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UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA MARIA CENTRO DE TECNOLOGIA
CURSO DE GRADUAÇÃO EM ENGENHARIA CIVIL
Anielly Covari Härter
ANÁLISE DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS TIPO HÉLICE
CONTÍNUA ATRAVÉS DE MÉTODOS SEMI-EMPÍRICOS
Santa Maria, RS 2016
Anielly Covari Härter
ANÁLISE DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS TIPO HÉLICE CONTÍNUA
ATRAVÉS DE MÉTODOS SEMI-EMPÍRICOS
Trabalho de Conclusão de Curso apresentado
ao Curso de Engenharia Civil da Universidade Federal de Santa Maria (UFSM, RS), como requisito parcial para obtenção do título de Engenheira Civil.
Orientador: Magnos Baroni
Santa Maria, RS 2016
Anielly Covari Härter
ANÁLISE DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS TIPO HÉLICE CONTÍNUA ATRAVÉS DE MÉTODOS SEMI-EMPÍRICOS
Trabalho de Conclusão de Curso apresentado
ao Curso de Engenharia Civil da Universidade Federal de Santa Maria (UFSM, RS), como requisito parcial para obtenção do título de Engenheira Civil.
Aprovado em 19 de dezembro de 2016:
____________________________________ Magnos Baroni, Dr. (UFSM)
(Presidente/Orientador)
___________________________________
Talles Augusto Araújo, Me. (UFSM)
___________________________________ José Mario Doleys Soares, Dr. (UFSM)
Santa Maria, RS
2016
AGRADECIMENTOS
Á Deus em primeiro lugar, que me deu força, saúde e determinação, provando
todos os dias que é o alicerce da minha vida.
Ao Cauã, meu companheiro e melhor amigo, por demonstrar-se incansável ao
meu lado, mesmo quando tudo parecia desmoronar. Pelo carinho e amor sem
medidas.
Ao meu pai, por me apoiar nas decisões, mesmo quando pareciam loucura.
Pelo exemplo de caráter e ser humano que és.
Ao meu vô, pelos olhares serenos, pelos abraços e pelos sorrisos, capazes de
acalmar qualquer coração.
Ao tio Jimo e a tia Ligiane, pelo apoio financeiro e emocional.
Ao meu orientador, professor Magnos, pela dedicação, atenção e,
principalmente paciência, com aqueles que tentam ser, um dia, uma parcela do
exemplo de profissional que és.
À Universidade Federal de Santa Maria e a todo corpo docente do curso de
Engenharia Civil, pela oportunidade de formação profissional.
Ao Eng. Marlos e Eng. Fernando, pelo apoio, flexibilização dos horários de
trabalho, e compreensão a minha dedicação nas atividades da graduação.
A todos que colaboraram para a realização deste trabalho, agradeço de
coração.
RESUMO
ANÁLISE DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS TIPO HÉLICE CONTÍNUA ATRAVÉS DE MÉTODOS SEMI-EMPÍRICOS
AUTORA: Anielly Covari Härter ORIENTADOR: Magnos Baroni
O presente trabalho aborda a análise de provas de carga estática e da capacidade de carga em estacas do tipo hélice contínua, projetadas e executadas para dois
edifícios residenciais, localizados na cidade de Toledo/PR. O perfil geotécnico da OBRA 1 é composto basicamente de argila, alterações com cores mescladas e
consistência variando de mole a rija. O perfil geotécnico da OBRA 2 tem predominância de argila de cor avermelhada, de consistência rija a dura. Como parte dos estudos, foi determinada a capacidade carga da estaca hélice contínua com
diâmetro de 600 mm e 17 m de comprimento para a OBRA 1 e, 800mm e 16m de comprimento para a OBRA 2, com cargas de trabalho de 70tf e 250 tf,
respectivamente. Os resultados das provas de carga estáticas foram comparados àqueles estimadas através dos métodos semi-empíricos de Aoki e Velloso (1975), Décourt-Quaresma (1978, 1996), Teixeira (1996) e Antunes e Cabral (1996). Os
parâmetros e coeficientes foram adotados nos cálculos foram baseados nas campanhas de sondagem SPT realizadas anteriormente a concepção do projeto. Os
dados fornecidos pela prova de carga estática realizados em estacas teste no início da obra, foram analisados conforme as recomendações da vigente NBR 6122/2010. Para a OBRA 2, de uma forma geral, os resultados das provas de carga foram bem
superiores às previsões dos métodos semi-empíricos. Já para a OBRA 1, os resultados das provas de carga foram muito próximo ás previsões calculadas através
dos métodos semi-empíricos. Palavras-chave: Estaca Hélice Contínua. Prova de Carga Estática. Capacidade de
carga. Métodos Semi-empíricos.
ABSTRACT
ANALYSIS OF LOAD CAPACITY IN CONTINUOUS PROPELLER PILES USING SEMI-EMPIRICAL METHODS
AUTHOR: Anielly Covari Härter ADVISOR: Magnos Baroni
This Article brings the subject of the analysis of Static load tests and the load capacity in Continuous propeller piles, designed and built for two residential buildings, situated
on the city of Toledo/PR. The OBRA 1 geotechnical profile is basically made out of clay, alternating the colors merged and the consistency ranging from soft to hard. The
OBRA 2 geotechnical profile is made in its majority out of a reddish clay, with both hard and soft consistency. As a part of the studies, it was determined the continuous propeller cutting load capacity with the diameter of 600mm and 17m in length for OBRA
1, and an 800mm wide and 16m in length propeller for OBRA 2, with workloads of 70tf and 250tf, respectively. The results of the Static load test were compared to the results
estimated using the semi-empirical methods of Aoki and Velloso (1975), Décourt-Quaresma (1978, 1996), Teixeira (1996) and Antunes and Cabral (1996). The parameters and coefficients adopted on those calculations were based on the SPT
survey campaigns carried out previously to the design of the project. The data provided by the Static load test stakes at the beginning of the work were analyzed according to
the recommendations of the current NBR 6122/2010. For OBRA 2, in a general way, the Static load test results were very superior to the ones predict by the semi-empirical methods. In the other hand, the results for the Static load test for OBRA 1 were
extremely close to the expected, according to the semi-empirical methods. Keywords: Continuous Propeller Piles. Static Load Testing. Load Capacity. Semi-
empirical Methods.
LISTA DE FIGURAS
Figura 1 - Principais tipos de fundações superficiais ............................................. 15
Figura 2 - Principais tipos de fundação profunda, (a) estaca, (b) tubulão (c) caixão
........................................................................................................................................ 16
Figura 3 - Sondagem SPT .......................................................................................... 19
Figura 4 - Definição de Nspt....................................................................................... 20
Figura 5 - Equipamento de execução de estaca de hélice contínua................... 22
Figura 6 - Retirada manual do solo confinado entre as lâminas da hélice de
perfuração ..................................................................................................................... 23
Figura 7 - Sequência executiva da Estaca Hélice Contínua................................. 24
Figura 8 - Parcela da Resistência que constituem a capacidade de carga ....... 25
Figura 9 - Adensamento de argila por aterro........................................................... 27
Figura 10 - Execução da Prova de Carga Estática ................................................ 32
Figura 11 - Curva carga x recalque na prova de carga de estática ..................... 33
Figura 12 - Esquema do ensaio PIT ......................................................................... 35
Figura 13 - Registro de velocidade no ensaio PIT de uma estaca danificada e de
uma estaca normal ...................................................................................................... 36
Figura 14 - Edifícios Torres do Lago......................................................................... 45
Figura 15 - Locação dos furos de sondagem SPT na OBRA 1............................ 46
Figura 16 - Perfil de sondagem SPT da OBRA 1 ................................................... 48
Figura 17 - Perfil de sondagem SPT da OBRA 2 ................................................... 50
Figura 18 - Prova de carga estática realizada na OBRA 1 ................................... 51
Figura 19 - Extensômetros analógicos usados na PCE da OBRA 1................... 52
Figura 20 - Curva carga x recalque da PCE da OBRA 1 ...................................... 54
Figura 21 - Curva carga x recalque da PCE da OBRA 2 ...................................... 55
Figura 22 - Capacidade de carga sem a consideração de um fator de segurança da
estaca da OBRA 1 ....................................................................................................... 57
Figura 23 - Capacidade de carga com F.S. global da estaca da OBRA 1 ......... 58
Figura 24 - Capacidade de carga com fator de segurança parcial da estaca da OBRA
1 ...................................................................................................................................... 59
Figura 25 - Resistência de ponta sem fator de segurança para a estaca da OBRA 1
........................................................................................................................................ 59
Figura 26 - Resistência de ponta com fator de segurança parcial para a estaca da
OBRA 1.......................................................................................................................... 60
Figura 27 - Atrito lateral sem o uso de fator de segurança para estaca da OBRA 1
........................................................................................................................................ 61
Figura 28 - Atrito lateral com o uso de fator de segurança parcial para a estaca da
OBRA 1.......................................................................................................................... 61
Figura 29 - Atrito negativo (kN) em uma camada de 4 metros para a estaca da OBRA
1 ...................................................................................................................................... 63
Figura 30 - Capacidade de carga sem F.S e considerando o atrito negativo para a
estaca da OBRA 1 ....................................................................................................... 63
Figura 31 - Atrito lateral sem F.S. e considerando o atrito negativo para a estaca da
OBRA 1.......................................................................................................................... 64
Figura 32 - Atrito lateral com F.S. parcial e considerando o atrito negativo da estaca
da OBRA 1 .................................................................................................................... 64
Figura 33 - Capacidade de carga com F.S parciais e considerando o atrito negativo
da estaca da OBRA 1.................................................................................................. 65
Figura 34 - Capacidade de carga com fator de segurança global e considerando o
atrito negativo para a estaca da OBRA 1................................................................. 65
Figura 35 - Comparativo da capacidade de carga de carga da estaca da OBRA 1
com e sem a consideração do atrito negativo......................................................... 66
Figura 36 - Capacidade de carga sem fator de segurança para a estaca da OBRA 2
........................................................................................................................................ 69
Figura 37 - Capacidade de carga com fator de segurança global para a estaca da
OBRA 2.......................................................................................................................... 69
Figura 38 - Capacidade de carga com fatores de segurança parciais para a estaca
da OBRA 2 .................................................................................................................... 71
Figura 39 - Resistência de ponta com fator de segurança parcial para a estaca da
OBRA 2.......................................................................................................................... 71
Figura 40 - Atrito lateral com fator de segurança parcial para a estaca da OBRA 2
........................................................................................................................................ 72
LISTA DE TABELAS
Tabela 1 - Classificação do solo segundo SPT ...................................................... 21
Tabela 2 - Valores de βξ por Long e Healy (1974)................................................. 29
Tabela 3 - Coeficiente K e razão de atrito α ............................................................ 39
Tabela 4 - Fator de correção F1 e F2 ....................................................................... 40
Tabela 5 - Coeficiente característico do solo C ...................................................... 41
Tabela 6 - Valores do fator α em função do tipo de estaca e do tipo de solo.... 42
Tabela 7 - Valores do fator β em função do tipo de estaca e do tipo de solo .... 42
Tabela 8 - Valores de α e β para o método de Teixeira ........................................ 43
Tabela 9 - Fatores 𝛽1′ e 𝛽2′ do método de Antunes e Cabral ............................. 44
SUMÁRIO
1 INTRODUÇÃO ...................................................................................................... 11
1.1 OBJETIVO GERAL ....................................................................................... 11
1.2 OBJETIVOS ESPECÍFICOS ....................................................................... 12 1.3 JUSTIFICATIVA ............................................................................................ 12 1.4 ESTRUTURA DO TRABALHO ................................................................... 13
2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA .............................................................................. 14
2.1 FUNDAÇÕES ..................................................................................................... 14 2.1.1 Tipos de fundações.................................................................................. 14 2.1.2 Classificação do Solo .............................................................................. 16 2.1.3 Investigações geológica para projetos de fundações (SPT) ........ 18
2.2 ESTACA HÉLICE CONTÍNUA ........................................................................ 21 2.3 CAPACIDADE DE CARGA .............................................................................. 25
2.3.1 Atrito Lateral e Resistência de Ponta.................................................. 26 2.3.2 Atrito Negativo .......................................................................................... 27 2.3.3 Efeito de grupo em Estacas ................................................................... 30
2.3.4 Recalques ................................................................................................... 30
2.4 ANÁLISE DE DESEMPENHO DE ESTACAS .............................................. 31 2.4.1 Prova de carga estática .......................................................................... 31 2.4.2 Prova de carga dinâmica ........................................................................ 34 2.4.3 Ensaio PIT (Pile Integrity Test) ............................................................ 35
2.5 MÉTODOS PARA PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA ................ 37 2.5.1 Método de Aoki-Velloso .......................................................................... 37
2.5.2 Método Décourt-Quaresma.................................................................... 40 2.5.3 Método Teixeira ......................................................................................... 42 2.5.4 Método de Antunes e Cabral ................................................................. 43
3 ESTUDO DE CASO ............................................................................................. 45
3.1 MATERIAIS ........................................................................................................ 45 3.1.1 Edificações Analisadas........................................................................... 45 3.1.2 Características geológicas do local das obras ................................ 46 3.1.3 Investigações geotécnicas do terreno ............................................... 46
3.1.4 Prova de Carga Estática ......................................................................... 51
3.2 CÁLCULO CAPACIDADE DE CARGA .......................................................... 55 4 RESULTADOS ........................................................................................................ 57
4.1 RESULTADOS PARA A OBRA 1 ................................................................... 57 4.2 RESULTADOS PARA A OBRA 2 ................................................................... 68
5 CONCLUSÃO ........................................................................................................... 74 REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ........................................................................ 76
ANEXO 1 ....................................................................................................................... 78 ANEXO 2 ....................................................................................................................... 79 ANEXO 3 ....................................................................................................................... 81
ANEXO 4 ....................................................................................................................... 83 ANEXO 5 ....................................................................................................................... 85
11
1 INTRODUÇÃO
A escolha do tipo de fundação está vinculada a fatores técnicos, como análise
estrutural e fatores econômicos. Um dos principais desafios da construção civil
moderna é o tempo de execução de uma obra, nesse contexto, a escolha da fundação
(infraestrutura) pode ser um fator decisivo.
Além disso, essa escolha está ligada a fatores naturais, como a Geologia e
Geotecnia, pois a engenharia de fundações não é uma ciência exata, pelo contrário,
está propensa diretamente ao comportamento do solo. Nesse contexto, a adequada
identificação do solo se torna imprescindível para uma estimava do sistema solo-
estaca mais próximo possível da realidade.
Com a densificação das construções em âmbito urbano, a interferência de uma
nova construção nas fundações vizinhas, tem sido um fator determinante na escolha
da fundação, o que torna a estaca hélice contínua altamente competitiva, pela
ausência de vibrações e ruídos a edificações vizinhas. Outras características positivas
são a alta produtividade e não ser afetada pelo nível do lençol freático, podendo ser
executada abaixo do nível de água, fatores que vêm contribuído para o aumento dessa
prática.
A prática ainda pode ser considerada recente no Brasil, datando o início da
década de 90, fazendo-se necessário melhores estudos a fim de, conhecer o
desempenho dessa estaca em solos brasileiros. Com o intuito de avaliar a estaca
hélice contínua, vários autores propuseram parâmetros e coeficientes de adaptação,
para estaca de hélice contínua, nos métodos semi-empíricos tradicionais de estimativa
da capacidade de carga.
Na etapa de dimensionamento de uma estaca, um dos fatores mais importantes
é capacidade da estaca de resistir as cargas verticais, até um certo limite,
representada pela condição de ruptura. Essa capacidade de carga, que pode ser
entendida como capacidade de “suporte” da estaca, foi pesquisada por inúmeros
autores que teoricamente a definiram através de métodos. Alguns deles, Aoki e
Velloso (1975), Décourt-Quaresma (1978, 1996), Teixeira (1996) e Antunes e Cabral
(1996) serão abordados nesse trabalho.
1.1 OBJETIVO GERAL
12
O presente trabalho tem como objetivo apresentar um estudo de desempenho
de estacas hélice contínua, através de uma análise de dois edifícios residenciais
localizados na cidade de Toledo/PR. Para tanto, será calculado a capacidade de carga
mobilizada pela estaca, posteriormente confrontando-os com os resultados dos
ensaios de carregamento estático realizados no local da obra.
Pretende-se então, neste trabalho, verificar com conhecimentos acadêmicos, o
possível comportamento de estacas hélice contínua pelos métodos semi-empíricos
existentes no Brasil, no que se refere à capacidade de carga.
1.2 OBJETIVOS ESPECÍFICOS
- Apresentar revisão bibliográfica sobre fundações profundas, dando enfoque
maior na técnica de execução de estacas escavadas por hélice contínua. Abordar
tópicos como vantagens e desvantagens, etapas construtivas, fatores relevantes da
sequência executiva, importância de investigação geotécnica
- Expor revisão literária sobre aspectos de importante verificação em fundação
profunda, como atrito negativo e efeito de grupo, e de controle de desempenho de
estacas, como prova de carga estática, ensaio de carregamento dinâmico e ensaio
PIT (Pile Integrity Testing).
- Apresentar revisão bibliográfica dos métodos semi-empíricos adotados para
obtenção da capacidade de carga de estacas, descrevendo métodos existentes e as
características individuais destes, assim como parâmetros físicos utilizados nos
cálculo.
- Aplicação da revisão bibliográfica apresentada para cálculo dos métodos para
obtenção da capacidade de carga, assim como a descrição dos cálculos realizados;
- Análise comparativa dos resultados obtidos de capacidade de carga pelos
métodos semi-empíricos e considerações pertinentes a respeito dos resultados
encontrados no estudo.
1.3 JUSTIFICATIVA
A escolha do tema deste trabalho é justificada devido ao interesse pessoal
acerca da Engenharia de fundações, motivada por considerar a fundação uma etapa
13
de enorme importância na construção civil. Aliado ao fato, do crescente uso de estacas
hélice contínua no Brasil e pelas grandes vantagens oferecidas por essa técnica.
1.4 ESTRUTURA DO TRABALHO
O primeiro capítulo contempla a introdução do trabalho, apresentando os
objetivos, a justificativa e a estrutura do trabalho.
O segundo capítulo, refere-se a 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. Apresenta-se também
revisão sobre investigação geotécnica com SPT, atrito negativo e efeito de grupo,
prova de carga estática, prova de carga dinâmica e ensaio PIT (Pile Integrity Testing),
e os métodos de previsão de capacidade de carga estudados.
O terceiro capítulo contempla comentários sobre o caso estudado, localização
das obras, algumas características geológicas da região, os resultados dos ensaios
de carregamento estático realizados, bem como os parâmetros adotados nos cálculo
de estimativa da capacidade de carga.
No quarto capítulo, apresenta-se os resultados dos métodos de previsão de
capacidade carga, as análises realizadas e algumas considerações gerais sobre estes
resultados em cada uma das obras.
No quinto capítulo, mostra-se as principais conclusões obtidas através das
análises realizadas no capítulo anterior.
14
2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1 FUNDAÇÕES
Fundação é um elemento construídos para estabelecer a base sobre a qual é
construído uma edificação, contemplando as cargas aplicada pela obra e a resposta
do solo e estas solicitações, com o objetivo de sustentar o conjunto, absorvendo seu
carregamento e transferindo-o para o terreno (HACHICH,1996).
Para o dimensionamento de uma fundação, deve-se conhecer as
características do elemento de fundação utilizado para que atenda os requisitos
segurança, conforto e qualidade de execução, dentro de um projeto de Engenharia.
De acordo com NBR 6122/2010 a fundação é classificada como superficial
(rasa ou direta) ou profunda.
2.1.1 Tipos de fundações
Este subitem apresenta os aspectos relevantes da classificação de fundações,
esclarecendo de forma resumida os principais tipos empregados na prática da
Engenharia de fundações no Brasil. Maiores informações sobre a metodologia
construtiva, parâmetros de projeto, aplicabilidade, vantagens, desvantagens e
características podem ser encontrados na NBR 6122/2010 e em bibliografias como
VELLOSO e LOPES (2010) e HACHICH (1998).
Fundação superficial (rasa ou direta), segundo a NBR 6122/2010, é um
elemento de fundação com profundidade de assentamento inferior a duas vezes a
menor dimensão de projeto, onde a carga é transmitida ao terreno através da base da
fundação. Nessa classificação estão incluídas sapatas, blocos e radiers.
As sapatas são fundações de concreto dimensionadas de modo que as tensões
de tração nela produzidas não sejam resistidas pelo concreto, mas sim pelo emprego
da armadura. Os blocos são fundações de concreto dimensionadas para que as
tensões de tração transmitidas a ele sejam resistidas pelo concreto, sua forma pode
ser observada na Figura 1. A fundação tipo Radier é um tipo de fundação superficial
que abrange parte ou todos os pilares de uma estrutura, distribuindo todo o
carregamento ao terreno (VELLOSO e LOPES, 2010).
15
Fonte: Velloso e Lopes (2010).
A NBR 6122/2010 define fundação profunda como o elemento de fundação que
possui profundidade superior ao dobro de sua menor dimensão em planta, e no
mínimo 3,0 metros, salvo justificativa. O elemento transmite a carga ao terreno, e isso
pode ser feito através da base da fundação (resistência de ponta) ou por sua superfície
lateral (resistência de fuste) ou por uma combinação das duas situações. Fundações
profundas são mais utilizadas quando há ocorrência de solos de alta
compressibilidade ou baixa capacidade de carga e também são utilizadas em
edificações de grande porte. Nessa categoria incluem-se as estacas, tubulões e
caixões, sendo esse último, uma técnica com pouca aplicabilidade, a qual não é citada
por norma.
Tubulão é um tipo de fundação profunda, escavada no terreno e onde, pelo
menos, em sua etapa final, acontece a descida de operário, a qual se faz necessária
para executar o alargamento de base ou a limpeza de fundo da escavação. Nesse
tipo de fundação, as cargas são transmitidas ao solo pela ponta (área da base) e/ou
pelo fuste.
Figura 1 - Principais tipos de fundações superficiais
16
A Estaca é o elemento de fundação profunda executada inteiramente por
equipamentos e ferramentas, sem a descida de pessoas na cava em qualquer
momento da execução. Podem ser utilizados materiais como madeira, aço, concreto
pré-moldado e concreto moldado in loco. Existem diferentes técnicas construtivas,
entre as mais utilizadas estão: estaca Strauss, estaca raiz, estaca Franki, estaca
mista, estaca rotativa e estaca hélice contínua monitorada. Como o presente trabalho
tem como foco a execução de estacas tipo hélice contínua, objetivou-se a elaboração
de uma revisão bibliográfica mais abrangente para esse item, que consta no subitem
2.2.
Fonte: Velloso e Lopes (2010).
2.1.2 Classificação do Solo
De acordo com HACHICH (1998), os solos são muito distintos entre si e
respondem de forma muito variável. Por isso, toda experiência já adquirida pelas
gerações na prática de fundações sempre relaciona os parâmetros ao tipo de solo.
TERZAGHI em 1936 já havia constatado que não era possível aplicar aos solos as
leis teóricas como era feito para o concreto e o aço. Pelo contrário, o conhecimento
do comportamento deste material disposto pela natureza e, de natureza heterogênea,
era consideravelmente mais complicado.
O objetivo da classificação dos solos, sob o ponto de vista da engenharia, é
poder estimar o comportamento do material ou simplesmente poder definir qual o tipo
de investigação geotécnica mais apropriada para a análise do comportamento de um
Figura 2 - Principais tipos de fundação profunda, (a) estaca, (b) tubulão (c) caixão
17
solo. Embora existam diversas formas de classificação, baseadas em diferentes
parâmetros, o sistema de classificação mais aceito na área de Engenharia de Solos é
a baseada no tipo e no comportamento das partículas que constituem o solo (PINTO,
2006; CRAIG, 2007).
Solos granulares possuem granulação grosseira, ou seja, a porcentagem de
finos presentes (material passado na peneira nº 200 – 0,075mm) é menor que 50%.
São classificados em pedregulho ou areia (grossa, média e fina) em função da
porcentagem de fração de granulometria. Uma característica dos solos granulares é
a graduação, podem ser “bem graduados” – em que há predominância de
determinado diâmetro – ou “mal graduados” – onde a ocorrência de diâmetros é
diversa e esparsa – ao longo da curva granulométrica. Um solo “bem graduado” pode
significar melhor comportamento do solo para obras de engenharia, pois as partículas
pequenas ocupam os vazios criados pelas partículas maiores, resultando em menor
compressibilidade e maior resistência (PINTO, 2006; CAPUTO E CAPUTO, 2015).
Os solos de granulação fina são aqueles em que a porcentagem de finos é
superior a 50% e são classificados em siltes e argila ou solos orgânicos. Essa
classificação não é baseada só na porcentagem de fração granulométrica, mas
também na atividade do solo, representada pelos índices de consistência com a
utilização da carta de plasticidade desenvolvida por Casagrande (PINTO, 2006).
Areias são bastante permeáveis e, quando submetidas a carregamento de
obras de engenharia, ocorre a dissipação das pressões neutras. Por isso, a resistência
das areias é definida pelas tensões efetivas. A resistência das areias pode ser
determinada em ensaios de cisalhamento direto e ensaios de compressão triaxial.
Areias fofas apresentam maiores deformações e areias compactas sofrem menores
recalques (PINTO, 2006; ORTIGÃO, 2007).
Solos argilosos possuem baixa permeabilidade, daí a importância do
conhecimento da resistência de carregamento drenado e não drenado. A resistência
de uma argila depende do índice de vazios, que é resultado das tensões atuais e
passadas e da estrutura da argila.
Argilas normalmente adensadas têm comportamento semelhante ao das areias
fofas, lento aumento de tensão axial com a deformação e diminuição do volume
durante o carregamento. Já as argilas pré-adensadas têm comportamento semelhante
ao das areias compactas, rápido acréscimo da tensão axial, resistência de pico para
18
pequenas deformações, queda da resistência após o valor máximo e aumento de
volume durante o carregamento.
O que diferencia realmente o comportamento de argilas e areias é a
compressibilidade quando solicitadas a tensões confinantes, ou seja, as argilas
sofrem redução de índice de vazios acima das tensões de pré-adensamento, o que
não ocorre com as areias (PINTO, 2006; CAPUTO E CAPUTO, 2015).
Algumas vezes a indicação da origem do solo é tão ou mais útil do que a
classificação baseada na granulometria. Pela origem, os solos podem ser
classificados em residuais ou transportados.
Solos residuais são aqueles que estão localizados no próprio local onde tiveram
sua formação geológica. São comuns em regiões tropicais favoráveis a degradação
mais rápida da rocha. Dentro do grande grupo dos solos residuais estão incluídos o
solo saprolítico, o solo residual maduro e a rocha alterada. Quanto aos solos residuais,
é relevante a indicação da rocha mãe, pois ela condiciona a composição física do solo.
Solos residuais de basalto têm predominância argilosa, os de gnaisse são siltosos e
os de granito são formados de areia média, silte, argila, entre outros (PINTO, 2006;
ORTIGÃO, 2007).
Solos transportados, como o próprio nome já diz, foram transportados por
algum agente do seu local original de formação. Esse agente também condiciona as
características do solo. Solos que têm como agente de transporte a gravidade são
coluvionares, formados por materiais muito diversos e sujeitos a movimento de
rastejo. Já aqueles formados do carreamento pela água são aluvionares e sua
constituição depende da velocidade das águas quando acontece a disposição. Solos
aluvionares podem ter granulometria distinta, podem ser arenosos ou argilosos
(PINTO, 2006).
2.1.3 Investigações geológica para projetos de fundações (SPT)
O concreto e o aço empregados na construção civil com função estrutural são
materiais artificiais e, por isso, podem ser fabricados com controle para atender as
características especificadas. O solo, porém, é um material natural e, portanto, tem
comportamento muito variável quanto à composição e ao comportamento sob carga.
Características como consistência, compacidade, resistência e deformabilidade
podem ter uma variabilidade dentro do maciço, o que leva a uma heterogeneidade
19
tridimensional. Dessa maneira, em projetos de fundações a análise do solo é tão
importante e, dentro desse contexto, a investigação geotécnica tem por objetivo
descobrir as condições que a natureza está oferecendo (CINTRA, 2013).
Qualquer edificação necessita de uma investigação geotécnica preliminar,
constituída, no mínimo, por sondagens a percussão (SPT) com o objetivo de
determinar a estratigrafia e a classificação dos solos, a posição do nível d’água e a
medida do índice de resistência à penetração (Nspt). As medidas normativas para a
execução de Sondagens de simples reconhecimento com SPT são encontradas na
NBR 6484/1980.
O Standard Penetration Test (SPT) constitui a investigação mais utilizada na
prática corrente da geotecnia no Brasil e no mundo, especialmente em fundações,
devido à simplicidade e à economia, permitindo uma indicação da densidade de solos
granulares, também aplicado à identificação da consistência de solos coesivos e
mesmo de rochas brandas. As vantagens desse ensaio com relação aos demais
compreendem a simplicidade do equipamento, o baixo custo e a obtenção de um valor
numérico de ensaio que pode ser relacionado com métodos empíricos de cálculo de
projeto (SCHNAID e ODEBRECHT, 2010).
A perfuração é realizada por trado espiral e/ou circulação de água, utilizando-
se um trépano de lavagem como ferramenta de escavação. Amostras representativas
do solo são coletadas a cada metro de profundidade por meio de amostrador-padrão,
de diâmetro externo de 50mm, conforme ilustrado na Figura 3.
Fonte: Schnaid e Odebrecht (2010).
Figura 3 - Sondagem SPT
20
O procedimento de ensaio consiste na cravação deste amostrador, usando um
peso de 65,0 kg, caindo de uma altura de 750mm. O valor Nspt é o número de golpes
necessários para fazer o amostrador penetrar 30cm, após uma cravação inicial de
15cm, conforme ilustra a Figura 4 (SCHNAID e ODEBRECHT, 2010).
Fonte: Cintra e Aoki (2013).
Na prática da engenharia existe uma unanimidade a respeito de questões
relativas a "ensaios bem ou mal feitos", má prática, vícios executivos, entre outros.
Alguns fatores podem desencadear resultados diferentes para sondagens realizadas
no mesmo local, além da influência do equipamento, devem-se reconhecer os efeitos
das condições do solo na resistência à penetração (SCHNAID e ODEBRECHT, 2010).
A principal aplicação da sondagem SPT é a determinação do perfil de subsolo
e a identificação tátil-visual das camadas do solo a partir do material recolhido pelo
amostrador-padrão. O sistema de classificação apresentado na Tabela 1, muito
utilizado no Brasil e recomendado pela NBR 7250/1982 – identificação e descrição de
amostras de solo obtidas em sondagens de simples reconhecimento – é baseado no
índice de resistência à penetração (SCHNAID e ODEBRECHT, 2010).
Figura 4 - Definição de Nspt
21
Fonte: Velloso e Lopes (2010).
Segundo HACHICH (1996), é primordial a determinação do nível de água,
durante a sondagem. Quando estiver ocorrendo o processo de perfuração e houver
ocorrência de nível de água, interrompe-se o trabalho e anota-se a profundidade.
2.2 ESTACA HÉLICE CONTÍNUA
Apesar do início do uso da técnica da estaca tipo hélice contínua datar a década
de 50, nos Estados Unidos, somente a partir da década de 80 que houve um
significante desenvolvimento dessa prática, tornando-se atrativa na Europa
principalmente pelo baixo custo. No Brasil, somente a partir dos anos 90 que esse tipo
de fundação progrediu em relação à tecnologia disponível, pela importação de
equipamentos e seu uso se difundiu pelo país (HACHICH, 1996). Segundo NETO
(2002), aos poucos pode-se notar a diminuição do uso das estacas escavadas,
concomitantemente com o aumento das estacas hélice contínua, cujo uso tem-se
estendido além de simples elementos de fundações, como o uso em paredes de
contenção contíguas ou secantes.
As estacas hélice contínua apresentam muitas vantagens, segundo HACHICH
(1996), uma delas é a alta produtividade, o que diminui substancialmente o
cronograma da obra. Outro benefício é que o processo de execução não provoca
distúrbios e vibrações típicos dos equipamentos geralmente utilizados para estacas
cravadas. O equipamento de percussão permite perfuração em solos com SPT acima
de 50 e a perfuração não gera detritos poluídos por lama bentonítica, eliminando os
Tabela 1 - Classificação do solo segundo SPT
22
inconvenientes relacionados à disposição final desse material. Outra prerrogativa é a
grande variedade de solos em que pode ser utilizado este tipo de estaca. Porém,
HACHICH (1996) ressalva que para subsolos contendo camadas de areia fofa
submersa é necessário reavaliar a sua utilização e também na presença de rochas e
matacões.
Segundo a NBR 6122/2010, a hélice contínua é uma estaca de concreto
moldada in loco, executada através da introdução no terreno de um trado helicoidal
contínuo, com movimento de rotação. O concreto é injetado pela haste central do
trado, ao mesmo tempo em que acontece a sua retirada. Imediatamente após o
lançamento do concreto é colocada à armadura.
Na extremidade inferior da hélice existem dentes, que são importantes para a
penetração em solos mais resistentes. O torque mínimo da mesa rotativa e do guincho
usados na perfuração é definido de acordo com o diâmetro da estaca e da resistência
do solo. A perfuração acontece sem que haja, em momento algum, a retirada da hélice
do furo, conforme Figura 5. A ponta da haste é fechada por uma tampa metálica, com
o objetivo de impedir entrada de água e de solo no concreto. No início da concretagem
essa tampa se abre por consequência do peso do concreto (NETO, 2002).
Fonte: Fungeo.
Figura 5 - Equipamento de execução de estaca de hélice contínua
23
Atingida a profundidade desejada com a perfuração, o concreto então é
bombeado pela haste central, e o trado é retirado de forma lenta e contínua.
Concomitantemente, é feita a retirada manual do solo (ver Figura 6) contido entre as
lâminas do trado, sem rotação ou girando lentamente no sentido da perfuração
(MAGALHÃES, 2005).
Fonte: Magalhães (2005).
De acordo com NETO (2002), o concreto é injetado sob pressão positiva da
ordem de 50 a 100kPa. O concreto bombeado normalmente apresenta as seguintes
características: Resistência característica (fck) de 20MPa; Consumo mínimo de
cimento de 400 a 450kg/m³; Agregados: areia e pedrisco, ou brita 0; Slump
(abatimento) de 20 a 24cm; Fator água-cimento (a/c) de 0,53 a 0,56 e permitido o uso
de aditivos.
A armadura deve ter forma de gaiola e ser enrijecida para facilitar a penetração
no concreto. São instaladas por gravidade, por compressão de um pilão ou vibração.
NETO (2002) cita que a colocação da armadura por golpes de um pilão é a mais
utilizada na prática brasileira.
De acordo com Velloso e Lopes (2010), as estacas hélice contínua submetidas
somente a esforços de compressão levam uma armadura, em geral, com 4 m de
Figura 6 - Retirada manual do solo confinado entre as lâminas da hélice de perfuração
24
comprimento (abaixo da cota de arrasamento). Em contrapartida, estacas submetidas
a esforços transversais ou de tração, é comum armaduras de maior comprimento (de
12 e até 18 m), e executadas com concretos especiais. Uma representação da
sequência executiva está exposta na Figura 7.
Fonte: Empresa Brasfond.
A NBR 6122/2010 cita alguns aspectos relevantes na execução de estaca
hélice contínua. Um deles é que o equipamento de escavação deve ser nivelado para
garantir a centralização e o alinhamento da estaca e a perfuração deve ser contínua,
por rotação, até a cota prevista. O controle da concretagem é importante, deve ser
realizado até a superfície do terreno, com pressão controlada pelo operador,
garantindo que não haja interrupção do fuste.
Existem diversos equipamentos para o monitoramento da execução da estaca
hélice contínua, um comumente utilizado é o sistema computadorizado Taracord.
Esse tipo de equipamento fornece alguns dados durante a execução da estaca, como
por exemplo: profundidade, tempo, inclinação da torre, velocidade de penetração do
trado helicoidal, velocidade de rotação da mesa rotativa, torque, velocidade de retirada
Figura 7 - Sequência executiva da Estaca Hélice Contínua
25
da hélice, volume de concreto lançado e pressão de lançamento do concreto
(HACHICH, 1996).
2.3 CAPACIDADE DE CARGA
Cada elemento de fundação por estaca possui uma capacidade para resistir às
cargas verticais, até um certo limite, representada pela condição de ruptura. Essa
capacidade de carga pode ser definida como o valor da força correspondente à
máxima resistência estrutural do material que a estaca pode oferecer ou do valor
representativo da condição de ruptura do sistema em termos geotécnicos.
O desenvolvimento de tensões resistentes ao longo do fuste da estaca e junto
a sua ponta nos permite separar a resistência em duas parcelas: a resistência por
atrito lateral e a resistência de ponta (ver Figura 8). Logo, a capacidade de carga das
estacas é dada pela soma das parcelas de atrito lateral e de ponta, que dependem do
tipo de terreno, do diâmetro e do comprimento da estaca (CINTRA & AOKI, 2010).
Fonte: Cintra e Aoki (2010).
Existem vários métodos para previsão da capacidade de carga de estacas e,
esses valores encontrados por meio de cálculos, podem ser comparados com valores
Figura 8 - Parcela da Resistência que constituem a capacidade de carga
26
experimentais obtidos em ensaios de carregamento estático ou dinâmico realizados
após o término do processo construtivo da estaca (CINTRA & AOKI, 2010).
A NBR 6122/2010 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, que serão abordados mais
detalhadamente no subitem seguinte.
A grandeza fundamento para o projeto de fundações por estacas é a carga
admissível ou a carga resistente de projeto, obtida a partir de provas de carga estática.
Essas provas de carga devem ser especificadas em projeto e executadas no início da
obra para que seja possível fazer adequações no projeto para as demais estacas. As
provas de carga devem ser realizadas até uma carga mínima de duas vezes a carga
admissível prevista em projeto.
No item 8.2 da NBR 6122/2010 é possível consultar outros fatores relevantes
para a sua determinação.
2.3.1 Atrito Lateral e Resistência de Ponta
O atrito lateral entre solo e estaca ocorre quando há um deslocamento relativo
entre o solo e a estaca. Quando a estaca recalca mais do que o solo, há ocorrência
do atrito positivo, que contribui para a capacidade de carga da estaca. Porém, quando
o solo recalca mais, tem-se o atrito negativo, que age como uma sobrecarrega na
estaca (VELLOSO E LOPES, 2010).
No caso de estacas construídas em solo argiloso, a resistência lateral
representa a tensão de adesão do solo ao fuste da estaca que pode ser calculada em
função da própria coesão não drenada da argila (CINTRA & AOKI, 2010).
Também é de conhecimento acadêmico que, devido ao efeito de arqueamento
nas áreas, o atrito lateral local não cresce indefinidamente com a profundidade, mas
atinge um valor crítico em certa profundidade dependendo se a areia for fofa ou
compacta (CINTRA E AOKI, 2010). Segundo MORETTO (1972), é possível supor que
qualquer que seja a compacidade relativa da areia, o atrito lateral aumenta
linearmente até uma profundidade igual a 15 vezes o diâmetro da estaca,
permanecendo constante e igual ao valor crítico para profundidades maiores.
27
Já a resistência de ponta pode ser considerada como a capacidade de carga
de uma fundação direta, onde deve ser considerado a resistência e o comportamento
do solo localizado abaixo da cota de implantação da estaca.
CINTRA E AOKI (2010) explica ainda que a mobilização de ponta e de atrito
lateral ocorrem desde o início do carregamento, porém, quando o atrito atinge o valor
máximo, geralmente a resistência de ponta ainda não é significativa. Além disso, a
resistência de atrito lateral pode atingir um valor máximo e, posteriormente, diminuir
para um valor residual.
2.3.2 Atrito Negativo
O atrito lateral é considerado negativo quando o recalque do solo for maior que
o recalque da estaca. Esse fenômeno acontece quando o solo está em processo de
adensamento, que pode ser provocado pelo seu próprio peso, por sobrecargas, por
rebaixamento do lençol freático, pelo amolgamento da camada mole compressível,
dentre outras causas. Quando a ação do atrito negativo for significativa, ela deve ser
considerada no dimensionamento da fundação (ABNT NBR 6122,2010).
De acordo VELLOSO E LOPES (2010) o caso mais frequente de atrito negativo
se dá quando estacas atravessam uma camada de argila mole sobre a qual foi
depositado um aterro. A argila mole sofre o processo de adensamento, ocasionado
recalques e o atrito negativo, que se desenvolve ao longo das camadas de aterro e
de argila mole, conforme ilustrado na Figura 9.
Figura 9 - Adensamento de argila por aterro
28
Fonte: Velloso e Lopes (2010).
Segundo Velloso e Lopes (2010), todos os casos de ocorrência de atrito
negativo decorrem do amolgamento de camadas de solo de baixa permeabilidade,
como argilas moles. Tal fenômeno é capaz de levar a estaca à ruptura por perda da
capacidade de carga do solo.
Há uma certa profundidade onde os recalques são iguais, denominada de ponto
neutro, ponto de divisão entre a parcela de atrito negativo e positivo. Quando existe
apenas uma camada de argila mole acima do solo competente, o ponto neutro se situa
na base dessa camada ou um pouco acima.
A compressão do fenômeno do atrito é simples, já a quantificação é bem
complexa. Em método simples, supõem-se que o ponto neutro está na base da
camada de argila mole e em utilizar uma expressão para o cálculo do atrito em
condições drenadas. Essa hipótese é possível, pois o amolgamento se trata de um
fenômeno proveniente do processo de adensamento e atinge o valor máximo na
condição drenada.
Para uma estaca isolada ou em grupo esparso pode-se adotar a equação de
LONG E HEALY (1974):
𝜏𝑛 = 𝐾. tan 𝛿 . 𝜉. 𝜎′𝑣𝑜 = 𝛽𝜉𝜎′𝑣𝑜 (1)
Onde: 𝛽 = 𝐾. tan 𝛿;
29
𝜉= fator que considera a redução da tensão verticial efetiva geostática em decorrência da transferênc ia
de carga do solo para as estacas (alívio de tensão vertical);
𝜎′𝑣𝑜 = tensão vertical efetiva geostática na profundidade em estudo.
As sugestões para valores de 𝛽𝜉 estão na Tabela 2:
Solo βξ
Argilas 0,20 a 0,25
Siltes 0,25 a 0,35
Areias 0,35 a 0,50
Fonte: Velloso e Lopes (2010).
A tensão efetiva do solo na profundidade em estudo pode ser obtida através do
Princípio das Tensões Efetivas de TERZAGHI:
𝜎′𝑣𝑜 = 𝜎𝑣𝑜 − 𝑢 (2)
Onde 𝜎𝑣𝑜 é a tensão total do solo e 𝑢 é a poropressão ou pressão neutra, e são
expressas respectivamente por:
𝜎𝑣𝑜 = 𝛾. 𝑍 (3)
𝑢 = 𝛾𝑤 . 𝑍 (4)
Onde: 𝛾 = peso específico do solo;
𝑍 = profundidade, em metros;
𝛾𝑤 = peso específico da água.
O valor do atrito negativo será:
𝑃𝐴𝑁 = 𝜏𝑛. 𝑈. ∆𝐿 (5)
Sendo 𝑈 o perímetro da estaca e ∆𝐿 a espessura da camada.
Tabela 2 - Valores de βξ por Long e Healy (1974)
30
Segundo a NBR 6122/2010, no caso de estacas em que se prevê a ação do
atrito negativo, a carga admissível (𝑃𝑎𝑑𝑚) deve ser determinada pela expressão:
𝑃𝑎𝑑𝑚 = (𝑃𝑃 +𝑃𝐿
𝐹𝑆) − 𝑃𝐴𝑁 (6)
Onde: 𝑃𝑃 = parcela correspondente á resistência de ponta na ruptura
𝑃𝐿 = parcela correspondente á resistência por atrito lateral positivo
𝑃𝐴𝑁 = parcela correspondente ao atrito lateral negativo.
𝐹𝑆 = fator se segurança global.
2.3.3 Efeito de grupo em Estacas
A NBR 6122/2010 define efeito de grupo de estacas como o processo de
interação dos diversos elementos que constituem uma fundação ao transmitirem ao
solo as cargas que lhes são aplicadas. Essa situação de interação acarreta uma
superposição de tensões, onde o recalque do grupo normalmente é diferente do
recalque do elemento, caso esteja solitário. De acordo com CINTRA E AOKI (2010),
os grupos de estacas apresentam sempre recalques superiores aos de uma estaca
isolada, submetida a uma mesma carga.
Segundo VELLOSO E LOPES (2010), da mesma forma faz com que a
capacidade de carga seja diferente da capacidade de carga daquele elemento isolado.
Dependendo da forma de execução do elemento de fundação e do tipo do terreno o
efeito de grupo pode ser benéfico ou o contrário.
Elementos que são executados muito próximos, tem comportamento
semelhante à de um bloco, composto pelas fundações com o solo. Entretanto, o solo
não participa do atrito lateral nas estacas internas quando há a formação desse bloco,
o que não é prejudicial para a fundação, por isso, o espaçamento mínimo entre as
estacas deve ser obedecido, a fim de evitá-lo.
2.3.4 Recalques
Recalques são basicamente os deslocamentos verticais, de cima para baixo,
que as fundações sofrem ao serem solicitadas por algum carregamento. Para
31
monitorar o recalque, observam-se esses deslocamentos como a mudança de uma
posição em relação a um sistema fixo de referência.
Contudo, o valor limite de recalques admissíveis é uma questão subjetiva,
recomendado pela norma que seja definido pelo engenheiro projetista. De acordo com
a NBR6122/2010, a carga admissível, determinada através da extrapolação da curva
carga-recalque, é considerada como aquela que provoca recalques que não sejam
prejudiciais à estrutura da obra, oferecendo segurança contra a ruptura ou
escoamento do maciço ou do próprio elemento estrutural de fundação. Esses valores
limites para o deslocamento de fundações devem considerar fatores como: a
confiabilidade do método que esses deslocamentos aceitáveis foram estabelecidos, a
velocidade dos recalques e movimentos do terreno de fundação, o tipo de estrutura e
material da construção, tipo de fundação, natureza do solo, finalidade da obra e
influência de edificações vizinhas.
CINTRA E AOKI (2010) citam que, observações experimentais revelam que a
mobilização máxima do atrito é atingida para baixos valores de recalque da estaca,
entre 5 e 10mm, independente do tipo de estaca e do diâmetro do seu fuste.
Na prática de fundações, é possível considerar valores de recalques
admissíveis para fundações em estacas, recomendados por Meyerhof (1976): 25mm
para estacas em areia e 50mm para estacas em argila, considerando o efeito de
grupo. No caso de estacas isoladas, 15mm para estacas em areia e 25mm para
estacas em argila (CINTRA & AOKI, 2010).
2.4 ANÁLISE DE DESEMPENHO DE ESTACAS
2.4.1 Prova de carga estática
A NBR 12131/2006 prescreve o método de prova de carga em estacas com o
objetivo de avaliar seu comportamento carga x deslocamento e estimar suas
características de capacidade de carga. A execução deste ensaio auxilia também na
determinação da resistência do terreno ou do próprio elemento de fundação, além da
previsão de futuros recalques. A prova de carga consiste em aplicar esforços estáticos
crescentes na estaca e registrar os respectivos deslocamentos gerados por essa
carga. Esses esforços podem ser axiais, de tração ou compressão, ou transversais.
32
A execução do ensaio consiste em aplicar cargas conhecidas no topo da estaca
em incrementos sucessivos e de mesma magnitude, etapa denominada de estágio de
carga. Esses estágios são monitorados concomitantemente com o monitoramento do
encurtamento elástico do fuste e o recalque da ponta da estaca, até que seja atingida
a ruptura (CINTRA, 2013).
A aplicação progressiva da carga no topo da estaca acarreta a mobilização da
resistência, que promove o seu equilíbrio. Atingir a ruptura significa alcançar a máxima
resistência mobilizável, a de atrito e a de ponta, com recalques incessantes (CINTRA,
2013).
O dispositivo de aplicação de carga é formado por um ou mais macacos
hidráulicos, que devem ter capacidade ao menos 10% maior que o máximo
carregamento do ensaio e funcionam em sistema de ação e reação, conforme
representado na Figura 10. A cada estágio de carga, o valor da resistência mobilizada
é quantificado e, pelo princípio da ação e reação, é igual à carga aplicada.
Fonte: Empresa Fungeo.
O método mais utilizado na prática de fundações é o do carregamento lento,
representado pela sigla SML (carga mantida lenta), em que o sistema estaca solo é
submetido à aplicação de carga estática em estágios crescentes, com incrementos
iguais, limitado a 20% da carga de trabalho prevista em projeto, em que em cada
Figura 10 - Execução da Prova de Carga Estática
33
estágio é mantido a carga até a estabilização dos recalques ou por um intervalo
mínimo de 30 minutos.
Segundo a norma NBR 12131/2006, a estabilização dos deslocamentos ou
recalques ocorre quando a diferença entre as leituras no instante t e t/2 resultar em
até 5% do deslocamento ocorrido no estágio anterior. A ruptura do sistema estaca-
solo é caracterizada quando um pequeno acréscimo de carga provoca um grande
recalque, denominado de carga estática última.
A Figura 11 contém o formato típico da curva carga (P) x recalque (∆), sendo P
a carga aplicada no topo da estaca e ∆ o recalque do topo da estaca. Essa curva
passa pelos pontos referentes ao final de cada estágio (recalques estabilizados).
Fonte: NBR 6122/2010.
Para o controle de desempenho de estaca hélice contínua, a Tabela 6 da NBR
6122/2010 torna obrigatória a execução de prova de carga estática em obras que
tiverem um número de estacas superior a 100 e sempre no início da obra. Quando o
número total de estacas ultrapassar 100, devem ser executadas provas de carga em
no mínimo 1% das estacas.
A carga máxima pretendida no ensaio é definida pela NBR 6122/2010 como
duas vezes a carga admissível prevista em projeto, no caso de ensaios executados
no início da obra, totalizando 10 estágios ou 1,6 vezes a carga admissível para ensaios
realizados para avaliação de desempenho. Embora a norma vigente permita o uso de
um fator de segurança igual a 1,6 para estacas com prova de carga estática. CINTRA
Figura 11 - Curva carga x recalque na prova de carga de estática
34
(2013) sugere que não seja utilizado um fator de segurança inferior a 2, mesmo nas
provas de carga realizadas na fase de projeto ou no início da obra.
O desempenho é considerado satisfatório, então, quando o fator de
segurança for de no mínimo 2,0 com relação à carga de ruptura obtida na prova de
carga e quando o recalque na carga de trabalho for admissível pela estrutura.
Ignorar os valores reais de capacidade de carga oriundos da prova de
carga traz uma consequência grave que é o desconhecimento do fator de segurança
da fundação. Segundo CINTRA (2013), o fator de segurança 𝐹𝑆 é definido pela relação
entre os valores médios de resistência e solicitação:
𝐹𝑆 =𝑅𝑚𝑒𝑑
𝑆𝑚𝑒𝑑 (7)
A realização de várias provas de carga em quantidade representativa possibilita
a determinação de um valor médio de resistência, necessário para o cálculo do fator
de segurança global real, que permite a análise de confiabilidade da fundação, com a
estimativa de probabilidade de ruína, conforme aponta CINTRA E AOKI, 2010.
2.4.2 Prova de carga dinâmica
De acordo com a NBR 13208/2007, o ensaio de carga dinâmica é um ensaio
que a partir da imposição de um carregamento dinâmico visa a estimativa da
capacidade de carga, que é feita com análise fundamentada na teoria da equação da
onda.
O ensaio tradicional consiste na aplicação de força de impacto constante no
topo da estaca, capaz de provocar um deslocamento permanente ou mobilizar a
resistência das camadas de solo nas quais a estaca atravessa. O sistema é formado
pelo peso (martelo) caindo de uma mesma altura, sobre o sistema de amortecimento
instalado, de forma que o impacto seja aplicado, centrado e axial ao topo da estaca.
O ciclo de impactos é de normalmente 10 golpes de energia aproximadamente
constantes e a análise é feita para um carregamento, ou seja, um impacto
representativo no ensaio cíclico (CINTRA, 2013).
Para a estaca hélice contínua, o ensaio dinâmico é realizado após a sua
concretagem, respeitando o prazo mínimo de sete dias de sua execução. No topo da
35
estaca concreta-se um bloco de coroamento, que receberá os golpes do martelo e
onde serão instalados os transdutores, que são os dispositivos usados para obtenção
das respostas de ensaio dinâmico. Os sinais são captados por meio de sensores dos
transdutores instalados em posição oposta no fuste do elemento a ser testado, de
onde podem ser obtidas medidas de aceleração, de velocidade ou de deslocamento
(NBR 13208/2007).
No que se refere à quantidade de ensaios dinâmicos, a NBR 6122/2010 permite
substituir uma prova de carga estática por cinco ensaios de carregamentos dinâmicos.
Trata-se de um ensaio vantajoso quanto ao custo e à duração, que possibilita a
avaliação da capacidade de carga de uma maior amostra de estacas de uma obra.
Outras vantagens dizem respeito à possibilidade de obtenção separada das parcelas
de resistência lateral e de ponta do sistema estaca-solo e também à verificação da
integridade da estaca (CINTRA, 2015).
2.4.3 Ensaio PIT (Pile Integrity Test)
Um problema frequente em estaqueamentos é a verificação da
integridade da estaca após a sua execução. No caso de estacas hélice contínua, uma
complicação de execução é que podem ter sofrido estrangulamento de fuste com o
concreto ainda fresco (VELLOSO E LOPES, 2010).
O ensaio P.I.T. “Pile Integrity Test” é realizado em fundações profundas
para avaliar a integridade de estacas com relação a possíveis problemas construtivos,
tais como falhas de concretagem, trincas, fissuras, rupturas além de variações
seccionais de fuste. O esquema do ensaio está representado na Figura 12.
Figura 12 - Esquema do ensaio PIT
36
Fonte: Rausche, Likins e Ren-Kung (1992).
De acordo com CINTRA (2013) o PIT (Pile Integrity Test) é um ensaio dinâmico
de pequena deformação, é feito com um golpe de martelo manual aplicado no topo da
estaca, onde está instalado o acelerômetro, que é fixado por meio de cera especial.
Em seguida, são aplicados golpes com um martelo de massa entre 0,5kg e 5kg,
conforme o tamanho da estaca.
Os sinais obtidos no acelerômetro são interpretados por um equipamento PIT.
Pelo registro do tempo em que a onda de tensão gerada pelo golpe volta ao topo da
estaca, é possível detectar o trecho íntegro da estaca (VELLOSO E LOPES, 2010).
De acordo com os níveis de sinais obtidos, é possível saber se houve
mudanças nas condições do fuste, como variação da seção ou descontinuidade,
conforme o exemplo da Figura 13. Esse ensaio também pode ser utilizado para
determinação do comprimento de fundações desconhecidas (CINTRA, 2013).
Figura 13 - Registro de velocidade no ensaio PIT de uma estaca danificada e de uma estaca normal
37
Fonte: Likins (2000).
Segundo a pesquisa de POLIDO (2013), 53% dos profissionais utilizam
o ensaio PIT para controle tecnológico de integridade do fuste das estacas hélice
continua. E uma das razões de muitos ainda não utilizarem o teste PIT seria a falta de
uma normatização brasileira do ensaio, principalmente no que se refere à
interpretação de resultados e relatórios. Como não há uma norma brasileira, as
empresas e profissionais costumam usar a norma internacional ASTM – D5882-07 –
Standard Test Method for Low Strain Impact Integrity Testing of Deep Fundations.
2.5 MÉTODOS PARA PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA
2.5.1 Método de Aoki-Velloso
O método Aoki-Velloso (1975) é um procedimento semi-empírico para
determinação da capacidade de carga em estacas. Ele foi baseado nos ensaios de
penetração estática de cone (CPT - Cone Penetration Test) com luva de atrito (de
Begemann). Para permitir o uso com o ensaio de SPT, Aoki e Velloso (1975)
desenvolveram uma correlação linear entre os ensaios de CPT e SPT para cada tipo
de solo. Por isso, esse método depende de uma boa caracterização por sondagem do
tipo de solo, apesar de não levar em conta a eficiência do ensaio SPT.
Com já citado, a capacidade de carga (R) é formada pelas parcelas de
resistência lateral (RL) e de ponta (Rp), logo, temos:
38
𝑅 = 𝑅𝐿 + 𝑅𝑃 (8)
A resistência de ponta é definida como:
𝑅𝑃 = 𝑟𝑃 . 𝐴𝑃 (9)
Onde 𝑟𝑃 é a capacidade de carga do solo na cota de apoio do elemento de
fundação e 𝐴𝑃 é a área da seção transversal da ponta.
A resistência lateral da estaca é definida como:
𝑅𝐿 = 𝑈 . ∑ (𝑟𝐿 . ∆𝐿)𝑛𝑛1 (10)
Onde, 𝑈 é o perímetro da seção transversal, ∆𝐿 é a espessura da camada, 𝑟𝐿 é
a tensão média de atrito lateral na camada de espessura ∆𝐿 e 𝑛 é o número de
camadas.
As duas incógnitas geotécnicas (𝑟𝐿 𝑒 𝑟𝑃) são correlacionadas com ensaio CPT,
por meio dos valores 𝑞𝐶, que é a resistência de ponta de cone, e 𝑓𝑆 que é a resistência
lateral unitário da luva.
𝑟𝑃 = 𝑞𝐶
𝐹1 (11)
𝑟𝐿 = 𝑓𝑆
𝐹2 (12)
𝐹1 e 𝐹2 são coeficientes de transformação, que leva em conta o efeito escala e
o tipo de estaca. Como no Brasil o ensaio CPT não é tão utilizado quanto o SPT, o
valor da resistência de ponta 𝑞𝐶 pode ser substituído por uma correlação com o 𝑁𝑠𝑝𝑡
(CINTRA & AOKI, 2010).
O método de Aoki e Velloso (1975) é considerado semi-empírico por
necessitar dos parâmetros estatísticos experimentais K e 𝛼 para transformar o índice
𝑁𝑆𝑃𝑇 e o tipo de solos em resistência de ponta e atrito lateral, o que é feito por meio
das expressões:
𝑞𝐶 = 𝐾. 𝑁𝑆𝑃𝑇 (13)
39
O que permite expressar o atrito lateral também em função do 𝑁𝑆𝑃𝑇 com o
coeficiente da razão de atrito (𝛼):
𝛼 =𝑓𝑆
𝑞𝐶 (14)
O que nos leva a:
𝛼 . 𝑞𝐶 = 𝑓𝑆 = 𝛼 .𝐾 . 𝑁𝑆𝑃𝑇 (15)
As expressões anteriores de 𝑟𝑃 e 𝑟𝐿 podem ser reescritas da seguinte forma:
𝑟𝑃 = 𝐾.𝑁𝑃
𝐹1 (16)
𝑟𝐿 = 𝛼 .𝐾 .𝑁𝐿
𝐹2 (17)
Onde 𝑁𝑃 é o índice de resistência a penetração na cota de apoio da ponta da
estaca e, 𝑁𝐿 o índice de resistência a penetração médio da camada de solo de
espessura ∆𝐿. Portanto, a capacidade de carga de um elemento de fundação isolado
pode ser estimada através da fórmula semi-empírica:
𝑅 =𝐾.𝑁𝑃
𝐹1 . 𝐴𝑃 +
𝑈
𝐹2. ∑ (𝛼 .𝐾 .𝑁𝐿 .∆𝐿)𝑛
1 (18)
O coeficiente 𝐾 e a razão de atrito 𝛼 dependem do tipo de solo e provêm dos
estudos dos autores desse método, conforme demonstra a Tabela 3.
Solo K (𝑴𝑷𝒂) α (%)
Areia 1,00 1,4
Areia siltosa 0,80 2,0
Areia siltoargilosa 0,7 2,4
Areia argilosa 0,6 3,0
Tabela 3 - Coeficiente K e razão de atrito α
40
Areia argilossiltosa 0,5 2,8
Silte 0,40 3,00
Silte arenoso 0,55 2,2
Silte arenoargiloso 0,45 2,8
Silte argiloso 0,23 3,4
Silte argiloarenoso 0,25 3,0
Argila 0,20 6,0
Argila arenosa 0,35 2,4
Argila arenossiltosa 0,30 2,8
Argila siltosa 0,22 4,0
Argila siltoarenosa 0,33 3,0
Fonte: Aoki e Velloso (1975).
Os fatores de correção 𝐹1 e 𝐹2 estão expostos na Tabela 4.
Tipo de estaca 𝑭𝟏 𝑭𝟐
Franki 2,50 5,00
Metálica 1,75 3,5
Pré-moldada 1,75 3,5
Fonte: Aoki e Velloso (1975).
Na década de 70, quando o método Aoki e Velloso foi proposto, ainda
não se executada estaca tipo hélice contínua. Com o passar do tempo, surgiram
aperfeiçoamentos para esses fatores. Como citado por Velloso e Lopes (2010), em
estudos realizados na UFRJ foram recomendados o uso de 𝐹1 = 2 e 𝐹2 = 4,0.
2.5.2 Método Décourt-Quaresma
O método Décourt-Quaresma (1978) determina a capacidade de carga de
estacas a partir do ensaio SPT. As parcelas 𝑅𝑃 e 𝑅𝐿 da capacidade de carga 𝑅 de um
elemento de fundação por estaca são:
𝑅𝑃 = 𝑟𝑃 .𝐴𝑃 (19)
Tabela 4 - Fator de correção F1 e F2
41
𝑅𝐿 = 𝑈. 𝑟𝐿 .∆𝐿 (20)
Para o cálculo da resistência de ponta, é considerado o valor de N a média
entre o valor correspondente a ponta da estaca, o imediatamente anterior e o
imediatamente posterior.
𝑟𝑃 = 𝐶. 𝑁𝑃 (21)
Onde C é o coeficiente característico do solo, dado pela Tabela 5.
Tipo de solo C (kPa)
Argila 120
Slite argiloso 200
Slite arenoso 250
Areia 400
Fonte: Decóurt e Quaresma (1978).
Para o cálculo do atrito lateral (𝑟𝐿 ) não são considerados os valores de N usados
para estimativa da resistência de ponta e adotam-se os limites de 3 ≤ 𝑁𝐿 ≤ 15 e com
os valores restantes é feito uma média. Valores menores que 3 devem ser
considerados igual a 3, e maiores que 50 devem ser considerados 50. Então, podemos
calcular 𝑟𝐿 em kPa:
𝑟𝐿 = 10. (𝑁𝐿
3+ 1) (22)
Décourt, em 1996, introduziu os fatores α na resistência de ponta e β na
resistência lateral, para aplicação do método a estacas escavadas, estacas hélice
contínua e raiz, resultando na seguinte fórmula para a capacidade de carga:
𝑅 = 𝛼.𝐶. 𝑁𝑃.𝐴𝑃 + 𝛽. 10.(𝑁𝐿
3+ 1) . 𝑈. 𝐿 (23)
Tabela 5 - Coeficiente característico do solo C
42
Os valores propostos para α e β estão nas Tabelas 6 e 7, respectivamente:
Tipo de Solo
Tipo de estaca
Escavada
em geral
Escavada
(bentonita)
Hélice
contínua Raiz
Injetada
sob altas
pressões
Argilas 0,85 0,85 0,3* 0,85* 1,0*
Solos
intermediários 0,6 0,6 0,3* 0,6* 1,0*
Areias 0,5 0,5 0,3* 0,5* 1,0*
*valores apenas orientativos diante do reduzido número de dados disponíveis.
Fonte: Décourt (1996).
Tipo de estaca
Tipo de Solo Escavada
em geral
Escavada
(bentonita)
Hélice
contínua
Raiz Injetada sob
altas
pressões
Argilas 0,8* 0,9* 1,0* 1,5* 3,0*
Solos
intermediários
0,65* 0,75* 1,0* 1,5* 3,0*
Areias 0,5* 0,6* 1,0* 1,5* 3,0*
*valores apenas orientativos diante do reduzido número de dados disponíveis.
Fonte: Décourt (1996).
2.5.3 Método Teixeira
Teixeira, em 1996, propôs uma espécie de equação unificada para a
capacidade de carga, em função de dois parâmetros, α e β:
𝑅 = 𝑅𝑃 + 𝑅𝐿 = 𝛼.𝑁𝑃. 𝐴𝑃 + 𝛽. 𝑁𝐿.𝑈.𝐿 (24)
Tabela 6 - Valores do fator α em função do tipo de estaca e do tipo de solo
Tabela 7 - Valores do fator β em função do tipo de estaca e do tipo de solo
43
Onde: 𝑁𝑃 = valor médio do índice de resistência à penetração medido no intervalo de 4 diâmetros acima
da ponta da estaca e 1 diâmetro abaixo;
𝑁𝐿 = valor médio do índice de resistência à penetração ao longo do fuste;
𝐴𝑃= área da ponta ou base;
𝐿 = comprimento da estaca.
O parâmetro α é usado em função do tipo de solo e de estaca. Já o parâmetro
β é empregado para cálculo da resistência de atrito lateral e depende apenas do tipo
de estaca. Os valores sugeridos para α e β encontram-se na Tabela 8.
Solo↓ Tipo de
Estaca* → I II III IV
Valores de α
(tf/m²) em
função do tipo
de solo
(4<N<40)
Argila siltosa
11 10 10 10
Silte Argiloso 16 12 11 11
Argila arenosa 21 16 13 14
Silte arenoso 26 21 16 16
Areia argilosa 30 24 20 19
Areira siltosa 36 30 24 22
Areia 40 34 27 26
Areia com
pedregulhos 44 38 31 29
Valores de β (tf/m²) em função do tipo de estaca 0,4 0,5 0,4 0,6
*Tipos de estaca: I – Estacas pré-moldadas de concreto e perfis metálicos; II
– Estacas tipo Franki; III – Estacas escavadas a céu aberto; IV – Estacas raiz
Fonte: Teixeira (1996).
2.5.4 Método de Antunes e Cabral
Segundo Velloso e Lopes (2010), foram propostos alguns métodos para
previsão da capacidade de carga de estacas hélice contínua, como o método de
Antunes e Cabral (1996), que apresentaram previsões seguras para cargas de ruptura
de até cerca de 250tf, de acordo com o estudo de Francisco (2001).
Tabela 8 - Valores de α e β para o método de Teixeira
44
Esse método é baseado em 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
semiempíricos tradicionais, Décourt & Quaresma (1978) e Aoki & Velloso (1975).
O método de Antunes e Cabral (1996) sugere a fórmula:
𝑅 = 𝛽2′ . 𝑁. 𝐴𝑃 + 𝛽1
′ .𝑁. 𝑈.∆𝐿 (25)
Os valores de 𝛽1′ e 𝛽2
′ encontram-se na Tabela 8.
Solo 𝜷′𝟏 (%)
𝜷′𝟐
Areia 4 – 5 2 – 2,5
Slite 2,5 – 3,5 1 – 2
Argila 2 – 3,5 1 – 1,5
𝛽′1𝑁 e 𝛽′
2𝑁𝑏 em Kgf/cm² e 𝛽′
2𝑁𝑏≤ 40 kgf/cm²
Fonte: Velloso e Lopes (2010).
Tabela 9 - Fatores 𝛽1′ e 𝛽2
′ do método de Antunes e Cabral
45
3 ESTUDO DE CASO
Após as definições de conceitos, será realizado um estudo de caso com o
objetivo de ilustrar e contextualizar o tema, estreitar os fundamentos teóricos sobre
engenharia de fundação e geotecnia com os resultados reais obtidos em campo.
Desta maneira, o presente capítulo destina-se a descrever informações
preponderantes ao estudo proposto, tais como a edificação, sua localização,
características geológicas e geotécnicas, assim como o cálculo da capacidade de
carga de uma estaca hélice contínua através de diferentes métodos semi-empíricos.
3.1 MATERIAIS
3.1.1 Edificações Analisadas
A edificação denominada de OBRA 1, é um Edifício residencial,
construído na cidade de Toledo, no estado do Paraná. É um empreendimento de alto
padrão, conforme ilustração arquitetônica da Figura 14.
Fonte: Fungeo (2016).
A OBRA 2 é também um Edifício residencial, localizado na mesma cidade. Não
há maiores informações arquitetônicas sobre a edificação.
Figura 14 - Edifícios Torres do Lago
46
3.1.2 Características geológicas do local das obras
O município de Toledo está situado na região Oeste do Paraná. Tal região
localiza-se no terceiro planalto paranaense, também chamado de planalto de
Guarapuava. O solo apresenta-se revestido de uma camada de arenitos, a região tem
características de rochas eruptivas e dos tipos de solos a ela correspondentes. O solo
é do tipo latossolo roxo, com boa capacidade de retenção de água e permeabilidade.
3.1.3 Investigações geotécnicas do terreno
Conforme supracitado, para toda obra de fundação é imprescindível o
conhecimento da estratigrafia do terreno através de sondagens, sejam elas via SPT
(Standard Penetration Test), CPT (Cone Penetration Test) ou qualquer outra técnica
de investigação “in situ” através de coleta de amostras indeformadas.
Para a OBRA 1 foram realizados 13 (treze) furos de sondagem do tipo SPT,
perfazendo um total de 273,35 metros perfurados, respeitando a distribuição e os
métodos executivos, segundo a NBR 6484/2001 – Sondagens de simples
reconhecimento com SPT. A locação dos furos de sondagem encontra-se na Figura
15.
Fonte: Fungeo.
Figura 15 - Locação dos furos de sondagem SPT na OBRA 1
47
De acordo com o laudo fornecido pela empresa responsável pela execução do
reconhecimento geotécnico do terreno, as perfurações foram executadas pelo
processo de percussão e lavagem com circulação de água, revestidas com tubo de
aço com 2½” de diâmetro. As amostras foram extraídas com amostrador de diâmetro
interno e externo respectivamente iguais a 1.3/8”e 2”, sendo que as medidas de
resistência à penetração são de 30 cm do amostrador no subsolo, provocado pela
queda de um peso de 65 Kg e de uma altura constante de 75 cm.
Para a avaliação dessa resistência do solo foi cravado 45 cm, constatando-se
o número de golpes necessários à cravação contínua e sucessiva a cada parcela de
15 cm, sendo nos perfis individuais a soma de golpes da 2ª e 3ª parcelas de 15 cm.
Os treze furos de sondagens apresentaram camadas homogêneas e com as
seguintes considerações:
Na primeira camada perfurada a argila tem cor marrom avermelhada,
sem textura interna e consistência muito mole a mole, com espessura variando
entre 0 e 4,45 metros;
Na região mais central do terreno temos aterro na primeira camada, com
espessura variando entre 0 e 4,45 metros;
Na segunda camada perfurada a argila possui cor marrom abegeada,
alterações com cores mescladas, percolações com cores escuras e
amareladas. A consistência varia desde média à dura. A espessura deste tipo
de solo varia em geral entre 4,45 e 8,45 m.
Na terceira camada, há argila de cor marrom alaranjada, percolações
com cores variadas e com consistência rija. A espessura deste tipo de solo
varia em geral entre 8,45 e 12,45 m.
Na quarta camada, há argila de cor marrom clara e consistência média
à dura. A espessura deste tipo de solo varia em geral entre 12,45 e 15,45 m.
Na quinta camada, tem-se argila de cor marrom variegada e de
consistência dura. A espessura deste tipo de solo varia em geral entre 15,45 e
25,45 m.
O nível do lençol freático foi encontrado a uma profundidade média de
2,11 metros no dia da perfuração.
Salienta-se que as sondagens não foram executadas até o impenetrável.
Os autores não possuem informações sobre o motivo da paralização dos
48
ensaios em profundidades distintas. A cota máxima de realização dos furos de
sondagem variou entre 20 e 25,45 metros.
O perfil de sondagem escolhido para comparativo com os resultados da prova
de carga é o referente ao furo de SPT nº 11, representado na Figura 16. Esse perfil
foi escolhido pela autora, por não haver projeto ou relatório que cite a localização exata
da estaca teste, contudo este perfil representa as características gerais médias de
todos os boletins SPT realizados.
Figura 16 - Perfil de sondagem SPT da OBRA 1
49
Na OBRA 2, foram realizados furos de sondagem da mesma maneira descrita
para a OBRA 1, executados pela mesma empresa e seguindo as normativas da NBR
6484/2001. O perfil de sondagem que mais se aproxima da estaca onde foi realizada
a prova de carga estática, segundo a empresa responsável, é o furo de SPT nº 01,
representado na Figura 17.
50
De acordo com o perfil de sondagem, a classificação do solo em cada camada
foi:
Na primeira camada, temos argila de cor avermelhada, ocorrência de
grânulos de quartzo, e de consistência mole á rija. A espessura deste tipo de
solo varia em geral entre 0 e 9,45 m;
Figura 17 - Perfil de sondagem SPT da OBRA 2
51
Na segunda camada, temos argila e tonalidade marrom avermelhada,
alterações pontuais esbranquiçadas, percolações com cores claras, ocorrência
de grânulos de quartzo, e de consistência rija. A espessura deste tipo de solo
varia em geral entre 9,45 e 10,45m;
Na terceira camada, temos argila a argila siltosa, tonalidade roxa,
alterações amareladas e pontuais esbranquiçadas, percolações com cores
mescladas ocasionalmente em forma de feixes, e de consistência rija a dura. A
espessura deste tipo de solo varia em geral entre 10,45 e 25,45m;
O nível do lençol freático foi encontrado a uma profundidade inicial de
5,50 metros, e final de 10,70 metros.
3.1.4 Prova de Carga Estática
Conforme estabelecido pela norma NBR 12131/1991, a prova de carga consiste
em aplicar esforços estáticos crescentes à estaca à medida que ocorre o registro de
deslocamentos correspondentes. Esse ensaio, conforme abordado no capítulo 2, tem
o objetivo de fornecer elementos para avaliar seu comportamento carga x
deslocamento e estimar suas características de capacidade de carga, lembrando que
as informações sobre a sua realização foram fornecidas pela empresa responsável.
Foi realizada uma prova de carga à compressão, do tipo lenta (SML). A estaca
é do tipo hélice continua, com diâmetro de 600 mm e profundidade de 17m. É uma
estaca pertencente a um pilar cuja carga de trabalho máxima em cada estaca foi
estimada pelo projetista em 70 tf.
O sistema do ensaio é formado por: macaco hidráulico devidamente
calibrado; bomba hidráulica; relógio comparador (extensômetros analógicos); viga e
tirantes de reação, bem como porcas, contraporcas e chapas de aço de travamento;
vigas de referência; estaca de compressão e estacas de tração com tirantes, conforme
ilustrado na Figura 18.
Figura 18 - Prova de carga estática realizada na OBRA 1
52
Nas estacas testadas à compressão foram aplicadas cargas por macaco
hidráulico apoiado sobre o bloco de coroamento da estaca, que reagem tracionando
as barras de aço posicionadas nas estacas de reação e comprimindo o sistema de
vigas metálicas apoiadas sobre o bloco da estaca central.
Os deslocamentos verticais provocados durante os carregamentos foram
medidos, simultaneamente, no topo do bloco de coroamento, através de quatro
extensômetros analógicos, posicionados um em cada extremidade do bloco. Estes
instrumentos foram instalados em 2 vigas de madeira de referência. Os extensômetros
foram posicionados um em cada extremidade do bloco, conforme a Figura 19.
Figura 19 - Extensômetros analógicos usados na PCE da OBRA 1
53
O sistema de carregamento foi composto por um macaco hidráulico com
capacidade de 200 tf, ligado a uma unidade hidráulica com bombeamento de óleo
hidráulico de 1L/min, motor de 5cv e pressão máxima de 600 bar.
O sistema de reação foi composto por uma barra de tirante de 20 mm inserida
em cada estaca de tração. A viga de reação era constituída por dois perfis de aço
Gerdau HP 310 x 125, reforçados por enrijecedores, unidos nas mesas por chapas de
aço. Os enrijecedores foram utilizados para evitar esmagamento da alma dos perfis,
além de soldagem entre os perfis com penetração devido à espessura da aba dos
mesmos.
Os ensaios foram realizados com devida atenção a cada detalhe, verificando
possíveis interferências e tomou-se o cuidado com a calibração, tanto das bombas,
quanto dos macacos e extensômetros. As planilhas com os resultados obtidos nesse
ensaio encontram-se no ANEXO 1 e serão discutidos no capítulo 4.
A Figura 20 apresenta os resultados no gráfico de carga x recalque da prova
de carga realizada na OBRA 1. Para análise da carga de ruptura desse projeto, a
empresa informou que foi utilizado o método da interseção das tangentes.
54
É possível visualizar na Figura 20 que a curvatura nos últimos estágios
transforma-se em um segmento linear não vertical, chamada de curva aberta.
Segundo CINTRA (2013), isso significa que a carga aplicada poderia aumentar
continuamente com recalques crescentes, que não haveria qualquer indício de
ruptura, nem física, nem nítida ou, de um limite para a mobilização da resistência do
sistema estaca-solo. Para que fique caracterizada a ruptura da estaca, é necessário
baixo acréscimo de carga com elevadas deformações.
A carga máxima do ensaio aconteceu em 83 tf e o recalque apresentado de
2,24 mm.
Na OBRA 2, foi realizada a prova de carga estática com as mesmas
características de equipamentos e etapas executivas, executadas pela mesma
empresa. Seguindo a normativa do item 6.2.1.2.2 da NBR 6122/2010, a prova de
carga foi levada até uma carga mínima de duas vezes a carga admissível prevista em
projeto, que era de 250tf. A estaca é do tipo hélice continua, com diâmetro de 800 mm
e profundidade de 16m. A carga máxima atingida no ensaio foi de 600tf, atingindo uma
deformação de 10,01mm nessa etapa.
A Figura 21 apresenta os resultados no gráfico de carga x recalque
(deformação) da prova de carga realizada na OBRA 2, e é possível interpretar que da
mesma forma que para a OBRA 1, não houve indício de ruptura, nem física nem nítida.
Essa curva passa pelos pontos referentes ao final de cada estágio (recalques
estabilizados) e os degraus representam a trajetória de carga entre os estágios de
Figura 20 - Curva carga x recalque da PCE da OBRA 1
55
carregamento. As planilhas com os resultados obtidos nesse ensaio encontram-se no
ANEXO 2 e serão discutidos, posteriormente, no capítulo 4.
3.2 CÁLCULO CAPACIDADE DE CARGA
Este subitem é dedicado ao dimensionamento da Capacidade de carga de
estacas hélice contínua baseada na teoria dos métodos semi-empíricos propostos por
Aoki e Velloso (1975), Décourt-Quaresma (1978, 1996), Teixeira (1996) e Antunes e
Cabral (1996), descritos no capítulo 2. Criou-se uma planilha Excel, a fim de se obter
de maneira simplificada e precisa os resultados de cálculo para cada método, essas
planilhas encontram-se no ANEXO 3, 4 e 5. Os valores de NSPT, bem como os
parâmetros geotécnicos utilizados na formulação destes métodos, foram obtidos
através dos resultados dos ensaios SPT expostos no subitem 3.1.3
Para o cálculo da capacidade de carga em ambas as estacas, os valores de
NSPT maiores que 50, foram considerados iguais 50. Essa abordagem, provavelmente
implica na diminuição das resistências na extremidade inferior da estaca,
caracterizando-se assim, como uma medida conservadora na mensuração da
capacidade de carga.
Segundo a empresa responsável pela execução da estaca da OBRA 1, não
foram realizados cortes ou aterros para compatibilização entre a cota da boca do furo
da sondagem e a cota de implantação da edificação. Contudo, na OBRA 2, a cota de
Figura 21 - Curva carga x recalque da PCE da OBRA 2
56
implantação da estaca foi 8 metros abaixo da cota da boca do furo do SPT, ou seja,
foi realizado corte de 8 m do terreno para implantação da edificação.
Para a OBRA 1, nas camadas compressíveis, foi calculado o atrito negativo de
acordo com a revisão teórica exposta no subitem 2.3.3. Para o peso específico do solo
nas camadas de argila mole, foi adotado o valor de 13kN/m³. Para a OBRA 2, não foi
calculado atrito negativo por não possuir camada expressiva de solo mole a partir da
cota de implementação da estaca.
Em todos os métodos, a capacidade de carga (R) é formada pelas parcelas de
resistência lateral (RL) e de ponta (Rp), logo, temos:
𝑅 = 𝑅𝐿 + 𝑅𝑃 (8)
Para os cálculos com método de Aoki e Velloso (1975), o coeficiente 𝐾 e a
razão de atrito 𝛼 foram usados, respectivamente, os valores 200 kN/m² e 6%, para as
camadas de argila, 220 kN/m² e 4%, para a camada de argila siltosa. Os valores dos
fatores de transformação adotados foram: 𝐹1 = 2 e 𝐹2 = 4,0.
Para o método Décourt-Quaresma modificado por Décourt (1996), seguindo as
indicações do método, foram adotados os valores: C = 120, α = 0,30 e β = 1,00.
Para o método de Teixeira (1996), os parâmetros usados foram α = 100,00
kN/m² e β = 4,00 kN/m².
Para o método de Antunes e Cabral (1996), os valores de 𝛽1′ e 𝛽2
′ arbitrados
foram 3,3 kgf/m² e 1,5 kgf/m², respectivamente.
57
4 RESULTADOS
A partir dos parâmetros e métodos de cálculo expostos no capítulo 3, serão
apresentados os resultados obtidos para a estimativa da capacidade das estacas das
obras 1 e 2.
4.1 RESULTADOS PARA A OBRA 1
Conforme supracitado, na OBRA 1, a estaca possui diâmetro de 600 mm e
profundidade de 17m e a carga de trabalho máxima corresponde a 686,47 kN (70 tf).
A carga máxima do ensaio de carregamento estático aconteceu em 813,95kN (83tf).
Para efeito de contextualização e análise, serão expostos em todos os gráficos os
valores da carga de trabalho e da carga máxima atingida na prova de carga estática.
Considerando que a camada superior é composta por colo compressível, ela
será desconsiderada no cálculo do atrito lateral da estaca. Em uma segunda análise,
será estimada a magnitude do atrito negativo nesta camada. Sem a consideração de
um fator de segurança no dimensionamento, os resultados, em kN, foram:
Figura 22 - Capacidade de carga sem a consideração de um fator de segurança da estaca da OBRA 1
58
Nota-se na Figura 22, que a maior capacidade de carga total sem minoração
através dos fatores de segurança é obtida pelo método de Aoki-Velloso (1975),
nitidamente superior a resultante da prova de carga estática e da carga de trabalho
da estaca. Nessa situação, permite-se interpretar que tal método possui caráter
menos conservador frente ao demais, embora, para a carga de trabalho, todos os
métodos se mostrem satisfatórios. Os métodos de Décourt-Quaresma (1996), Teixeira
(1996) e Antunes e Cabral (1996), fornecem resultados similares, apresentando
respectivamente 96,0%, 109,42% e 101,36% da prova de carga estática.
Para efeito de carga admissível, foram analisadas duas hipóteses.
Primeiramente, utilizando o fator de segurança global igual a 2, sugerido pela NBR
6122/2010. Desta forma, obtiveram-se os seguintes valores:
Nessa situação, o método semi-empírico que gerou valor superior e próximo a
carga admissível adotada em projeto, foi o método Aoki e Velloso (1975). Os métodos
Décourt-Quaresma (1996), Teixeira (1996) e Antunes e Cabral (1996) mostraram
resultados muito próximos entre si, com o uso do fator de segurança global, porém,
distantes da carga de trabalho adotada em projeto.
Em um segundo momento, foi feita uma análise utilizando os fatores de
segurança parciais de 4 e 1,3, sugeridos pelo método de Décourt-Quaresma (1978),
Figura 23 - Capacidade de carga com F.S. global da estaca da OBRA 1
59
diferenciados quanto à parcela de resistência de ponta e de atrito lateral,
respectivamente. Com essas sugestões de fatores de segurança parciais aplicado a
todos os métodos, obtiveram-se os seguintes resultados:
Conforme pode ser visualizado na Figura 24, com os fatores de segurança
parciais, o método de Teixeira (1996), determinou uma capacidade de carga
aproximadamente 30% menor que a média dos métodos, que foi de 590,52 kN. Os
métodos de Décourt-Quaresma (1996) e Antunes e Cabral (1996) foram os que
apresentam valores mais próximos à média. O método de Aoki e Velloso (1975)
novamente forneceu valores superiores e satisfatórios, se o parâmetro considerado
for a carga de trabalho.
É possível observar que mesmo desconsiderando o atrito negativo, os valores
encontrados para previsão capacidade de carga média com a utilização do fator de
segurança global e parcial, são inferiores a carga de trabalho da estaca.
Realizada a análise isoladamente para as parcelas de atrito e de ponta,
obtiveram-se os resultados expostos nas Figuras 25 e 26.
Figura 24 - Capacidade de carga com fator de segurança parcial da estaca da OBRA 1
Figura 25 - Resistência de ponta sem fator de segurança para a estaca da OBRA 1
60
O método de Antunes e Cabral (1996) é extremamente conversador para a
parcela da resistência de ponta, seguido do método de Décourt-Quaresma (1996).
O fato da estaca hélice contínua se enquadrar na categoria de uma estaca
escavada, o item 8.2.1.2 da vigente NBR 6122/2010, recomenda que no máximo 20%
da carga admissível da estaca seja suportada pela ponta. Os métodos de Aoki e
Figura 26 - Resistência de ponta com fator de segurança parcial para a estaca da
OBRA 1
61
Velloso (1975) e Teixeira (1996) não atendem a essa especificação, nos quais 22,41%
e 23,65% representam a resistência de ponta, respectivamente.
A resistência de ponta calculada pelo método de Antunes e Cabral (1996),
representa apenas 0,40% da capacidade de carga total da estaca e,
consequentemente, esse mesmo método é o que tem maior representatividade do
atrito lateral. Os métodos de Décourt-Quaresma (1996) e Aoki e Velloso (1975) apesar
de semelhante no valor de atrito lateral, a participação na capacidade de carga total é
diferente, com 92,30% e 77,05%, respectivamente. Esse comportamento pode ser
observado nas Figuras 27 e 28.
Figura 27 - Atrito lateral sem o uso de fator de segurança para estaca da OBRA 1
Figura 28 - Atrito lateral com o uso de fator de segurança parcial para a estaca da OBRA 1
62
O fato do método de Teixeira (1996) possuir uma participação do atrito lateral
inferior aos demais métodos, justifica a menor capacidade de carga total com o uso
dos fatores de segurança parciais, já que o maior dos fatores de minoração de
segurança adotado é o lateral. Fato esse que o caracteriza como o mais conservador
no cálculo do atrito lateral.
Além dos resultados de cálculos, é possível notar que a resistência obtida por
prova de carga estática executada na fase de adequação do projeto, não foi levada
até o mínimo de duas vezes a carga admissível prevista em projeto, segundo a
recomendação do item 6.2.1.2.2 da NBR 6122/2010. Essa circunstância, somada a
não inclusão da resultante de atrito negativo, pode ser interpretada como preocupante
para a segurança da estaca ou da obra como um todo.
Por esse motivo, foi considerado o efeito do atrito negativo sobre a estaca da
OBRA 1, em uma camada de 4 metros, pelo método de Long e Healy (1974), conforme
o item 2.3.2. Os resultados foram:
63
Para esse caso, sem o uso fator de segurança global, obtiveram-se os
seguintes para o cálculo da capacidade de carga:
Nota-se na Figura 30 que com os valores do atrito negativo, os resultados dos
métodos Décourt-Quaresma (1996), Teixeira (1996) e Antunes e Cabral (1996) estão
relativamente próximos entre si, e equivalem a 93%, 106,7% e 98,66%, do valor da
prova de carga, respectivamente. O método de Aoki e Velloso (1975), resultou em
171,7% da prova de carga.
Prof. (m) SPT 11 SOLO ϒ (Kn/m³): βɛ:TENSÃO
TOTAL
PORO
PRESSÃO
TENSÃO
EFETIVA
ATRITO
NEGATIV
Σ ATRITO
NEGAT.1 - argila mole 13,00 0,20 13,00 10,00 3,00 1,13 1,13
2 - argila mole 13,00 0,20 26,00 20,00 6,00 2,26 3,39
3 - argila mole 13,00 0,20 39,00 30,00 9,00 3,39 6,79
4 4 argila mole 13,00 0,20 52,00 40,00 12,00 4,52 11,31
ATRITO NEGATIVO (kN)
Figura 29 - Atrito negativo (kN) em uma camada de 4 metros para a estaca da OBRA
1
Figura 30 - Capacidade de carga sem F.S e considerando o atrito negativo para a estaca da OBRA 1
64
Como já citado no item 2.3.3, o valor da parcela da resistência de ponta não é
afetada pelo atrito negativo, mas a parcela de atrito lateral sofre decréscimo, conforme
a Figura 31.
E os resultados obtidos para o atrito lateral com o uso do fator de minoração
parcial de 1,4, foram:
Figura 31 - Atrito lateral sem F.S. e considerando o atrito negativo para a estaca da OBRA 1
Figura 32 - Atrito lateral com F.S. parcial e considerando o atrito negativo da estaca da OBRA 1
65
Os valores resultantes para estimativa da capacidade de carga da estaca da
OBRA 1 com a utilização dos mesmos fatores de segurança parciais adotados
anteriormente e a participação do atrito negativo, foram:
A simulação considerada mais conservadora e segura para esse caso, com o
atrito negativo e o fator de segurança global, fornece os seguintes resultados:
Figura 33 - Capacidade de carga com F.S parciais e considerando o atrito negativo da estaca da OBRA 1
Figura 34 - Capacidade de carga com fator de segurança global e considerando o
atrito negativo para a estaca da OBRA 1
66
Conforme visto na Figura 34, o único método que apresenta capacidade de
carga próxima aos valores adotados como admissíveis no projeto é o Aoki e Velloso
(1975).
Os métodos de Décourt-Quaresma (1996), Teixeira(1996) e Antunes e Cabral
(1996) fornecem valores para a capacidade de carga dessa estaca consideravelmente
inferiores á carga de trabalho, mas com valores relativamente próximos entre si, com
uma média de 410,53 kN. No caso, por exemplo, de consideração do valor médio
desses 3 métodos como a carga admissível prevista em projeto, o resultado da prova
de carga estática estaria muito próximo da recomendada pela norma. Se a previsão
do método de Antunes e Cabral (1996), igual a 406,87kN, fosse escolhida como a
carga admissível de projeto, a prova de carga estática deveria ser levada até um valor
de 813,74kN, resultado esse, muito similar ao do resultado da mesma, que foi de
813,95kN. Salienta-se que a prova de carga não foi realizada até a ruptura da estaca
e, por esse motivo, não é possível estimar qual seria a real capacidade de carga que
deveria ser adotada no projeto.
Fazendo uma comparação entre a previsão da capacidade de carga sem a
consideração do atrito negativo e com o atrito negativo, considerando o fator de
segurança global recomendado pela NBR 6122/2010, tem-se o seguinte gráfico:
Figura 35 - Comparativo da capacidade de carga de carga da estaca da OBRA 1 com e sem a consideração do atrito negativo
67
O comportamento observado na figura 35 foi que magnitude desse atrito
negativo não é representativa na capacidade de carga total mobilizada pela estaca
em nenhum dos métodos semi-empíricos.
A partir do perfil de sondagem SPT na Figura 13, é possível observar que a
cota de assentamento da estaca está sobre um Nspt igual a 24, porém a camada
antecedente tem um Nspt de 5, e a camada subsequente possui um Nspt igual a 18.
Além disso, o relatório de sondagem nos mostra que esse ensaio foi levado até uma
profundidade de 22 metros, com um Nspt = 27 nessa cota.
Abre-se alguns questionamentos referentes ao encerramento do ensaio de
investigação geotécnica realizado para essa obra. A NBR 6484/2001 preconiza que o
processo de sondagem por SPT pode ser finalizado quando:
a) em 3 m sucessivos, se obtiver 30 golpes para penetração dos 15 cm iniciais
do amostrador-padrão;
b) em 4 m sucessivos, se obtiver 50 golpes para penetração dos 30 cm iniciais
do amostrador-padrão; e
c) em 5 m sucessivos, se obtiver 50 golpes para a penetração dos 45 cm do
amostrador-padrão.
Na prática das sondagens geotécnicas, valores Nspt maiores que 30, com
algumas camadas de repetição, pressupõe-se tratar de um solo de boa resistência.
Segundo recomendação de HACHICH (1998), para que a capacidade de ponta
máxima seja adquirida a estaca deve penetrar aproximadamente cinco diâmetros na
camada portante, camada na qual deverá ter uma espessura mínima de outros cinco
diâmetros sob a ponta da mesma.
Uma solução cabível seria considerar a estaca como flutuante, ou seja, uma
estaca de fundação que transmite as cargas de estrutura pelo atrito lateral do solo,
sem precisar atingir uma camada resistente. Para essa hipótese, a configuração se
assemelharia com a Figura 27, onde o método de Antunes e Cabral (1996) fornece
resultados muito próximos ao resultado da prova de carga estática. Porém, a carga
de trabalho máxima da estaca deveria ser de 401,78kN, para um fator de segurança
global igual a 2.
No que se refere à utilização dessa prática em solos moles, segundo a
experiência de POLIDO (2013), a estaca hélice em perfil geotécnico com a presença
de solo confinado, de resistência ao cisalhamento não drenada (Su) maior do que
20kPa, tem ocorrido normalmente, sem maiores problemas. Já para solos muito mole,
68
com resistência ao cisalhamento não drenada (Su) variando de 10 a 20kPa, requer um
maior controle executivo. A utilização de hélice contínua em solos muito mole
superficial, como aterros, pode ocorrer redução de seção durante o processo
executivo, devido à movimentação lateral de solo. Por isso, para solos muito mole o
uso desse tipo de estaca não é interessante.
Sobre a escolha do melhor método para previsão da capacidade de carga em
estaca hélice contínua, a pesquisa “Questões sobre Estaca Hélice Contínua” sobre
Tecnologia de Estaca Hélice Contínua, realizada pela Coordenação do CTF 2013
(ABMS), realizou um levantamento com profissionais brasileiros que atuam na área.
Os profissionais foram questionados sobre quais os métodos semi-empíricos,
analíticos, teóricos, semi-empíricos com provas de carga e/ou ensaio dinâmico que
eles mais utilizavam para estimativa da capacidade de carga de estacas hélice
contínua. Os métodos mais citados foram: Décourt e Quaresma (32%), Aoki e Veloso
(20%), Alonso (17%) e Antunes e Cabral (9%). É possível analisar por essa pesquisa
que ainda não há um método predominante entre os projetistas de estacas para
estimativa da capacidade de carga em hélice contínua (POLIDO, 2013).
A autora reitera que de maneira alguma busca criticar tanto a preferência pelo
método semi-empíricos, bem como a decisão dos parâmetros que foram utilizados
para o dimensionamento dessa estaca. Todos os questionamentos aqui levantados
são baseados em informações deduzidas, formando um cenário hipotético que pode
ser distante da realidade. É de responsabilidade do engenheiro projetista, a escolha
do método de melhor se enquadre às condições impostas pelo sistema solo-estaca e
pelo projeto, decisões essas que possuem significativas influências no resultado final.
E como já citado, o perfil de sondagem nº 11 foi escolhido pela autora, por não
haver projeto ou relatório que cite a localização exata da estaca teste, e por ser uma
boa amostra do perfil que o terreno apresenta em geral. Assumindo assim, o risco de
os resultados obtidos não serem fiéis à realidade.
4.2 RESULTADOS PARA A OBRA 2
Conforme supracitado, na OBRA 2, a estaca possui diâmetro de 800 mm e
profundidade de 17m, a carga nominal corresponde a 2451,66 kN. A carga máxima
do ensaio de carregamento estático aconteceu em 5884,00 kN. Seguindo a sequencia
adotada para a Obra 1, serão expostos em todos os gráficos os valores da carga de
69
trabalho e da carga máxima atingida na prova de carga estática. Destacando que para
a OBRA 2, a estaca não sofre influência relevante de atrito lateral negativo no seu
dimensionamento, devido ao corte de 8m realizado para implementação da estaca,
justamente devido à presença de camadas de aterro de argila mole.
Para os cálculos de previsão de capacidade de carga sem a utilização de um
fator de segurança, obtiveram-se os seguintes resultados:
Pode-se notar na Figura 36 que Aoki e Velloso (1975) é o método menos
conversador e, Décourt-Quaresma (1996) caracteriza-se como o mais conservador.
Porém, a estimativa da capacidade de carga de uma estaca sem a utilização
de um fator de segurança não está de acordo com o recomendado NBR 6122/2010.
Por isso, para efeito de carga admissível, foi analisado os resultados com efeito de
um fator de segurança igual a 2. Desta forma, os valores encontrados foram:
Figura 36 - Capacidade de carga sem fator de segurança para a estaca da OBRA 2
Figura 37 - Capacidade de carga com fator de segurança global para a estaca da
OBRA 2
70
No caso da Figura 37, os métodos semi-empíricos fornecem uma média de
capacidade de carga de 2408,19 kN, resultado esse, semelhante ao da carga nominal
da estaca. Aoki e Velloso (1975) se mantém como o método menos conservador,
representando 155,36% da carga nominal, e 52,49% do resultado do ensaio de
carregamento estático.
Com os resultados, é possível interpretar que o método de Aoki e Velloso
(1975) forneceu uma previsão compatível com a prova de carga da estaca, podendo
ser escolhido como o método de dimensionamento da mesma, e sugerindo que a
carga solicitante dessa estaca poderia ser superior ao 2451,66 kN, sem afetar sua
segurança.
Caso o método escolhido para estimativa da capacidade de carga fosse
Décourt-Quaresma (1996), o resultado sugere um superdimensionamento de 19,32%
para essa estaca. Da mesma forma, Antunes e Cabral (1996) sugerem resultados
17,03% menores que a carga solicitante da estaca. Já o método de Teixeira (1996)
resultou em uma capacidade de carga próxima a carga solicitante, com uma diferença
mínima de 3,27%.
Em um segundo momento, foi utilizado fatores de segurança parciais de 4 e
1,3, sugeridos pelo método de Décourt-Quaresma (1978), diferenciados quanto à
parcela de resistência de ponta e de atrito lateral, respectivamente. Com essas
sugestões de fatores de segurança parciais aplicado a todos os métodos, obtiveram-
se os seguintes resultados:
71
Com os fatores de segurança globais, constatam-se na Figura 38 que todos os
resultados obtidos pelos métodos são superiores a carga de trabalho dessa estaca.
Fazendo uma comparação estatística entre os métodos calculados e o resultado da
prova de carga estática, constata-se que representam 43,93% para Décourt-
Quaresma (1996), 59,14% para Aoki e Velloso (1975), 49,99% para Teixeira e 52,86%
para Antunes e Cabral.
Verificando a representatividade das parcelas de atrito lateral e de ponta, foi
encontrado os seguintes valores:
Figura 38 - Capacidade de carga com fatores de segurança parciais para a estaca da
OBRA 2
Figura 39 - Resistência de ponta com fator de segurança parcial para a estaca da OBRA 2
72
Conforme é possível observar na Figura 39, o método de Antunes e Cabral
(1996) é extremamente conversador para a parcela de resistência de ponta, seguido
do método de Décourt-Quaresma (1996), mesmo comportamento observado para a
estaca da OBRA 1.
Verificando a recomendação da norma para que no máximo 20% da carga
admissível da estaca seja suportada pela ponta, apenas o método de Aoki e Velloso
(1975) não atende a essa especificação, no qual 22,29% representam a resistência
de ponta.
Figura 40 - Atrito lateral com fator de segurança parcial para a estaca da OBRA 2
73
A resistência de ponta calculada pelo método de Antunes e Cabral (1996)
representa apenas 0,30% da capacidade de carga total da estaca.
Consequentemente, esse mesmo método é o mais conservador na delimitação do
atrito lateral da estaca. Os métodos de Décourt-Quaresma (199) e Teixeira (1996)
mostram um comportamento semelhante na parcela de atrito lateral, conforme
demonstrado na Figura 40.
Para a estaca da OBRA 2, os valores encontrados para a capacidade de carga
pelos métodos semi-empíricos não mostram grandes discrepâncias entre si, e
atendem as solicitações do projeto, o que permite interpretar que não há problemas
ou situações hipotéticas de insegurança para essa estaca.
Pelo contrário, é possível observar ligeiro superdimensionamento para a estaca
da OBRA 2, tanto com o uso dos fatores de segurança parciais, quanto com o fator
de segurança global. Relembrando a consideração que foi feita pela autora para as
camadas portantes do perfil de sondagem, de utilizar um índice de penetração máximo
igual a 50, caracterizando-se assim, como uma medida conservadora na mensuração
da capacidade de carga. Suposição essa, atribuída as camadas resistentes existentes
no terreno da OBRA 2, que possuem um NSPT que varia de 62 a 125, conforme a
Figura 14. Ou seja, é possível dizer que esse superdimensionamento é, na realidade,
superior ao apresentado. A cota de assentamento da estaca, na profundidade de 24
metros, equivale a um NSPT de 75, realidade que aumenta consideravelmente a
resistência de ponta, e consequentemente a capacidade de carga total dessa estaca.
Além disso, conforme a curva carga x recalque da Figura 18, é possível notar
que a prova de carga estática foi levada até um carregamento de 600tf, sem que
houvesse ruptura da estaca. Esse carregamento máximo representa 240% da carga
nominal, o que permite interpretar que a capacidade de carga admissível desta estaca
é ainda maior, e a capacidade de carga adotada em projeto poderia ser aumentada
durante a execução da obra.
74
5 CONCLUSÃO
Na elaboração de projetos de fundação, a maneira mais comum de se
estabelecer cargas de trabalho de estacas e suas profundidades, é baseada em
métodos semi-empíricos tradicionais. Essas formulações, que levam em
consideração parâmetros correlacionados de dados de investigações geotécnicas a
e geometria das peças de fundação, muitas das vezes não se adequam aos locais
de interesse devido às variações diversas no perfil geotécnico, associada a
correlações não realizadas para o tipo de solo daquela região. Por isso, essas
metodologias podem apresentar discrepâncias entre os valores teóricos e reais,
conforme foi possível observar nos resultados, o que se faz necessário a realização
de provas de carga para avaliar o real comportamento da fundação.
Em relação à utilização da prática de estaca hélice contínua no Brasil, segundo
experiências executivas, já foi considerada de custo elevado, mas atualmente, devido
a sua alta produtividade e ao aumento da demanda, se tornou usual. Seu emprego
em áreas densamente urbanizadas, devido ao baixo grau de ruídos e vibrações
gerados, além da elevada produtividade empregada no processo executivo inclusive
com elevado nível de água, culmina na redução do cronograma de obra e,
consequentemente, na redução do custo final do empreendimento.
O desempenho de estacas hélice contínua é bastante influenciado pelo
processo executivo adotado, tornando de suma importância além do
acompanhamento completo na fase de execução, a verificação da qualidade e
desempenho pós execução. Para isso, observou-se que o ensaio PIT (Pile Integri ty
Tester) ainda é a solução mais empregada para análise da integridade de estacas.
Esse controle, é realizado também através de provas de cargas estáticas e dinâmicas,
ou ensaios de nega e repique elástico, e têm contribuído para verificação do
desempenho e previsão da capacidade de carga em estacas, o que vêm aumentando
a confiabilidade construtiva desta prática.
As análises dos resultados das previsões da capacidade de carga através dos
quatro métodos semi-empíricos estudados permitiram algumas conclusões a respeito
da determinação da carga admissível de fundação em estaca hélice contínua. As
principais conclusões foram:
- Apesar do princípio utilizado por todos os autores para a formulação dos
métodos ser bem parecido, alterando basicamente os valores dos coeficientes, há
75
uma grande variabilidade nos resultados encontrados através deles, o que indica a
necessidade de maiores estudos para os parâmetros de cálculo para cada tipo de
solo, e principalmente, específicos para estaca hélice contínua;
- A análise atesta a enorme influência de uma adequada escolha geotécnica e
a adoção de valores apropriados da cota de assentamento da estaca e diâmetro;
- A influência do atrito negativo sobre a estaca da OBRA 1 foi de
aproximadamente 2,7%, apresentando-se assim, como insignificante no valor final da
capacidade de carga mobilizada.
- O método de Antunes e Cabral (1996) se mostrou extremamente conversador
para a parcela de resistência de ponta, seguido do método de Décourt-Quaresma
(1996);
- Referente a capacidade de carga total mobilizada, conclui-se para este estudo
de caso, que o método de Aoki-Velloso (1975) possui caráter menos conservador,
seguido de Teixeira (1996), enquanto que Décourt-Quaresma (1996) e Antunes e
Cabral (1996), um caráter conservador.
- Quanto a decisão do uso de fatores de segurança parciais ou fator de
segurança global, pode-se observar que não houve diferença significativa nos
resultados.
- Seria interessante, para uma melhor conclusão sobre a segurança da estaca,
analisar os recalques desse tipo de fundação, que é um dos requisitos da NRB
6122/2010 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).
76
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Universidade Estadual de Campinas, Campinas, SP. 2007.
78
ANEXO 1
RESULTADOS DA PROVA DE CARGA ESTÁTICA DA ESTACA DA OBRA 1:
79
ANEXO 2
RESULTADOS DA PROVA DE CARGA ESTÁTICA DA ESTACA DA OBRA 2:
80
81
ANEXO 3
RESULTADOS DA ESTIMATIVA DA CAPACIDADE DE CARGA PARA A OBRA 1-
SEM A CONSIDERAÇÃO DO ATRITO NEGATIVO:
Prof. (m) SPT 11
1 -
2 -
3 -
4 4
5 4
6 4
7 3
8 10
9 7
10 8
11 8
12 11
13 17
14 15
15 15
16 5
17 24
18 18
19 18
20 21
21 21
22 27
Crp
(kN/m2)Rp (kN) Σ N NL rL (kN/m2) RL (kN) Σ RL
Rtotal
(kN)
Radm=
R/FS (kN)
120,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00
120,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00
120,00 160,00 13,57 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 13,57 6,79
120,00 320,00 27,14 4,00 1,00 0,00 0,00 0,00 27,14 13,57
120,00 480,00 40,72 8,00 1,60 15,33 28,90 28,90 69,62 34,81
120,00 440,00 37,32 12,00 2,00 16,67 31,42 60,32 97,64 48,82
120,00 680,00 57,68 15,00 2,14 17,14 32,31 92,63 150,31 75,16
120,00 800,00 67,86 25,00 3,13 20,42 38,48 131,12 198,98 99,49
120,00 1000,00 84,82 32,00 3,56 21,85 41,19 172,31 257,13 128,56
120,00 920,00 78,04 40,00 4,00 23,33 43,98 216,29 294,33 147,16
120,00 1080,00 91,61 48,00 4,36 24,55 46,27 262,56 354,16 177,08
120,00 1440,00 122,15 59,00 4,92 26,39 49,74 312,30 434,44 217,22
120,00 1720,00 145,90 76,00 5,85 29,49 55,58 367,88 513,78 256,89
120,00 1880,00 159,47 91,00 6,50 31,67 59,69 427,57 587,04 293,52
120,00 1400,00 118,75 106,00 7,07 33,56 63,25 490,82 609,57 304,79
120,00 1760,00 149,29 111,00 6,94 33,13 62,44 553,26 702,55 351,27
120,00 1880,00 159,47 135,00 7,94 36,47 68,75 622,01 781,47 390,74
120,00 2400,00 203,58 153,00 8,50 38,33 72,26 694,26 897,84 448,92
120,00 2160,00 183,22 171,00 9,00 40,00 75,40 769,66 952,88 476,44
121,00 2359,50 200,14 192,00 9,60 42,00 79,17 848,83 1048,97 524,48
122,00 2562,00 217,32 213,00 10,14 43,81 82,58 931,41 1148,72 574,36
123,00 2952,00 250,40 240,00 10,91 46,36 87,39 1018,80 1269,20 634,60
Décourt-Quaresma
Prof. (m) SPT 11
1 -
2 -
3 -
4 4
5 4
6 4
7 3
8 10
9 7
10 8
11 8
12 11
13 17
14 15
15 15
16 5
17 24
18 18
19 18
20 21
21 21
22 27
K (Kn/m²) α (%) F1 F2RP por
metrorL (Kn) Σ RL qc Rp (Kn)
Rtotal =
Rl+Rp
Radm =
R/FS
220,00 0,04 2,00 4,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00
220,00 0,04 2,00 4,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00
220,00 0,04 2,00 4,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00
220,00 0,04 2,00 4,00 0,00 0,00 0,00 880,00 124,41 124,41 62,20
200,00 0,06 2,00 4,00 22,62 12,00 22,62 800,00 113,10 135,72 67,86
200,00 0,06 2,00 4,00 22,62 12,00 45,24 800,00 113,10 158,34 79,17
200,00 0,06 2,00 4,00 16,96 9,00 62,20 600,00 84,82 147,03 73,51
200,00 0,06 2,00 4,00 56,55 30,00 118,75 2000,00 282,74 401,50 200,75
200,00 0,06 2,00 4,00 39,58 21,00 158,34 1400,00 197,92 356,26 178,13
200,00 0,06 2,00 4,00 45,24 24,00 203,58 1600,00 226,19 429,77 214,88
200,00 0,06 2,00 4,00 45,24 24,00 248,81 1600,00 226,19 475,01 237,50
200,00 0,06 2,00 4,00 62,20 33,00 311,02 2200,00 311,02 622,04 311,02
200,00 0,06 2,00 4,00 96,13 51,00 407,15 3400,00 480,66 887,81 443,91
200,00 0,06 2,00 4,00 84,82 45,00 491,97 3000,00 424,12 916,09 458,04
200,00 0,06 2,00 4,00 84,82 45,00 576,80 3000,00 424,12 1000,91 500,46
200,00 0,06 2,00 4,00 28,27 15,00 605,07 1000,00 141,37 746,44 373,22
200,00 0,06 2,00 4,00 135,72 72,00 740,79 4800,00 678,58 1419,37 709,69
200,00 0,06 2,00 4,00 101,79 54,00 842,58 3600,00 508,94 1351,51 675,76
200,00 0,06 2,00 4,00 101,79 54,00 944,36 3600,00 508,94 1453,30 726,65
200,00 0,06 2,00 4,00 118,75 63,00 1063,11 4200,00 593,76 1656,88 828,44
200,00 0,06 2,00 4,00 118,75 63,00 1181,87 4200,00 593,76 1775,63 887,81
200,00 0,06 2,00 4,00 152,68 81,00 1334,55 5400,00 763,41 2097,96 1048,98
Aoki-Velloso
82
Prof. (m) SPT 11
1 -
2 -
3 -
4 4
5 4
6 4
7 3
8 10
9 7
10 8
11 8
12 11
13 17
14 15
15 15
16 5
17 24
18 18
19 18
20 21
21 21
22 27
Σ N NLβ
(kN/m²)rL(Kn) Σ RL Nponta
α
(kN/m²)Rp
Rtotal =
Rl+Rp
Radm =
R/FS
0,00 0,00 4,00 0,00 0,00 0,00 100,00 0,00 0,00 0,00
0,00 0,00 4,00 0,00 0,00 0,00 100,00 0,00 0,00 0,00
0,00 0,00 4,00 0,00 0,00 1,00 100,00 28,27 28,27 14,14
4,00 1,00 4,00 0,00 0,00 2,00 100,00 56,55 56,55 28,27
8,00 1,60 4,00 12,06 12,06 3,00 100,00 84,82 96,89 48,44
12,00 2,00 4,00 15,08 27,14 3,75 100,00 106,03 133,17 66,59
15,00 2,14 4,00 16,16 43,30 5,25 100,00 148,44 191,74 95,87
25,00 3,13 4,00 23,56 66,86 6,00 100,00 169,65 236,51 118,25
32,00 3,56 4,00 26,81 93,67 7,00 100,00 197,92 291,59 145,80
40,00 4,00 4,00 30,16 123,83 8,25 100,00 233,26 357,09 178,55
48,00 4,36 4,00 32,90 156,73 8,50 100,00 240,33 397,06 198,53
59,00 4,92 4,00 37,07 193,80 11,00 100,00 311,02 504,82 252,41
76,00 5,85 4,00 44,08 237,88 12,75 100,00 360,50 598,38 299,19
91,00 6,50 4,00 49,01 286,89 14,50 100,00 409,98 696,87 348,43
106,00 7,07 4,00 53,28 340,17 13,00 100,00 367,57 707,74 353,87
111,00 6,94 4,00 52,31 392,48 14,75 100,00 417,05 809,52 404,76
135,00 7,94 4,00 59,88 452,35 15,50 100,00 438,25 890,61 445,30
153,00 8,50 4,00 64,09 516,44 16,25 100,00 459,46 975,90 487,95
171,00 9,00 4,00 67,86 584,30 20,25 100,00 572,56 1156,86 578,43
192,00 9,60 5,00 90,48 674,78 19,50 101,00 556,86 1231,64 615,82
213,00 10,14 6,00 114,71 789,49 21,75 102,00 627,27 1416,76 708,38
240,00 10,91 7,00 143,94 933,43 17,25 103,00 502,36 1435,80 717,90
Teixeira
Prof. (m) SPT 11
1 -
2 -
3 -
4 4
5 4
6 4
7 3
8 10
9 7
10 8
11 8
12 11
13 17
14 15
15 15
16 5
17 24
18 18
19 18
20 21
21 21
22 27
β'1
(kgf/m²)rL (Kn) Σ RL
β'2
(kgf/m²)Rp
Rtotal =
Rl+Rp
Radm =
R/FS
3,30 0,00 0,00 1,50 0,00 0,00 0,00
3,30 0,00 0,00 1,50 0,00 0,00 0,00
3,30 0,00 0,00 1,50 0,00 0,00 0,00
3,30 0,00 0,00 1,50 1,70 1,70 0,85
3,30 24,88 24,88 1,50 1,70 26,58 13,29
3,30 24,88 49,76 1,50 1,70 51,46 25,73
3,30 18,66 68,42 1,50 1,27 69,70 34,85
3,30 62,20 130,63 1,50 4,24 134,87 67,43
3,30 43,54 174,17 1,50 2,97 177,14 88,57
3,30 49,76 223,93 1,50 3,39 227,33 113,66
3,30 49,76 273,70 1,50 3,39 277,09 138,54
3,30 68,42 342,12 1,50 4,67 346,78 173,39
3,30 105,75 447,87 1,50 7,21 455,08 227,54
3,30 93,31 541,17 1,50 6,36 547,53 273,77
3,30 93,31 634,48 1,50 6,36 640,84 320,42
3,30 31,10 665,58 1,50 2,12 667,70 333,85
3,30 149,29 814,87 1,50 10,18 825,05 412,52
3,30 111,97 926,83 1,50 7,63 934,47 467,23
3,30 111,97 1038,80 1,50 7,63 1046,43 523,22
3,30 130,63 1169,43 1,50 8,91 1178,33 589,17
3,30 130,63 1300,05 1,50 8,91 1308,96 654,48
3,30 167,95 1468,00 1,50 11,45 1479,45 739,73
Antunes e Cabral
83
ANEXO 4
RESULTADOS DA ESTIMATIVA DA CAPACIDADE DE CARGA PARA A OBRA 1-
COM A CONSIDERAÇÃO DO ATRITO NEGATIVO:
Prof. (m) SPT 11
1 -
2 -
3 -
4 4
5 4
6 4
7 3
8 10
9 7
10 8
11 8
12 11
13 17
14 15
15 15
16 5
17 24
18 18
19 18
20 21
21 21
22 27
Crp
(kN/m2)Rp (kN) Σ N NL
rL
(kN/m2)RL (kN) Σ RL
Rtotal
(kN)
Radm=
R/FS (kN)
120,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00
120,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00
120,00 160,00 13,57 0,00 0,00 13,57 6,79
120,00 320,00 27,14 4,00 1,00 27,14 13,57
120,00 480,00 40,72 8,00 1,60 15,33 28,90 28,90 69,62 34,81
120,00 440,00 37,32 12,00 2,00 16,67 31,42 60,32 97,64 48,82
120,00 680,00 57,68 15,00 2,14 17,14 32,31 92,63 150,31 75,16
120,00 800,00 67,86 25,00 3,13 20,42 38,48 131,12 198,98 99,49
120,00 1000,00 84,82 32,00 3,56 21,85 41,19 172,31 257,13 128,56
120,00 920,00 78,04 40,00 4,00 23,33 43,98 216,29 294,33 147,16
120,00 1080,00 91,61 48,00 4,36 24,55 46,27 262,56 354,16 177,08
120,00 1440,00 122,15 59,00 4,92 26,39 49,74 312,30 434,44 217,22
120,00 1720,00 145,90 76,00 5,85 29,49 55,58 367,88 513,78 256,89
120,00 1880,00 159,47 91,00 6,50 31,67 59,69 427,57 587,04 293,52
120,00 1400,00 118,75 106,00 7,07 33,56 63,25 490,82 609,57 304,79
120,00 1760,00 149,29 111,00 6,94 33,13 62,44 553,26 702,55 351,27
120,00 1880,00 159,47 135,00 7,94 36,47 68,75 622,01 781,47 390,74
120,00 2400,00 203,58 153,00 8,50 38,33 72,26 694,26 897,84 448,92
120,00 2160,00 183,22 171,00 9,00 40,00 75,40 769,66 952,88 476,44
121,00 2359,50 200,14 192,00 9,60 42,00 79,17 848,83 1048,97 524,48
122,00 2562,00 217,32 213,00 10,14 43,81 82,58 931,41 1148,72 574,36
123,00 2952,00 250,40 240,00 10,91 46,36 87,39 1018,80 1269,20 634,60
Décourt-Quaresma
Prof. (m) SPT 11
1 -
2 -
3 -
4 4
5 4
6 4
7 3
8 10
9 7
10 8
11 8
12 11
13 17
14 15
15 15
16 5
17 24
18 18
19 18
20 21
21 21
22 27
K (Kn/m²) α (%) F1 F2RP por
metrorL (Kn) Σ RL qc Rp (Kn)
Rtotal =
Rl+Rp
Radm =
R/FS
220,00 0,04 2,00 4,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00
220,00 0,04 2,00 4,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00
220,00 0,04 2,00 4,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00
220,00 0,04 2,00 4,00 0,00 880,00 124,41 124,41 62,20
200,00 0,06 2,00 4,00 22,62 12,00 22,62 800,00 113,10 135,72 67,86
200,00 0,06 2,00 4,00 22,62 12,00 45,24 800,00 113,10 158,34 79,17
200,00 0,06 2,00 4,00 16,96 9,00 62,20 600,00 84,82 147,03 73,51
200,00 0,06 2,00 4,00 56,55 30,00 118,75 2000,00 282,74 401,50 200,75
200,00 0,06 2,00 4,00 39,58 21,00 158,34 1400,00 197,92 356,26 178,13
200,00 0,06 2,00 4,00 45,24 24,00 203,58 1600,00 226,19 429,77 214,88
200,00 0,06 2,00 4,00 45,24 24,00 248,81 1600,00 226,19 475,01 237,50
200,00 0,06 2,00 4,00 62,20 33,00 311,02 2200,00 311,02 622,04 311,02
200,00 0,06 2,00 4,00 96,13 51,00 407,15 3400,00 480,66 887,81 443,91
200,00 0,06 2,00 4,00 84,82 45,00 491,97 3000,00 424,12 916,09 458,04
200,00 0,06 2,00 4,00 84,82 45,00 576,80 3000,00 424,12 1000,91 500,46
200,00 0,06 2,00 4,00 28,27 15,00 605,07 1000,00 141,37 746,44 373,22
200,00 0,06 2,00 4,00 135,72 72,00 740,79 4800,00 678,58 1419,37 709,69
200,00 0,06 2,00 4,00 101,79 54,00 842,58 3600,00 508,94 1351,51 675,76
200,00 0,06 2,00 4,00 101,79 54,00 944,36 3600,00 508,94 1453,30 726,65
200,00 0,06 2,00 4,00 118,75 63,00 1063,11 4200,00 593,76 1656,88 828,44
200,00 0,06 2,00 4,00 118,75 63,00 1181,87 4200,00 593,76 1775,63 887,81
200,00 0,06 2,00 4,00 152,68 81,00 1334,55 5400,00 763,41 2097,96 1048,98
Aoki-Velloso
84
Prof. (m) SPT 11
1 -
2 -
3 -
4 4
5 4
6 4
7 3
8 10
9 7
10 8
11 8
12 11
13 17
14 15
15 15
16 5
17 24
18 18
19 18
20 21
21 21
22 27
Σ N NLβ
(kN/m²)rL(Kn) Σ RL Nponta
α
(kN/m²)Rp
Rtotal =
Rl+Rp
Radm =
R/FS
0,00 0,00 4,00 0,00 100,00 0,00 0,00 0,00
0,00 0,00 4,00 0,00 100,00 0,00 0,00 0,00
0,00 0,00 4,00 1,00 100,00 28,27 28,27 14,14
4,00 1,00 4,00 2,00 100,00 56,55 56,55 28,27
8,00 1,60 4,00 12,06 12,06 3,00 100,00 84,82 96,89 48,44
12,00 2,00 4,00 15,08 27,14 3,75 100,00 106,03 133,17 66,59
15,00 2,14 4,00 16,16 43,30 5,25 100,00 148,44 191,74 95,87
25,00 3,13 4,00 23,56 66,86 6,00 100,00 169,65 236,51 118,25
32,00 3,56 4,00 26,81 93,67 7,00 100,00 197,92 291,59 145,80
40,00 4,00 4,00 30,16 123,83 8,25 100,00 233,26 357,09 178,55
48,00 4,36 4,00 32,90 156,73 8,50 100,00 240,33 397,06 198,53
59,00 4,92 4,00 37,07 193,80 11,00 100,00 311,02 504,82 252,41
76,00 5,85 4,00 44,08 237,88 12,75 100,00 360,50 598,38 299,19
91,00 6,50 4,00 49,01 286,89 14,50 100,00 409,98 696,87 348,43
106,00 7,07 4,00 53,28 340,17 13,00 100,00 367,57 707,74 353,87
111,00 6,94 4,00 52,31 392,48 14,75 100,00 417,05 809,52 404,76
135,00 7,94 4,00 59,88 452,35 15,50 100,00 438,25 890,61 445,30
153,00 8,50 4,00 64,09 516,44 16,25 100,00 459,46 975,90 487,95
171,00 9,00 4,00 67,86 584,30 20,25 100,00 572,56 1156,86 578,43
192,00 9,60 5,00 90,48 674,78 19,50 101,00 556,86 1231,64 615,82
213,00 10,14 6,00 114,71 789,49 21,75 102,00 627,27 1416,76 708,38
240,00 10,91 7,00 143,94 933,43 17,25 103,00 502,36 1435,80 717,90
Teixeira
Prof. (m) SPT 11
1 -
2 -
3 -
4 4
5 4
6 4
7 3
8 10
9 7
10 8
11 8
12 11
13 17
14 15
15 15
16 5
17 24
18 18
19 18
20 21
21 21
22 27
β'1
(kgf/m²)rL (Kn) Σ RL
β'2
(kgf/m²)Rp
Rtotal =
Rl+Rp
Radm =
R/FS
3,30 1,50 0,00 0,00 0,00
3,30 1,50 0,00 0,00 0,00
3,30 1,50 0,00 0,00 0,00
3,30 1,50 1,70 1,70 0,85
3,30 24,88 24,88 1,50 1,70 26,58 13,29
3,30 24,88 49,76 1,50 1,70 51,46 25,73
3,30 18,66 68,42 1,50 1,27 69,70 34,85
3,30 62,20 130,63 1,50 4,24 134,87 67,43
3,30 43,54 174,17 1,50 2,97 177,14 88,57
3,30 49,76 223,93 1,50 3,39 227,33 113,66
3,30 49,76 273,70 1,50 3,39 277,09 138,54
3,30 68,42 342,12 1,50 4,67 346,78 173,39
3,30 105,75 447,87 1,50 7,21 455,08 227,54
3,30 93,31 541,17 1,50 6,36 547,53 273,77
3,30 93,31 634,48 1,50 6,36 640,84 320,42
3,30 31,10 665,58 1,50 2,12 667,70 333,85
3,30 149,29 814,87 1,50 10,18 825,05 412,52
3,30 111,97 926,83 1,50 7,63 934,47 467,23
3,30 111,97 1038,80 1,50 7,63 1046,43 523,22
3,30 130,63 1169,43 1,50 8,91 1178,33 589,17
3,30 130,63 1300,05 1,50 8,91 1308,96 654,48
3,30 167,95 1468,00 1,50 11,45 1479,45 739,73
Antunes e Cabral
85
ANEXO 5
RESULTADOS DA ESTIMATIVA DA CAPACIDADE DE CARGA PARA A OBRA 2:
Prof. (m) SPT 11
1 13
2 14
3 14
4 15
5 16
6 17
7 21
8 31
9 33
10 35
11 36
12 44
13 47
14 50
15 50
16 50
17 50
18 50
Crp
(kN/m2)Rp (kN) Σ N NL
rL
(kN/m2)RL (kN) Σ RL
Rtotal
(kN)
Radm=
R/FS (kN)
120,00 1620,00 244,29 13,00 13,00 53,33 134,04 134,04 378,33 189,17
120,00 1640,00 247,31 27,00 13,50 55,00 138,23 272,27 519,58 259,79
120,00 1720,00 259,37 41,00 13,67 55,56 139,63 411,90 671,27 335,63
120,00 1800,00 271,43 56,00 14,00 56,67 142,42 554,32 825,75 412,88
120,00 1920,00 289,53 72,00 14,40 58,00 145,77 700,09 989,62 494,81
120,00 2160,00 325,72 89,00 14,83 59,44 149,40 849,49 1175,21 587,60
120,00 2760,00 416,20 110,00 15,71 62,38 156,78 1006,27 1422,47 711,23
120,00 3400,00 512,71 141,00 17,63 68,75 172,79 1179,05 1691,76 845,88
120,00 3960,00 597,15 174,00 19,33 74,44 187,10 1366,15 1963,31 981,65
120,00 4160,00 627,31 209,00 20,90 79,67 200,22 1566,38 2193,69 1096,85
120,00 4260,00 642,39 245,00 22,27 84,24 211,72 1778,10 2420,50 1210,25
120,00 5080,00 766,05 289,00 24,08 90,28 226,89 2005,00 2771,04 1385,52
120,00 5640,00 850,49 336,00 25,85 96,15 241,66 2246,66 3097,15 1548,57
120,00 5880,00 886,68 386,00 27,57 101,90 256,11 2502,77 3389,45 1694,73
120,00 6000,00 904,78 436,00 29,07 106,89 268,64 2771,41 3676,19 1838,10
120,00 6000,00 904,78 486,00 30,38 111,25 279,60 3051,01 3955,79 1977,90
120,00 6000,00 904,78 536,00 31,53 115,10 289,27 3340,29 4245,07 2122,53
120,00 6000,00 904,78 586,00 32,56 118,52 297,87 3638,16 4542,93 2271,47
Décourt-Quaresma
Prof. (m) SPT 11
1 13
2 14
3 14
4 15
5 16
6 17
7 21
8 31
9 33
10 35
11 36
12 44
13 47
14 50
15 50
16 50
17 50
18 50
K (Kn/m²) α (%) F1 F2RP por
metrorL (Kn) Σ RL qc Rp (Kn)
Rtotal =
Rl+Rp
Radm =
R/FS
200,00 0,06 2,00 4,00 98,02 39,00 98,02 2600,00 653,45 751,47 375,73
200,00 0,06 2,00 4,00 105,56 42,00 203,58 2800,00 703,72 907,29 453,65
200,00 0,06 2,00 4,00 105,56 42,00 309,13 2800,00 703,72 1012,85 506,42
200,00 0,06 2,00 4,00 113,10 45,00 422,23 3000,00 753,98 1176,21 588,11
200,00 0,06 2,00 4,00 120,64 48,00 542,87 3200,00 804,25 1347,11 673,56
200,00 0,06 2,00 4,00 128,18 51,00 671,04 3400,00 854,51 1525,56 762,78
200,00 0,06 2,00 4,00 158,34 63,00 829,38 4200,00 1055,58 1884,96 942,48
200,00 0,06 2,00 4,00 233,73 93,00 1063,11 6200,00 1558,23 2621,34 1310,67
200,00 0,06 2,00 4,00 248,81 99,00 1311,93 6600,00 1658,76 2970,69 1485,35
200,00 0,06 2,00 4,00 263,89 105,00 1575,82 7000,00 1759,29 3335,11 1667,56
200,00 0,06 2,00 4,00 271,43 108,00 1847,26 7200,00 1809,56 3656,81 1828,41
200,00 0,06 2,00 4,00 331,75 132,00 2179,01 8800,00 2211,68 4390,69 2195,34
200,00 0,06 2,00 4,00 354,37 141,00 2533,38 9400,00 2362,48 4895,86 2447,93
200,00 0,06 2,00 4,00 376,99 150,00 2910,37 10000,00 2513,27 5423,65 2711,82
200,00 0,06 2,00 4,00 376,99 150,00 3287,36 10000,00 2513,27 5800,64 2900,32
200,00 0,06 2,00 4,00 376,99 150,00 3664,35 10000,00 2513,27 6177,63 3088,81
200,00 0,06 2,00 4,00 376,99 150,00 4041,34 10000,00 2513,27 6554,62 3277,31
200,00 0,06 2,00 4,00 376,99 150,00 4418,34 10000,00 2513,27 6931,61 3465,81
Aoki-Velloso
86
Prof. (m) SPT 11
1 13
2 14
3 14
4 15
5 16
6 17
7 21
8 31
9 33
10 35
11 36
12 44
13 47
14 50
15 50
16 50
17 50
18 50
Σ N NL β (kN/m²) rL(Kn) Σ RL Nponta α (kN/m²) RpRtotal =
Rl+Rp
Radm =
R/FS
13,00 13,00 4,00 130,69 130,69 6,75 100,00 339,29 469,98 234,99
27,00 13,50 4,00 135,72 266,41 10,25 100,00 515,22 781,63 390,81
41,00 13,67 4,00 137,39 403,80 14,00 100,00 703,72 1107,52 553,76
56,00 14,00 4,00 140,74 544,54 14,75 100,00 741,42 1285,96 642,98
72,00 14,40 4,00 144,76 689,31 15,50 100,00 779,11 1468,42 734,21
89,00 14,83 4,00 149,12 838,43 17,25 100,00 867,08 1705,51 852,75
110,00 15,71 4,00 157,98 996,41 21,25 100,00 1068,14 2064,55 1032,27
141,00 17,63 4,00 177,19 1173,59 25,50 100,00 1281,77 2455,36 1227,68
174,00 19,33 4,00 194,36 1367,95 30,00 100,00 1507,96 2875,92 1437,96
209,00 20,90 4,00 210,11 1578,06 33,75 100,00 1696,46 3274,52 1637,26
245,00 22,27 4,00 223,91 1801,97 37,00 100,00 1859,82 3661,79 1830,90
289,00 24,08 4,00 242,11 2044,08 40,50 100,00 2035,75 4079,83 2039,92
336,00 25,85 4,00 259,83 2303,92 44,25 100,00 2224,25 4528,16 2264,08
386,00 27,57 4,00 277,18 2581,09 35,25 100,00 1771,86 4352,95 2176,48
436,00 29,07 4,00 292,21 2873,30 36,75 100,00 1847,26 4720,56 2360,28
486,00 30,38 4,00 305,36 3178,67 37,50 100,00 1884,96 5063,62 2531,81
536,00 31,53 4,00 316,97 3495,64 37,50 100,00 1884,96 5380,59 2690,30
586,00 32,56 4,00 327,28 3822,92 37,50 100,00 1884,96 5707,88 2853,94
Teixeira
Prof. (m) SPT 11
1 13
2 14
3 14
4 15
5 16
6 17
7 21
8 31
9 33
10 35
11 36
12 44
13 47
14 50
15 50
16 50
17 50
18 50
β'1
(kgf/m²)rL (Kn) Σ RL
β'2
(kN/m²)Rp
Rtotal =
Rl+Rp
Radm =
R/FS
3,30 107,82 107,82 1,50 9,80 117,62 58,81
3,30 116,11 223,93 1,50 10,56 234,49 117,24
3,30 116,11 340,05 1,50 10,56 350,60 175,30
3,30 124,41 464,45 1,50 11,31 475,76 237,88
3,30 132,70 597,15 1,50 12,06 609,22 304,61
3,30 140,99 738,15 1,50 12,82 750,97 375,48
3,30 174,17 912,32 1,50 15,83 928,15 464,08
3,30 257,11 1169,43 1,50 23,37 1192,80 596,40
3,30 273,70 1443,12 1,50 24,88 1468,00 734,00
3,30 290,28 1733,41 1,50 26,39 1759,79 879,90
3,30 298,58 2031,98 1,50 27,14 2059,13 1029,56
3,30 364,93 2396,91 1,50 33,18 2430,08 1215,04
3,30 389,81 2786,72 1,50 35,44 2822,16 1411,08
3,30 414,69 3201,41 1,50 37,70 3239,11 1619,55
3,30 414,69 3616,10 1,50 37,70 3653,80 1826,90
3,30 414,69 4030,79 1,50 37,70 4068,49 2034,24
3,30 414,69 4445,48 1,50 37,70 4483,18 2241,59
3,30 414,69 4860,17 1,50 37,70 4897,87 2448,93
Antunes e Cabral
