500 250
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 2)
A.2.7 Kárez & Rocha (2000)
Tabela A.20 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 2, através do método de Kárez & Rocha (2000).
Resistência de ponta Atrito Lateral
Kkr 250 Somatório SPT (fuste) 317
Diâmetro (m) 0,60 Diâmetro (m) 0,60 SPT (ponta) 75 Fator de Segurança 2,00 Fator de Segurança 2,0 Comprimento (m) 17,00
Pp (res. ponta) - kN 5.301,44 Pl (kN) 2.927,90
CARGA ÚLTIMA (kN) 8.229
CARGA ÚLTIMA (t) 823
116
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 4.115 411
CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 3.660 366 Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 2)
A.2.8 Vorcaro & Velloso (2000)
Tabela A.21 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 2, através do método de Vorcaro & Velloso (2000).
Resistência de ponta Atrito Lateral Diâmetro (m) 0,60 Somatório SPT (fuste) 317 SPT (ponta) 75 Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,0 Fator de Segurança 2,00
Xp 21,21 Comprimento (m) 17,00
Xl 597,53
(kN) (t) Carga última (+0,29)-kN 4.155 415 Carga última (0,00) - kN 3.109 311 Carga última (-0,29)- kN 2.326 233
CARGA ÚLTIMA (kN) 4.155
CARGA ÚLTIMA (t) 415
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 2.077 208
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 2)
117
A.2.9 Resumo dos resultados para o apoio 2
Tabela A.22 – Resumos dos resultados para as previsões da capacidade de carga e
das provas de carga para as estacas do apoio 2.
MÉTODO Aoki e Vell.
Déc. &
Quar. Déc.
Ant. &
Cabr. Alon.
Gotl. et
al.**
Karez &
Roch
Vorc. &
Vell.
Prova Carga (AP1-E03)
Prova Carga (AP1-E08)
Prova Carga
(média)
PL 63 203 203 144 204 423 293 202 116 159
PP 163 170 51 113 151 450 530 110 95 102
PR 225 373 254 257 354 500 823 415 312 211 261
Padm* 79 186 127 129 177 250 366 208 208 141 232
* Considerando um Fator de Segurança de 1,5 para os resultados das Provas-de-Carga (NBR 6122). ** Gotlieb et al. recomendam a limitação de PR em 500 toneladas.
A.3 APOIO 5 (AP5)
A seguir, são apresentados os valores encontrados para a previsão da
capacidade de carga das estacas do apoio 5, para cada método estudado.
A.3.1 Aoki & Velloso (1975)
Os dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para as
estacas do apoio 5, através do método de Aoki & Velloso (1975), foram os mesmo do
apoio 1, conforme Tabela A.1.
Tabela A.23 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 5, através
do métodos de Aoki & Velloso (1975).
Cota inicio
camada (m)
∆L (m)
N (médio)
K (MN/m²)
α (%)
Rp (kN/m²)
Rl (kN/m²)
rl (kN/m²)
∆L x rl (kN/m)
230 9,00 21 0,23 3,4 4.778,89 162,48 27,08 243,72 221,00 48 0,23 3,4 11.040,00 375,36 62,56 0,00 Total 9,00 243,72
118
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 459,4 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.040,5 kN CARGA DE RUPTURA - PR 1.499,9 kN 150 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 750,0 kN 75 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 574,3 kN 57 Toneladas Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-05 (Apoio 5)
A.3.2 Décourt & Quaresma (1978)
Tabela A.24 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 5, através do método de Décourt & Quaresma (1978).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 SPT médio 17 Np 48 Comprimento (m) 9,00 Kdq 120
fs = 65,00 kN/m² qp = 5.760,00 kN/m²
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 1.102,7 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.628,6 kN
CARGA DE RUPTURA - PR 2.731,3 kN 273 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.365,7 kN 137 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 1.365,7 kN 137 Toneladas
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-05 (Apoio 5)
119
A.3.3 Décourt et al. (1996)
Este método é uma modificação do método proposta por Décourt & Quaresma
(1978), que propõe a correção da parcela de atrito lateral e resistência de ponta,
conforme coeficientes constantes na Tabela A.4.
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 1.102,7 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 488,6 kN
CARGA DE RUPTURA - PR 1.591,3 kN 159 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL 795,6 kN 80 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 795,6 kN 80 Toneladas Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-05 (Apoio 5)
A.3.4 Antunes & Cabral (1996)
Tabela A.25 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 5, através do método de Antunes & Cabral (1996).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 Comprimento (m) 9,00 B2 1,50 SPT(ponta) - kgf/cm² 48 B2 x SPT(ponta) 40,00
Tabela A.26 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 5, através
do métodos de Antunes & Cabral (1996).
Cota (m)
Profund. (m)
∆L (m)
∆L.U (m²)
N (médio)
B1 (%)
B1.N (kPa)
∆Pl (kN)
230 9,00 9,00 16,96 20 3,0% 61 1.029,19 221 0,00 0,00 0,00 0 0 0,00 Total 9,00 1.029,19
120
CARGA DE PONTA (kN) 1.130,97
CARGA ÚLTIMA (kN) 2.160,16 CARGA ÚLTIMA (t) 216,02 Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-05 (Apoio 5)
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.080 108
CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 1.080 108
A.3.5 Alonso (2000)
Tabela A.27 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 5, através do método de Alonso (2000).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 Tmin1 27 Tmin2 40 Alfa (a) 0,65 Beta 150 rp = 5.025,00 kN
Tabela A.28 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 5, através
do métodos de Alonso (2000).
Cota (m)
Profund. (m)
∆L (m)
∆L.U (m²)
N (médio)
fs (kPa)
rl (kN/m²)
∆Lx U x rl (kN)
230 9,00 9,00 16,96 20 132 85,64 1.452,86 221 0,00 0,00 0,00 0 0 0,00 0,00
9,00 1.452,86
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 1.452,9 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.420,8 kN CARGA DE RUPTURA - PR 2.873,6 kN 287 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.436,8 kN 144 Toneladas
121
CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 1.436,8 kN 144 Toneladas
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-05 (Apoio 5)
A.3.6 Gotlieb et al. (2000)
Tabela A.29 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 5, através do método de Gotlieb et al. (2000).
Resistência de ponta Atrito Lateral SPT (ponta) 48 Somatório SPT (fuste) 190 Fator de Segurança 2,0 Diâmetro (m) 0,60
Pp (resist. Ponta) - kN 2.880,00 Fator de Segurança 2,00
Comprimento (m) 9,00
Pl (atrito lateral total) - kN 2.533,33
CARGA ÚLTIMA (kN) 5.000
CARGA ÚLTIMA (t) 500
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 2.500 250
CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 2.500 250 Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-05 (Apoio 5)
A.3.7 Kárez & Rocha (2000)
Tabela A.30 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 5, através do método de Kárez & Rocha (2000).
Resistência de ponta Atrito Lateral
Kkr 250 Somatório SPT (fuste) 142
Diâmetro (m) 0,60 Diâmetro (m) 0,60 SPT (ponta) 48 Fator de Segurança 2,00 Fator de Segurança 2,0 Comprimento (m) 9,00
Pp (res. ponta) - kN 3.392,92 Pl (kN) 1.311,55
122
CARGA ÚLTIMA (kN) 4.704
CARGA ÚLTIMA (t) 470
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 2.352 235
CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 1.639 164
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-05 (Apoio 5)
A.3.8 Vorcaro & Velloso (2000)
Tabela A.31 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 5, através do método de Vorcaro & Velloso (2000).
Resistência de ponta Atrito Lateral Diâmetro (m) 0,60 Somatório SPT (fuste) 142 SPT (ponta) 48 Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,0 Fator de Segurança 2,00
Xp 13,57 Comprimento (m) 9,00
Xl 267,66
(kN) (t) Carga última (+0,29)-kN 3.125 312 Carga última (0,00) - kN 2.338 234 Carga última (-0,29)- kN 1.750 175
CARGA ÚLTIMA (kN) 3.125
CARGA ÚLTIMA (t) 312
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.562 156
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-05 (Apoio 5)
123
A.3.9 Resumo dos resultados para o apoio 5
Tabela A.32 – Resumos dos resultados para as previsões da capacidade de carga e
das provas de carga para as estacas do apoio 5.
MÉTODO Aoki e Vell.
Déc. &
Quar. Déc.
Ant. &
Cabr. Alon.
Gotl. et
al.**
Karez &
Roch
Vorc. &
Vell.
Prova Carga (AP1-E03)
Prova Carga (AP1-E08)
Prova Carga
(média)
PL 46 110 110 103 145 253 131 344 287 316
PP 104 163 49 113 142 288 339 130 67 99
PR 150 273 159 216 287 500 470 312 474 354 414
Padm* 57 137 80 108 144 250 164 156 316 236 368
* Considerando um Fator de Segurança de 1,5 para os resultados das Provas-de-Carga (NBR 6122). ** Gotlieb et al. recomendam a limitação de PR em 500 toneladas.
A.4 APOIO 6 (AP6)
A seguir, são apresentados os valores encontrados para a previsão da
capacidade de carga das estacas do apoio 6, para cada método estudado.
A.4.1 Aoki & Velloso (1975)
Os dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para as
estacas do apoio 6, através do método de Aoki & Velloso (1975), foram os mesmo do
apoio 1, conforme Tabela A.1.
Tabela A.33 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 6, através
do métodos de Aoki & Velloso (1975).
Cota inicio
camada (m)
∆L (m)
N (médio)
K (MN/m²)
α (%)
Rp (kN/m²)
Rl (kN/m²)
rl (kN/m²)
∆L x rl (kN/m)
230 6,00 25 0,23 3,4 5.750,00 195,50 32,58 195,50 224,00 75 0,23 3,4 17.250,00 586,50 97,75 0,00 Total 6,00 195,50
124
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 368,5 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.625,8 kN CARGA DE RUPTURA - PR 1.994,3 kN 199 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 997,1 kN 100 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 460,6 kN 46 Toneladas
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-04 (Apoio 6)
A.4.2 Décourt & Quaresma (1978)
Tabela A.34 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 6, através do método de Décourt & Quaresma (1978).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 SPT médio 15 Np 50 Comprimento (m) 6,00 Kdq 120
fs = 60,00 kN/m² qp = 6.000,00 kN/m²
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 678,6 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 508,9 kN
CARGA DE RUPTURA - PR 1.187,5 kN 119 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL 593,8 kN 59 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 593,8 kN 59 Toneladas Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-04 (Apoio 6)
125
A.4.3 Décourt et al. (1996)
Este método é uma modificação do método proposta por Décourt & Quaresma
(1978), que propõe a correção da parcela de atrito lateral e resistência de ponta,
conforme coeficientes constantes na Tabela A.4.
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 678,6 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 508,9 kN
CARGA DE RUPTURA - PR 1.187,5 kN 119 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL 593,8 kN 59 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 593,8 kN 59 Toneladas Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-04 (Apoio 6)
A.4.4 Antunes & Cabral (1996)
Tabela A.35 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 6, através do método de Antunes & Cabral (1996).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 Comprimento (m) 6,00 B2 1,50 SPT(ponta) - kgf/cm² 48 B2 x SPT(ponta) 40,00
Tabela A.36 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 6, através
do métodos de Antunes & Cabral (1996).
Cota (m)
Profund. (m)
∆L (m)
∆L.U (m²)
N (médio)
B1 (%)
B1.N (kPa)
∆Pl (kN)
230 9,00 6,00 11,31 25 3,0% 75 848,23 224 0,00 0,00 0,00 0 0 0,00 Total 6,00 848,23
126
CARGA DE PONTA (kN) 1.130,97
CARGA ÚLTIMA (kN) 1.979,20 CARGA ÚLTIMA (t) 197,92 Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-04 (Apoio 6)
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 990 99
CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 990 99
A.4.5 Alonso (2000)
Tabela A.37 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 6, através do método de Alonso (2000).
Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 Tmin1 21 Tmin2 40 Alfa (a) 0,65 Beta 150 rp = 4.575,00 kN
Tabela A.38 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 6, através
do métodos de Alonso (2000).
Cota (m)
Profund. (m)
∆L (m)
∆L.U (m²)
N (médio)
fs (kPa)
rl (kN/m²)
∆Lx U x rl (kN)
230 9,00 6,00 11,31 19 124 80,46 910,04 224 0,00 0,00 0,00 0 0 0,00 0,00 Total 6,00 910,04
RESISTÊNCIA LATERAL - PL 910,0 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.293,6 kN CARGA DE RUPTURA - PR 2.203,6 kN 220 Toneladas
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.101,8 kN 110 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 1.101,8 kN 110 Toneladas
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-04 (Apoio 6)
127
A.4.6 Gotlieb et al. (2000)
Tabela A.39 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 6, através do método de Gotlieb et al. (2000).
Resistência de ponta Atrito Lateral SPT (ponta) 75 Somatório SPT (fuste) 150 Fator de Segurança 2,0 Diâmetro (m) 0,60
Pp (resist. Ponta) - kN 4.500,00 Fator de Segurança 2,00
Comprimento (m) 6,00
Pl (atrito lateral total) - kN 2.000,00
CARGA ÚLTIMA (kN) 5.000
CARGA ÚLTIMA (t) 500
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 2.500 250
CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 2.500 250
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-04 (Apoio 6)
A.4.7 Kárez & Rocha (2000)
Tabela A.40 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 6, através do método de Kárez & Rocha (2000).
Resistência de ponta Atrito Lateral Kkr 250 Somatório SPT (fuste) 150 Diâmetro (m) 0,60 Diâmetro (m) 0,60 SPT (ponta) 75 Fator de Segurança 2,00 Fator de Segurança 2,0 Comprimento (m) 6,00
Pp (res. ponta) - kN 5.301,44 Pl (kN) 1.385,44
CARGA ÚLTIMA (kN) 6.687
CARGA ÚLTIMA (t) 669
128
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 3.343 334
CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 1.732 173 Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-04 (Apoio 6)
A.4.8 Vorcaro & Velloso (2000)
Tabela A.41 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para
as estacas do apoio 6, através do método de Vorcaro & Velloso (2000).
Resistência de ponta Atrito Lateral Diâmetro (m) 0,60 Somatório SPT (fuste) 150 SPT (ponta) 75 Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,0 Fator de Segurança 2,00
Xp 21,21 Comprimento (m) 6,00
Xl 282,74
(kN) (t) Carga última (+0,29)-kN 3.266 327 Carga última (0,00) - kN 2.444 244 Carga última (-0,29)- kN 1.829 183
CARGA ÚLTIMA (kN) 3.266
CARGA ÚLTIMA (t) 327
(kN) (t)
CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.633 163
Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-04 (Apoio 6)
129
A.4.9 Resumo dos resultados para o apoio 6
Tabela A.42 – Resumos dos resultados para as previsões da capacidade de carga e
das provas de carga para as estacas do apoio 6.
MÉTODO Aoki e Vell.
Déc. &
Quar. Déc.
Ant. &
Cabr. Alon.
Gotl. et
al.**
Karez &
Roch
Vorc. &
Vell.
Prova Carga (AP1-E03)
Prova Carga (AP1-E08)
Prova Carga
(média)
PL 37 68 68 85 91 200 139 361 237 299
PP 163 170 51 113 129 450 530 189 243 216
PR 199 238 119 198 220 500 669 327 550 480 515
Padm* 46 85 59 99 110 250 173 163 367 320 458
* Considerando um Fator de Segurança de 1,5 para os resultados das Provas-de-Carga (NBR 6122). ** Gotlieb et al. recomendam a limitação de PR em 500 toneladas.