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UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA MARIA CENTRO DE TECNOLOGIA
CURSO DE ENGENHARIA CIVIL
Carlos Renato Davila Lunkes
ESTACAS DE COMPACTAÇÃO COMO ALTERNATIVA PARA
MELHORAMENTO DE SOLOS ARENOSOS.
Santa Maria, RS, Brasil
2016
Carlos Renato Davila Lunkes
ESTACAS DE COMPACTAÇÃO COMO ALTERNATIVA PARA MELHORAMENTO
DE SOLOS ARENOSOS.
Trabalho de conclusão de curso apresentado ao Curso de Engenharia Civil do Centro de Tecnologia da Universidade Federal de Santa Maria (UFSM,RS), como requisito parcial para a obtenção do grau de Engenheiro Civil.
Orientador: Prof. Dr. José Mario Doleys Soares
Santa Maria, RS, Brasil
2016
FICHA CATALOGRÁFICA
Lunkes,Carlos Renato Davila, 1985-
Estacas de compactação como alternativa para melhoramento de solos
arenosos– Santa Maria, RS: UFSM, 2016.
83p.: Il. – (Trabalho de Conclusão de Curso – Curso de Engenharia Civil,
Universidade Federal de Santa Maria).
Orientador: José Mario Doleys Soares.
1. Solos Arenosos.2. Fundações.3. Resistência do Solo . 4. Estacas de
Compactação.
© 2016 Todos os direitos autorais reservados a Carlos Renato Davila Lunkes. A reprodução de partes
ou do todo deste trabalho só poderá realizada com autorização por escrito do autor. Endereço: Av. Roraima/, n. 1000, Centro de Tecnologia, Bairro Camobi, Santa Maria, RS,
CEP97105-900 Fone (55) 9725 6519; E-mail: [email protected]
Carlos Renato Davila Lunkes
ESTACAS DE COMPACTAÇÃO COMO ALTERNATIVA PARA MELHORAMENTO DE SOLOS ARENOSOS.
Trabalho de conclusão de curso apresentado ao Curso de Engenharia Civil do Centro de Tecnologia da Universidade Federal de Santa Maria (UFSM,RS), como requisito parcial para a obtenção do grau de Engenheiro Civil.
Aprovado em 12 de Dezembro de 2016:
________________________________________________________ José Mario Doleys Soares (UFSM), DSc
(Presidente/Orientador)
_______________________________________________________
Talles Augusto Araújo (UFSM), MSc
________________________________________________________ Magnos Baroni (UFSM), DSc
Santa Maria, RS, Brasil
2016
Aos verdadeiros e amados tesouros de minha vida,
Minha mãe Susana, irmã Natalia e sobrinha Melissa.
AGRADECIMENTOS
- A Deus primeiramente, pois sem Ele nada sou.
- À minha família, que nunca desistiu de mim, principalmente nas pessoas da minha
amada mãe Susana Guedes, que merecerá por todo o sempre, agradecimentos
infinitos por tudo que me proporcionou; da minha melhor amiga e irmã Natalia Davila
Lunkes pelo apoio e exemplos que foi e que é; da minha sobrinha Melissa Gomes
que deu novo brilho à minha existência, de Alex Gomes por seu constante arrimo em
minha família e da minha querida avó, Ester da Costa, pela grande ajuda na minha
caminhada.
- Ao meu estimado professor e orientador, Dr. José Mario Doleys Soares, pela
paciência, boa vontade e dedicação a este trabalho e ao aprendizado que me
ofereceu nas áreas de fundações e concreto armado, além de sua valiosa amizade.
- Aos meus queridos amigos, principalmente à Mateus Tanski, por ser um verdadeiro
irmão.
-Agradeço à Universidade Federal de Santa Maria pelo acolhimento, pelas portas do
saber que me abriu e pelo zelo e carinho em transformar estudantes em
profissionais.
Enfim, a todos meus agradecimentos, respeito e amor.
“Não sabendo que era impossível, foi lá e fez.”
(Jean Cocteau)
RESUMO
ESTACAS DE COMPACTAÇÃO COMO ALTERNATIVA PARA O
MELHORAMENTO DE SOLOS ARENOSOS.
AUTOR: Carlos Renato Davila Lunkes
ORIENTADOR: Prof. Dr. José Mario Doleys Soares
É bastante comum, no nordeste Brasileiro, o melhoramento de solos arenosos
através de estacas de compactação. O processo, que também é conhecido por
vibro-deslocamento, tem por objetivo aumentar a capacidade de suporte do solo,
através da reorganização estrutural do mesmo, possibilitando assim, a opção de se
substituir fundações profundas por sapatas, que são geralmente mais econômicas,
quanto à execução. Realizou-se revisão acerca da bibliografia existente, afim de
expandir o conhecimento da técnica e difundir sua utilização no meio acadêmico e
profissional. Foi elaborado um passo-a-passo técnico do método, abordando de
forma clara e objetiva cada item para o desenvolvimento do projeto de estacas de
compactação, desde a análise do terreno em questão, com o intuito de verificar sua
viabilidade, a também à realização de dimensionamento das sapatas, substitutas
das usuais fundações profundas em solos arenosos. O desenvolvimento de um
exemplo prático, demonstrou que é possível compactar significativamente um solo
arenoso com baixa capacidade de suporte, elevando seu a um valor
suficientemente satisfatório, para a execução de fundações mais econômicas, no
caso, as sapatas de fundação. Também foram verificados os recalques, que se
mostraram aceitáveis. Portanto, os resultados de tal revisão bibliográfica se
mostraram favoráveis à sua difusão e aplicabilidade e, sugerem mais estudos de
forma a comparar os reais valores de execução, entre fundações profundas e o
melhoramento de solos arenosos através de estacas de compactação.
Palavras-chaves: Estacas de compactação. Fundações. Solos Arenosos.
ABSTRACT
COMPACTION PILES AS AN ALTERNATIVE FOR IMPROVEMENT OF
SANDY SOILS.
AUTHOR: Carlos Renato Davila Lunkes
ADVISOR: Prof. Dr. José Mario Doleys Soares
It is quite common in northeastern Brazil, the improvement of sandy soils
through compaction piles. The process, which is also known as vibro-displacement,
aims to increase the soil bearing capacity through structural of the same
reorganization, thus enabling the option to replace deep foundations for shallow
foundations, or footings, which are generally more economical, as the execution. We
conducted review on the existing literature, in order to expand the knowledge of the
art and spread their use in academic and professional circles. It was prepared a step-
by-step technical method, addressing a clear and objective way each item for the
development of compaction piles project, from the analysis of the land in question, in
order to verify their availability, also the realization sizing of the shallow foundations,
substitute the usual deep foundations in sandy soils. The development of a practical
example demonstrated that it is possible to significantly compress a sandy soil with
low carrying capacity, increasing its NSPT a sufficiently satisfactory value for the
implementation of more economic foundations, in this case the foundation footing.
Repressions, who were acceptable were checked. Therefore, the results of this
literature review were in favor of its dissemination and applicability and suggest
further studies in order to compare the actual performance values of deep
foundations and the improvement of sandy soils through compaction piles.
Keywords: Compaction Piles. Foundations. Sandy Soils.
LISTA DE FIGURAS
Figura 1 – Curva granulométrica de uma areia bem graduada. ................................ 24
Figura 2 – Curva granulométrica de uma areia uniforme ou mal graduada. ............. 24
Figura 3 – Exemplos de formato de grãos de areia. .................................................. 26
Figura 4 – Gráfico de plasticidade de Casagrande. ................................................. 27
Figura 5 – Esquema para classificação do sistema unificado. .................................. 28
Figura 6 – Esquema para classificação pelo Sistema Rodoviário. ............................ 29
Figura 7 – Amostrador-padrão tipo Raymond-Therzaghi. ........................................ 32
Figura 8 – Esquema de perfuração por percussão e amostragem. ........................... 33
Figura 9 – Equipamento de sondagem, com SPT, montado. .................................... 33
Figura 10 – Exemplo de perfil típico de uma sondagem de simples
reconhecimento. ....................................................................................... 35
Figura 11– Variação de índice de vazios em compressão isotrópica de areia
do rio Sacramento. ............................................................................... 37
Figura 12 – Resultados típicos de ensaios de compressão triaxial em areias
fofas. ......................................................................................................... 38
Figura 13 – Posição relativa das partículas nas areias fofas e compactas. .............. 40
Figura 14 – Obtenção do índice de vazios crítico a partir de ensaios triaxiais. ......... 41
Figura 15 – Dimensões de uma sapata isolada. ....................................................... 46
Figura 16 – Solução com dois pilares associados a uma mesma sapata. ................ 47
Figura 17 – Tensão admissível em função de B e de Nspt – sapatas em
areias. ....................................................................................................... 51
Figura 18 – Valores de “Nq”, sugeridos por Vesic (1975), segundo diversos
autores. .................................................................................................... 54
Figura 19 – Coeficiente em função de D/B e do ângulo de atrito. ............................. 55
Figura 20 – Valores de Nq e Nγ, para estacas com ponta em areia. ........................ 55
Figura 21 – Coeficientes de K e α. ............................................................................ 57
Figura 22 - Valores de F1 e F2 .................................................................................. 58
Figura 23 – Valores de K em função do tipo de solo. ................................................ 59
Figura 24 – Malha de estacas para edificações com 12 < nº de pavimentos .......... 65
Figura 25 – Colocação do tubo de apiloamento ........................................................ 67
Figura 26 – Apiloamento da bucha. ........................................................................... 68
Figura 27 – Execução do fuste da estaca. ................................................................ 69
Figura 28 – Sondagem de simples reconhecimento em solo natural. ....................... 71
Figura 29 - Planta de Sapatas. .................................................................................. 74
Figura 30 - Distribuição das tensões. ........................................................................ 76
LISTA DE QUADROS
Quadro 1 – Terminologia do Sistema Unificado. ....................................................... 22
Quadro 2 – Cargas nas fundações. ........................................................................... 72
Quadro 3 – Módulo de deformação. .......................................................................... 77
Quadro 4 – Coeficiente α. ......................................................................................... 77
Quadro 5 – Coeficiente K. ......................................................................................... 78
Quadro 6 – Recalques por camada. .......................................................................... 79
LISTA DE TABELAS
Tabela 1– Compacidade das areias, em função do SPT. ......................................... 34
Tabela 2 – Consistência das argilas, em função do SPT. ......................................... 34
Tabela 3 – Valores típicos de ângulo de atrito interno de areias. .............................. 43
Tabela 4 – Espaçamentos para estacas de compactação. ....................................... 63
SUMÁRIO
1 INTRODUÇÃO....................................................................................... 15
1.1. OBJETIVOS ........................................................................................... 16
1.1.1.Objetivo Geral ...................................................................................... 16
1.1.2.Objetivos Especificos ......................................................................... 16
1.2. JUSTIFICATIVA .................................................................................... 16
1.3. ESTRUTURA DO TRABALHO .............................................................. 17
2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA ................................................................. 18
2.1. OS SOLOS .......................................................................................... 168
2.1.1.Índices físicos entre as fases do solo ............................................. 169
2.1.2.Identificação tátil-visual dos solos .................................................... 20
2.1.3.Classificação dos solos .................................................................... 216
2.1.4.Sistema de classificação unificada .................................................... 22
2.1.4.1.Solos Granulares ................................................................................ 23
2.1.4.1.Solos de granulação fina .................................................................... 26
2.1.5.Sistema Rodoviário de Classificação ................................................ 29
2.1.6.Classificação dos solos através de sua origem ............................... 30
2.2. SONDAGEM DE SIMPLES RECONHECIMENTO, COM SPT............ ....30
2.2.1. A perfuração ........................................................................................ 31
2.2.2. A amostragem ..................................................................................... 31
2.2.3.Resistência à penetração - SPT .......................................................... 34
2.3. AREIAS ................................................................................................. 36
2.3.1. O comportamento das areias ............................................................ 36
2.3.2. Areias fofas ......................................................................................... 37
2.3.3. Compactação in situ de areias fofas ................................................. 39
2.3.4. Areias compactas ............................................................................... 40
2.3.5. Índice de vazios críticos das areias .................................................. 41
2.3.6. Fatores que influem na resistência das areias ................................ 42
2.4. PRINCIPAIS TIPOS DE FUNDAÇÕES ................................................. 43
2.4.1. Fundações superficiais, rasas ou diretas ........................................ 43
2.4.1.1.Dimensionamento de fundações diretas ............................................. 45
2.4.1.2.Sapatas isoladas ................................................................................ 45
2.4.1.3.Sapatas Associadas ........................................................................... 47
2.4.1.4.Sapatas sujeitas à carga vertical e momento ..................................... 48
2.4.2. Métodos para a estimativa de tensões admissíveis ........................ 49
2.4.2.1.Métodos Empíricos ............................................................................. 49
2.4.2.2.Métodos Semiempíricos ..................................................................... 49
2.4.2.2.1.Determinação da tensão admissível para sapatas por correlações . 50
2.4.2.3. Prova de carga sobre placa ............................................................... 51
2.4.3. Fundações profundas ........................................................................ 51
2.4.3.1. Capacidade de carga de estacas ...................................................... 52
2.4.3.2. Capacidade de carga de estacas – formulação teórica ..................... 53
2.4.3.3. Capacidade de ponta em areias ........................................................ 55
2.4.3.4. Capacidade por atrito lateral em areias ............................................. 56
2.4.3.5. Capacidade de carga de estacas – processos expeditos .................. 57
2.4.3.5.1.O método de Aoki-Velloso ............................................................... 57
2.4.3.5.2.O método de Décourt-Quaresma ..................................................... 58
2.5. ESTACAS DE COMPACTAÇÃO ........................................................... 59
2.5.1.Tipos de estacas de compactação ..................................................... 60
2.5.1.1.Estacas de brita e Areia ...................................................................... 60
2.5.1.2.Estacas de Cimento e Areia .............................................................. 60
2.5.1.3.Estacas de Cimento, Areia e Brita ...................................................... 61
3 PROJETO E EXECUÇÃO DE ESTACAS DE COMPACTAÇÃO .......... 62
3.1. CONDICIONANTES PARA ESTACAS DE COMPACTAÇÃO...... ........ 62
3.2. A ELABORAÇÃO DO PROJETO...... ................................................... 62
3.3. DISTRIBUIÇÃO DE ESTACAS DE COMPACTAÇÃO...... ..................... 64
3.4. ARRANJO DA DISTRIBUIÇÃO...... ....................................................... 64
3.5. ANÁLISE DE RECALQUES...... ............................................................. 65
3.6. EXECUÇÃO DE ESTACAS DE COMPACTAÇÃO...... .......................... 66
4 EXEMPLO DETALHADO...... ................................................................ 70
4.1. APRESENTAÇÃO DA PROPOSTA DE EXEMPLO...... ........................ 70
4.2. ELABORAÇÃO DO PROJETO...... ....................................................... 72
4.2.1. Dimensionamento de sapata à cargas permanentes ...................... 73
4.2.2. Dimensionamento de sapata à cargas perm. mais eventuais ........ 73
4.2.3. Distribuição das estacas .................................................................... 75
4.2.4. Análise de recalques .......................................................................... 75
5 CONCLUSÃO...... .................................................................................. 80
REFERÊNCIAS...... ........................................................................................ 81
15
1 INTRODUÇÃO
Terrenos com presença de solos arenosos, na construção civil, durante
muitos anos foram sinônimo do uso de fundações profundas. Estas traziam aos
responsáveis pela obra a segurança necessária, pois venciam as camadas de solos
menos resistentes, podendo ser assentes no chamado “impenetrável” dos ensaios
de sondagem. “Assim, o engenheiro responsável, poderia erguer sua obra com a
confiança de que não aconteceriam recalques diferenciais ”. (SOARES, 2003, p.11 ).
Sem dúvida, a utilização de fundações profundas, como a Hélice Contínua,
por exemplo, é uma alternativa altamente eficaz e largamente utilizada, quando o
solo encontrado é o arenoso. Porém, tais fundações demandam um considerável
custo, principalmente em edificações de maior porte. Os custos com serviços de
execução por empresas terceirizadas à obra, além do alto volume de concreto
utilizado tornam, muitas vezes, a fundação uma dispendiosa fase da obra.
Observou-se, no nordeste brasileiro, a utilização de uma técnica de
melhoramento de solos arenosos, bastante eficaz e capaz de aumentar
significativamente a resistência das primeiras camadas do solo em questão. Tal
aumento de resistência, possibilita a utilização de fundações diretas (sapatas), na
construção de prédios de até 30 (trinta) pavimentos. O processo de melhoramento
de solos se dá através da execução de pequenas estacas de compactação,
geralmente de areia e brita, que são executadas na maioria das vezes com um
equipamento de estacas Strauss .
Do sucesso obtido na utilização da técnica, surgiu o interesse de realizar um
estudo sobre a aplicabilidade do processo, afim de tornar mais claro o efeito
consequente do uso das estacas de compactação. Tal análise, é o tema deste
trabalho.
16
1.1 OBJETIVOS
1.1.1 Objetivo Geral
Realizar revisão acerca da bibliografia existente, sobre estacas de
compactação, objetivando um melhor entendimento desse método de melhoramento
de solos arenosos, com foco em fundações.
1.1.2 Objetivos Específicos
Os objetivos específicos que qualificam o objetivo geral do trabalho são: - Realizar revisão bibliográfica sobre fundações e solos, do ponto de vista da
Engenharia Civil, afim de introduzir o tema do trabalho;
- Realizar um detalhamento do processo de melhoramento de solos através
de estacas de compactação.
- Apresentar um projeto exemplo, com um terreno apto a receber o processo
de melhoramento de solo, através de estacas de compactação, afim de tornar o
estudo realizado, uma análise prática e objetiva;
- Concluir acerca da viabilidade técnico-econômica, da execução do processo.
1.2 JUSTIFICATIVA
Assim como a segurança e a eficácia, a economia é um dos princípios que
norteiam as obras de engenharia. Pensando neste aspecto, torna-se extremamente
interessante reduzir custos e tempo. O equilíbrio destes dois pontos citados, traz
benefícios não só ao usuário final, ao adquirir um imóvel por exemplo, mas também
ao executor, que por sua vez pode repassar ao preço da obra, a economia justa e
calculada, por ele feita. É bastante válido ressaltar também, que a economia de
materiais como o concreto, por exemplo, traz enormes benefícios também ao meio
ambiente. Em tempos de consciência ambiental, cada pequena parte realizada em
prol do planeta, torna-se aos poucos um grande feito. Com base neste raciocínio e,
pensando também na otimização dos cronogramas de obras de engenharia, torna-
se necessária a idealização de soluções criativas, para viabilizar técnica e
economicamente, cada vez mais as diversas fases de uma obra.
As estacas de compactação vêm contribuindo com sucesso neste âmbito, na
região Nordeste do Brasil. Ao melhorar a capacidade de suporte de um solo
17
arenoso, abre-se mais uma opção de fundação aos engenheiros responsáveis.
Tendo a possibilidade de executar fundações diretas, ao invés de somente
fundações profundas, o responsável tem como decidir, aliado ao orçamento
disponível, que tipo de fundação usar, reduzindo por vezes o custo e o tempo
desprendidos na execução da obra.
Do sucesso alcançado em outras regiões, surge o anseio de realizar estudos
sobre a técnica, a fim de tornar o método mais popular e difundir também no sul
brasileiro, impactando de forma positiva a engenharia de fundações no Rio Grande
do Sul.
1.3 ESTRUTURA DO TRABALHO
Este trabalho de conclusão de curso é dividido em cinco capítulos, seu
desenvolvimento se dá a partir do Capitulo 1, apresentando uma introdução ao tema
do trabalho, os objetivos e a justificativa. No Capítulo 2 é apresentada uma revisão
bibliográfica dos assuntos abordados. No Capítulo 3 é evidenciada a realização,
passo-a-passo, do projeto de melhoramento de solos, através do processo de vibro-
deslocamento .No Capítulo 4 é detalhadamente evidenciado o processo executivo
das estacas de compactação, através de exemplo prático. O Capítulo 5 compreende
as conclusões deste trabalho.
18
2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1 OS SOLOS
Os solos são materiais de constante estudo para os engenheiros civis, visto
que são neles que se dão as primeiras fases de execução de uma obra.
“Praticamente todas as obras de Engenharia Civil assentam-se sobre o terreno e
inevitavelmente requerem que o comportamento do solo seja devidamente
considerado” (PINTO, 2006, p.13). A importância é tamanha, que os solos, são alvos
de análise minuciosa através de ensaios e sondagens, dentro de qualquer tipo de
obra, da mais simples como uma pequena residência, até obras de imponência
como um grande viaduto, por exemplo.
A palavra solo, de origem latina “solum”, pode ser encontrada nos dicionários
de língua portuguesa, como uma porção da superfície terrestre, chão. Mas sua
definição pode ser a mais variada, dependendo do ponto de vista do profissional,
que com ele trabalha. Neste caso, uma definição bastante apropriada pode ser a
sugerida por Alonso (1993, p.56), que ressalta que “Os solos são um aglomerado de
partículas provenientes de decomposição da rocha, que podem ser escavados com
facilidade, sem o emprego de explosivos [...].” Justamente, no âmbito deste estudo,
interessa a característica capacidade de suporte que os mais variados tipos de solo
apresentam, tendo em vista que para cada obra de Engenharia Civil, existe uma
necessidade diferente, relacionada aos carregamentos exercidos nas fundações,
assentes no solo.
Segundo Badillo e Rodriguez (2005, p. 47), “Os solos constituem um conjunto
com organização definida e propriedades que variam vetorialmente, sendo que tais
propriedades, geralmente, mudam muito mais na direção vertical do que na
horizontal e, que sendo assim, os solos possuem um perfil [...].” O conhecimento de
tal perfil, é de extrema importância aos engenheiros, tanto ao projetista de
fundações, quanto ao executor da obra, pois estas características influenciam de
forma direta na escolha do tipo da fundação a ser utilizada e, também, na forma de
execução da fundação eleita.
“ Num solo, só parte do volume total é ocupado pelas partículas sólidas, que
se acomodam formando uma estrutura. O volume restante costuma ser chamado de
vazios, embora esteja ocupado por água ou ar.” (PINTO, 2000, p.17). É importante,
19
portanto, reconhecer que no solo podem ser distintas três fases: partículas sólidas,
água e ar.
2.1.1 Índices físicos entre as fases do solo
Para que seja possível trabalhar com solos em engenharia civil, é necessário
primeiramente, conhecer seus possíveis estados, sua mecânica e seus importantes
índices, para que possa ser possível haver entendimento de parâmetros como sua
resistência à compressão, por exemplo. Tais índices são fundamentais à
identificação do estado em que o solo encontra-se, pois correlacionam os pesos e os
volumes das três fases ( Ar, Líquidos e Sólidos).
Os índices físicos mais utilizados, segundo Pinto (2000, p.18), são os
relacionados abaixo:
Umidade – Relação entre o peso da água e o peso dos sólidos. É
expresso pela letra w ou h. Para sua determinação, pesa-se o solo no seu
estado natural, seca-se em estufa a 105ºC até constância de peso e pesa-
se novamente. Tendo-se o peso das duas fases, a umidade é calculada.
Índice de vazios – Relação entre o volume de vazios e o volume das
partículas sólidas. É expresso pela letra “e”. Não pode ser determinado
diretamente, mas é calculado a partir dos outros índices.
Porosidade – Relação entre o volume de vazios e o volume total. Indica a
mesma coisa que o índice de vazios. É expresso pela letra “n”.
Grau de saturação – Relação entre o volume de água e o volume de
vazios. Expresso pela letra “S”. Não é determinado diretamente, mas sim
calculado. Varia de zero (solos secos) a 100% (solos saturados).
Peso específico dos sólidos – É uma característica dos sólidos. Relação
entre o peso das partículas sólidas e seu volume. É expresso pelo símbolo
ϒs e é determinado em laboratório.
20
Peso específico da água – Embora varie um pouco com a temperatura,
adota-se sempre como igual a 10 kN/m³, a não ser em certos
procedimentos de laboratório. É expresso pelo símbolo ϒw.
Peso específico natural – Relação entre o peso total do solo e seu volume
total. É expresso pelo símbolo ϒn.
Peso específico aparente seco – Relação entre o peso dos sólidos e o
volume total. Corresponde ao peso específico que o solo teria se viesse a
ficar seco. Expresso pelo símbolo ϒd.
Peso específico aparente saturado – Peso específico do solo se viesse a
ficar saturado e se isto ocorresse sem variação de volume. Expresso pelo
símbolo ϒsat.
Peso específico submerso – É o peso específico do solo quando
submerso. Serve para o cálculo de tensões efetivas. É expresso pelo
símbolo ϒsub.
2.1.2 Identificação tátil-visual dos solos
Frequentemente, por razão de o projeto não justificar economicamente a
realização de ensaios em laboratório, é necessário descrever um solo sem dispor de
resultados laboratoriais. O tipo do solo, e também o seu estado acabam por ser
estimados. Tal estimativa é feita através de uma análise tátil-visual de uma amostra
do solo, que consiste em manuseá-la e sentir sua reação a tal. A experiência
profissional acaba por desenvolver tal habilidade, na identificação do material.
Tal qual nos sistemas de classificação, deve-se primeiramente considerar a
quantidade de materiais grossos como areia e pedregulho. Os grãos de pedregulho
são bem distintos, mas areias por mais que visíveis a olho nu, podem estar
encobertas por material fino. Para sentir nos dedos os grãos de areia, é necessário
umedecer o solo, para que os torrões de material fino se desmanchem.
Estando seca a amostra de solo, a proporção de finos e grossos pode ser
estimada esfregando-se uma pequena porção do solo sobre uma folha de papel. Ao
fazer isso, as partículas finas como siltes e argilas, ficam impregnadas no papel
21
isolando as partículas arenosas. Desta forma pode-se definir “in loco” se o solo é
uma areia ou um solo fino.
A NBR 7250 (ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS,1982),
orienta a identificação e descrição de amostras obtidas em sondagens de simples
reconhecimento de solos. Para a fração grossa, pedregulhos e areias, informações
quanto à composição granulométrica, forma das partículas, existência ou não de
finos são sempre necessárias. Estas partículas são ásperas ao tato, visíveis ao olho
nu e se separam quando secas. Para os solos finos, siltes e argilas, são importantes
informações sobre plasticidade, resistência à compressão do solo quando seco,
comportamento do solo quando imerso em água e também sua cor.
2.1.3 Classificação dos solos
Pinto (2006, p.15), diz que “Os solos são constituídos de partículas com água
(ou outro liquido) e ar nos espaços intermediários, sendo que as partículas de
maneira geral, encontram-se livres para deslocar-se entre si”.
De acordo com Ortigão (2007, p.12):
“Os solos são provenientes da deterioração da rocha através de um
processo denominado intemperismo, ou seja, a ação do tempo. As várias
formas de intemperismo podem ser classificadas em dois grandes grupos:
intemperismo químico e intemperismo físico ou mecânico. O primeiro está
relacionado com os vários processos químicos que alteram, solubilizam e
depositam os minerais de rocha, transformando-a em solo. Esse tipo é mais
frequente nos climas quentes e úmidos e, portanto, muito comum no Brasil.
O segundo é proveniente da ação mecânica desagregadora de transporte
da água, do vento e da variação de temperatura. Muitas vezes ocorre a
ação conjunta de vários agentes do intemperismo.”
Porém, além das várias definições acerca de classificação dos solos,
encontradas nas mais diversas bibliografias, é importante salientar que a
classificação está diretamente ligada à necessidade profissional exercida. Existem
muitas formas de classificar os solos, como pela sua origem, pela sua evolução, pela
presença ou não de matéria orgânica, pela estrutura e ainda pelo preenchimento de
vazios.
As diversas diferenças entre os solos e seus comportamentos, perante os
interesses da engenharia, levaram a que eles fosses agrupados em conjuntos ou
22
sistemas, onde é possível observar sua identificação através de características
próprias.
Segundo Pinto (2000, p.35), “O objetivo da classificação dos solos, sob o
ponto de vista da engenharia, é o de poder estimar o provável comportamento do
solo[...].” Ainda sob a luz da engenharia, existem sistemas baseados nas
características dos grãos que constituem os solos, definindo grupos que apresentam
comportamentos semelhantes. Estes são, provavelmente, os mais utilizados na
engenharia civil.
2.1.4 Sistema de Classificação Unificada
O sistema de Classificação Unificada foi elaborado, originalmente, para ser
utilizado em obras de aeroportos, porém teve seu emprego generalizado. Foi
proposto por Arthur Casagrande, na década de 40. Neste sistema todos os solos
são identificados pelo conjunto de duas letras, conforme quadro 1, a seguir:
Quadro 1 – Terminologia do Sistema Unificado.
G pedregulho
S areia
M silte
C argila
O solo orgânico
W bem graduado
P mal graduado
H alta compressibilidade
L baixa compressibilidade
Pt turfas
Fonte: (Pinto, “Curso Básico de Mecânica dos Solos”), 2000.
As cinco letras superiores indicam o tipo principal de solo e as quatro
seguintes, correspondem a dados complementares. Por exemplo, SW corresponde à
areia bem graduada e CH à argila de alta compressibilidade. O primeiro aspecto a
23
levar-se em conta neste sistema é a porcentagem de finos presente no solo, sendo
que são considerados finos os materiais passantes na peneira nº 200 (0,075mm).
Caso a porcentagem passante for inferior a 50, o solo será considerado de
granulação grosseira, G ou S. Se for superior a 50%, o solo será considerado de
granulação fina, M, C, ou O.
2.1.4.1 Solos Granulares
Se o solo for de granulação grosseira, este será classificado como um
pedregulho ou uma areia, dependendo de qual destas frações predominar.
Após a fase de identificação primária, é necessário conhecer sua
característica secundária. No caso de o material possuir menos de 5% de finos
passando na peneira de nº 200, deve-se verificar sua composição granulométrica.
De acordo com Pinto (2000, p. 37) “ Os solos granulares podem ser bem
graduados ou mal graduados”. Sendo mal graduados, é possível observar uma
predominância de partículas com um certo diâmetro, enquanto que nos bem
graduados existem grãos com uma faixa de diâmetros mais extensa. É possível
observar tal diferença na figuras 1 e 2.
Um exemplo válido e bastante usual, da utilização das expressões bem
graduado e mal graduado, se dá no meio rodoviário. O melhor material de subleito,
por exemplo, é um solo bem graduado constituído principalmente de pedregulho e
areia mas contendo pequena quantidade de finos para servir de liga. Solos mal
graduados, como areias finas, são difíceis de serem compactados para alcançar
altas densidades e são menos desejáveis para suportar pavimentos e, portanto,
menos utilizados.
24
Figura 1 – Curva granulométrica de uma areia bem graduada.
Fonte: (Almeida - “Caracterização física e classificação dos solos”), 2005.
Figura 2 – Curva granulométrica de uma areia uniforme ou mal graduada.
Fonte: (Almeida - “Caracterização física e classificação dos solos”), 2005.
Badillo e Rodriguez (2005, p. 101) destacam “[...] A forma das curvas dá uma
ideia imediata da distribuição granulométrica do solo, pois um solo constituído de
25
partículas de um mesmo tamanho, estará representado por uma linha quase
vertical”.
Ao ser usada a expressão “bem graduado”, tem-se o objetivo de expressar a
ideia da existência de grãos com vários diâmetros e, isto, confere ao solo, em geral,
melhor comportamento sob o ponto de vista da engenharia, pois as partículas
menores ocupam os vazios correspondentes às maiores, criando uma espécie de
entrosamento, conferindo menor compressibilidade e maior resistência, de uma
forma geral.
Pinto (2000, p. 38) ressalta a importância das caraterísticas dos solos
granulares, sugerindo o cálculo do “coeficiente de não uniformidade”, definido pela
relação:
(1)
Onde “D sessenta” é o diâmetro abaixo do qual se situam 60% em peso das
partículas e, analogamente, “D dez” é o diâmetro que, na curva granulométrica,
corresponde à porcentagem que passa igual à 10%.
Assim sendo, quanto maior for o coeficiente de não uniformidade, mais bem
graduada é a areia. Areias com CNU menores que 2, são chamadas de areias
uniformes.
Há também, um outro coeficiente utilizado, ainda que não tanto quanto o
CNU, chamado “coeficiente de curvatura”, definido por:
CC
(2)
O coeficiente de curvatura mostra melhor o formato da curva granulométrica e
permite a identificação de descontinuidades ou concentração de grãos mais grossos
no conjunto. Um coeficiente de curvatura entre 1 e 3 significa um material bem
graduado.
Em relação às areias é possível, distingui-las também através do formato de
seus grãos. Ainda que as dimensões dos grãos não sejam muito diferentes, a
rugosidade superficial muda bastante.
O formato dos grãos de areia tem extrema importância no comportamento
mecânico apresentado por elas, pois está diretamente ligado ao entrosamento e a
26
como as partículas deslizam entre si, quando solicitadas por forças externas. A
figura 3, abaixo, demonstra exemplos de formatos de areia.
Figura 3 – Exemplos de formato de grãos de areia.
Fonte: (Pinto, “Curso básico de mecânica dos solos”), 2000.
2.1.4.2 Solos de granulação fina
Caputo (1988, p. 184) destaca, “No sistema unificado, no grupo dos solos
finos, encontram-se os solos siltosos e argilosos, de baixa compressibilidade (
LL<50) ou de alta compressibilidade ( LL>50).”
Quando a fração fina do solo é predominante , ele então será classificado
como Silte (M), argila (C) ou solo orgânico (O).
Segundo Pinto (2000, p. 40), para a classificação destes solos, basta a
localização do ponto correspondente ao par de valores do Índice de Plasticidade (IP)
e Limite de Liquidez (LL), na carta de plasticidade, sugerida por Casagrande e, que
pode ser vista na figura 4 a seguir:
27
Figura 4 – Gráfico de plasticidade de Casagrande.
Fonte: (Almeida - “Caracterização física e classificação dos solos”), 2005.
Como característica complementar, é indicada a compressibilidade do solo
fino em estudo. O sistema considera ainda a classificação de turfa (Pt), que são os
solos muito orgânicos, onde é preponderante a presença de material vegetal em
decomposição parcial. A figura 5, apresenta o esquema para classificação do
sistema unificado.
28
Figura 5 – Esquema para classificação do sistema unificado.
Fonte: (Milton Vargas, “Introdução à mecânica dos solos”), 1977
29
2.1.5 Sistema Rodoviário de Classificação
Muito empregado em engenharia rodoviária, no mundo todo, o Sistema
Rodoviário de Classificação, teve origem nos Estados Unidos. Assim como no
sistema unificado, a classifica tem início através da constatação da porcentagem de
material passante na peneira nº 200. Porém, são classificados como solos de
granulação grosseira os que tem menos de 35% passando nesta peneira e não 50%
como no sistema visto no item anterior.
Pinto (2006, p. 41), destaca que os solos grossos pertencem aos grupos A-1,
A-2 e A-3. Já os solos com mais de 35% passando na peneira nº 200 formam os
grupos A-4, A-5, A-6 e A-7. A figura 6, apresenta o esquema de classificação.
Figura 6 – Esquema para classificação pelo Sistema Rodoviário.
Fonte: (Milton Vargas, “Introdução à mecânica dos solos”), 1977
30
2.1.6 Classificação dos solos através de sua origem
Os solos podem, também, ser classificados em dois grandes grupos, de
acordo com sua origem: solos residuais e solos transportados (sedimentares).
“ Solos residuais são aqueles de decomposição de rochas que se encontram
no próprio local em que se formaram.” (PINTO, 2006, p.44).
Os solos residuais podem ser identificados nas seguintes camadas, segundo
Vargas (1981):
Solo residual maduro: superficial a um horizonte poroso, e que perdeu
toda a estrutura original da rocha-mãe e tornou-se relativamente
homogêneo.
Solo saprolítico: solo que mantém a estrutura original da rocha-mater,
inclusive veios intrusivos, fissuras e xistosidades, mas perdeu a
consistência da rocha. É também chamado solo residual jovem.
Rocha alterada: horizonte no qual a alteração progrediu ao longo de
fraturas ou zonas de menor resistência, deixando intactos grandes blocos
da rocha original.
Já os solos transportados ou sedimentares, de acordo com Caputo (1988,
p.15) “São os que sofrem a ação de agentes transportadores, podendo ser
aluvionares (quando transportados pela água), eólicos (pelo vento), coluvionares
(pela gravidade) ou glaciais (pelas geleiras).”
2.2 SONDAGEM DE SIMPLES RECONHECIMENTO, (SPT).
A forma mais comum de reconhecimento do subsolo, é a sondagem de
simples reconhecimento, com SPT (Standard Penetration Test), regida pela Norma
Brasileira, NBR 6484:2001.
Segundo a NBR 6484 (2001, p.01), as finalidades das sondagens de simples
reconhecimento de solos, em Engenharia Civil são:
A determinação dos tipos de solo em suas respectivas profundidades de
ocorrência;
A posição do nível d’água; e
Os índices de resistência à penetração (N) a cada metro.
31
A sondagem consiste basicamente em duas operações: perfuração e
amostragem.
2.2.1 A perfuração
Com uma cavadeira de diâmetro igual a 10cm, inicia-se a perfuração. O furo
vai sendo aprofundado com a repetição desta operação e o material recolhido, deve
ser classificado quanto à sua composição. Atingida uma certa profundidade, é
introduzido um tubo de revestimento, com duas e meia polegadas de diâmetro, que
é cravado com o martelo, também utilizado na amostragem. Pelo interior do tubo, a
penetração progride com trado espiral.
Pinto (2006, p.27) sugere que a perfuração com trado seja mantida até ser
atingido o nível d’água. Quando isto ocorre, deve-se registrar a cota do nível d’água
e o procedimento pode prosseguir com a técnica de circulação de água, ou
“percussão e lavagem”. Uma bomba d’água motorizada injeta água na extremidade
inferior do furo, através de uma haste de menor diâmetro. A haste interna é
levantada e deixada cair várias vezes, a cerca de 30 cm. Juntamente com sua queda
é acompanhado um movimento de rotação manual, executado pelo operador, afim
de destorroar o solo no fundo da perfuração.
A cada metro, ou toda vez que se notar alteração do solo pelos detritos
carreados pela água de circulação, é retirada uma amostra. A perfuração por
lavagem só pode ser executada abaixo do nível d’água, caso contrário estaria
alterando a umidade do solo e por consequência, a amostra recolhida.
2.2.2 A amostragem
De acordo com a NBR 6484 (2001), a amostragem deve seguir os passos
relatados abaixo:
A cada metro de perfuração, a partir de 1 metro de profundidade, devem
ser colhidas amostras dos solos por meio do amostrador-padrão (figura 7),
com execução de SPT;
O amostrador-padrão, conectado à composição de cravação, deve descer
livremente no furo até ser apoiado suavemente no fundo;
Após o posicionamento do amostrador-padrão conectado à composição de
cravação, coloca-se a cabeça de bater e, utilizando o tubo de revestimento
32
como referência, marca-se na haste com giz, um segmento de 45 cm
divididos em três trechos iguais de 15 cm.
Logo após, o martelo deve ser apoiado sobre a cabeça de bater, anotando
caso haja penetração do amostrador no solo;
Não tendo ocorrido penetração igual ou maior a 45 cm, prossegue-se a
cravação até completar os 45 cm de penetração por meio de impactos
sucessivos do martelo padronizado, caindo livremente de uma altura de 75
cm, sendo anotado de forma separada, o número de golpes necessários à
cravação de cada segmento de 15 cm do amostrador-padrão.
Na prática, é registrado o número de golpes empregados para uma
penetração imediatamente superior a 15 cm, sendo feito o registro do comprimento
penetrado (Ex.: 3/17). A seguir, é contado o número de golpes adicionais para a
cravação atingir 45 cm, ou com o último golpe, ultrapassar este valor.
Figura 7 – Amostrador-padrão tipo Raymond-Therzaghi.
Fonte: (Pinto, “Curso básico de mecânica dos solos”), 2006.
O alteamento do martelo é feito manualmente ou por equipamento mecânico,
através de uma corda flexível ou cabo de aço, que passa por uma roldana existente
na parte superior de um tripé. Tais peças do equipamento podem ser observados a
seguir, nas figuras 8 e 9.
33
Figura 8 – Esquema de perfuração por percussão e amostragem.
Fonte: (Pinto, “Curso básico de mecânica dos solos”), 2006.
.
Fonte: (Arquivo próprio do autor).
Figura 9 – Equipamento de sondagem, com SPT, montado.
34
2.2.3 Resistência à penetração – SPT
Durante o processo de amostragem, é feita a anotação do número de golpes
do martelo, para a cravação de cada trecho de 15 cm do amostrador. Os dados dos
primeiros 15 cm são desprezados e define-se como resistência à penetração, o
número de golpes necessários para cravar os últimos 30 cm do amostrador.
“A resistência à penetração é também referida como o número N do SPT, ou
simplesmente, como SPT do solo[...]”. (PINTO, 2006, p.29)
Em função da resistência à penetração, o estado do solo é classificado pela
compacidade, quando areia ou silte arenoso, ou pela sua consistência, quando
argila ou silte argiloso. Tal classificação é fornecida pela Norma Brasileira NBR
7250, com proposta original de Karl Terzaghi, e são apresentadas nas tabelas 2 e 3
a seguir.
Tabela 1– Compacidade das areias, em função do SPT.
Fonte: (NBR 7250, 1982, p.3)
Tabela 2 – Consistência das argilas, em função do SPT.
Fonte: (NBR 7250, 1982, p.3)
35
Os resultados são apresentados em perfis do subsolo (figura 10), com as
descrições de cada camada, cotas correspondentes, posição do nível d’água, além
dos valores de resistência à penetração do amostrador.
Fonte: (Pinto, 2006, p.31)
Figura 10 – Exemplo de perfil típico de uma sondagem de simples reconhecimento.
36
2.3 AREIAS
2.3.1 O comportamento das areias
De acordo com Pinto (2006, p.181):
“Na engenharia geotécnica, principalmente de fundações, a expressão
areia, é empregada para designar solos em que a fração areia é superior a
50%. Mas areias com 20, 30 ou 40% de finos têm um comportamento muito
influenciado pela fração argila e o seu modelo de comportamento é mais
semelhante ao das argilas[...]”.
Tendo como característica principal a sua permeabilidade, nos carregamentos
a que as areias ficam submetidas em obras de engenharia, geralmente o tempo de
desenvolvimento da obra é suficiente para que as pressões neutras devidas ao
carregamento sejam dissipadas. Assim sendo, a resistência das areias é geralmente
definida em termos de tensões efetivas.
“ Outra característica marcante dos solos granulares é que a compacidade em
que eles se encontram na natureza é devida essencialmente ao processo de sua
formação.” (HACHICH, ET AL., 1996, p. 85). Os carregamentos causados pelo peso
das camadas sobrepostas, não provoca redução significante de volume, pois cargas
estáticas não vencem o atrito entre as partículas e por consequência, a redução de
vazios é irrisória.
Tal comportamento típico foi demonstrado por Lee e Seed (1967), através do
resultado de ensaio de compressão isotrópica de uma areia, com diferentes índices
de vazios iniciais (figura 11).
A resistência ao cisalhamento das areias pode, geralmente, ser determinada
tanto em ensaios de cisalhamento direto, como em ensaios de compressão triaxial.
Segundo Ortigão (2007, p. 233), pelo fato de as areias terem comportamento
com características de drenagem livre, utilizam-se ensaios drenados para
representar seu comportamento em laboratório, exceto no caso de carregamento
transientes ou cíclicos, como o de terremotos, onde pode haver acréscimo de
poropressão e liquefação de areias finas e fofas.
37
Fonte: (Hachich, 1996 apud Lee e Seed 1967, p.85)
2.3.2 Areias fofas
Em se tratando de areias fofas, quando realizado carregamento axial, o corpo
de prova apresenta tensão desviadora que cresce lentamente com a deformação,
atingindo um valor máximo só para deformações altas.
Pinto (2006, p. 182) afirma:
“Em ensaios de compressão triaxial em areias, ao se traçar os círculos de
Mohr correspondentes às máximas tensões desviatórias (que correspondem
à ruptura), obtém-se círculos cuja envoltória é uma reta passando pela
origem, pois as tensões de ruptura foram admitidas proporcionais às
tensões confinantes. A resistência da areia fica definida pelo ângulo de
atrito interno efetivo. A areia é, então definida como um material não
coesivo, como aliás constata-se pela impossibilidade de se moldar um corpo
de prova de areia seca ou saturada.”,
Figura 11– Variação de índice de vazios em compressão isotrópica de areia do rio
Sacramento.
38
Tal afirmação pode ser constatada, ao observar-se os ensaios apresentados
na figura 12, a seguir:
Fonte: (Pinto, 2006, p.182)
É correto afirmar, então, que a areia possui coesão aparente, pelo fato de se
estiver seca ou saturada, não suportar seu próprio peso e desmoronar. Para que
haja uma eventual moldagem de corpo de prova, ou por exemplo, seja
confeccionada uma escultura em areia, faz-se necessário que ela esteja úmida.
Figura 12 – Resultados típicos de ensaios de compressão triaxial em areias fofas.
39
2.3.3 Compactação in situ de areias fofas
A compactação de camadas profundas de solo natural, pode se feito
mediante processo de estacas de areia, desde que o solo seja formado por areia
caracterizada como fofa.
De acordo com Tschebotarioff (1978, p.156):
“Só podem ser compactados, desta maneira, os solos, nos quais se pode
executar, até a profundidade desejada, um furo circular, mediante o impacto
de uma peça de aço. Isto produz um efeito generalizado de compactação,
uma vez que grande parte do solo é deslocado lateralmente. O furo a seguir
é preenchido em camadas sob apiloamento contínuo.”
A compactação só afeta profundamente os solos sem coesão e para tal,
existem processos como o de vibroflotação de Steverman.
A vibroflotação de Steverman é um processo onde é empregado um
equipamento semelhante a um vibrador de concreto. Consiste de um cilindro, dentro
do qual um motor elétrico de 1800 rpm impulsiona um cilindro anterior menor,
montado ligeiramente excêntrico em relação ao primeio. Tal excentricidade produz
as vibrações. No cilindro externo há mangueiras que permitem a ação de jatos
d’água nas suas extremidades. O equipamento completo é baixado no terreno por
meio de um guindaste. A medida que o mesmo afunda no terreno, os jatos de água
afofam a areia em torno do cilindro e as vibrações fazem com que ele continue
penetrando. A compactação obtida por meio deste processo, é evidenciada pela
formação de uma depressão na superfície do terreno. Para encher essa depressão,
adiciona-se areia. O procedimento é repetido à medida que o vibroflotador é
removido para a superfície.
O processo de vibroflotação, é citado por Tschebotarioff (1978), como
bastante eficiente na compactação de camadas mais profundas de areias limpas e
que, no caso de areias argilosas o emprego do processo de compactação por
estacas de areia é o mais conveniente.
A técnica de estacas de areia (vibrodeslocamento) é tema do capítulo 3 deste
trabalho.
40
2.3.4 Areias compactas
No caso das areias compactas, a tensão desviadora cresce muito mais
rapidamente com as deformações, até atingir um valor máximo, sendo este valor
considerado como a resistência máxima ou resistência de pico.
A resistência de pico das areias é justificada pelo entrosamento das suas
partículas (figura 13).
Fonte: (Pinto, 2000, p.184)
Pinto (2000, p.184), salienta que nas areias fofas, o processo de cisalhamento
provoca uma reacomodação das partículas, que se dá com uma redução do volume.
Porém, nas areias compactas, as tensões de cisalhamento devem ser suficientes
para vencer os obstáculos representados pelos outros grãos na sua trajetória.
Vencido este obstáculo, que exige um aumento de volume, a resistência cai
ao valor da areia no estado fofo.
Figura 13 – Posição relativa das partículas nas areias fofas e compactas.
41
2.3.5 Índice de vazios crítico das areias
Sabe-se que uma areia diminui de volume ao ser carregada axialmente
quando se encontra em estado de fofa, porém se dilata quando se encontra no
estado compacto.
Hachich et al. (1996, p.87) sugere que as areias fofas apresentam significativa
redução de volume durante o carregamento axial, ficando, portanto, com um índice
de vazios na ruptura inferior ao inicial. Mas as areias compactas, após uma
diminuição inicial de volume, apresentam um aumento considerável, de forma a
romper com um índice de vazios superior ao inicial.
Porém, “[...]existe um índice de vazios no qual o corpo de prova não
apresenta nem diminuição e nem aumento de volume por ocasião da ruptura. Este
índice de vazios é definido como índice de vazios crítico da areia.” (PINTO, 2000,
p184).
Para Hachich et al. (1996, p84) o índice de vazios crítico, pode ser definido
como o índice correspondente à uma areia em seu estado crítico, ou seja, o estado
em que o cisalhamento ocorre sem alteração de volume.
A importância da definição do índice de vazios crítico, vem do fato de que o
comportamento das areias, se saturadas e eventualmente carregadas sem
possibilidade de drenagem, é extremamente diferente, conforme a areia esteja com
índice de vazios abaixo ou acima do índice de vazios crítico.
O índice de vazios crítico de uma areia, é obtido através da interpolação dos
resultados de ensaios de compressão triaxial (figura 14).
Fonte: (Pinto, 2000, p.184)
Figura 14 – Obtenção do índice de vazios crítico a partir de ensaios triaxiais.
42
2.3.6 Fatores que influem na resistência das areias
As características que diferenciam as areias, podem influenciar na sua
resistência ao cisalhamento.
Para Caputo (1988, p.165) a resistência ao cisalhamento de uma areia está
diretamente relacionada ao seu ângulo de atrito, destacando “Dentre os fatores que
influem no valor do ângulo de atrito, destacam-se a compacidade, a forma das
partículas e a granulometria.”
Hachich et al. (1996, p.87) é mais específico ao se referir à importância da
granulometria, na determinação da resistência ao cisalhamento de uma areia,
“Quanto mais bem graduada é uma areia, melhor o entrosamento entre as partículas
e consequentemente, maior o ângulo de atrito e a resistência ao cisalhamento.”
(Ibid., p.88) ainda sugere demais fatores importantes, que influem na
resistência das areias, como:
Formato dos grãos;
Tamanho dos grãos;
Resistencia dos grãos;
Composição mineralógica;
Presença de água;
Anisotropia de resistência.
“[...]Verifica-se que os fatores de maior influência na resistência cisalhamento
das areias, são a distribuição granulométrica, o formato dos grãos e a compacidade”.
(PINTO, 2000, p.191)
De porte de tais informações, faz-se interessante o conhecimento do valor
típico de alguns ângulos de atrito. Os valores apresentados na tabela 4, a seguir,
são para tensões de 100 a 200 kPA, que é a ordem de grandeza das tensões que
ocorrem em obras comuns de engenharia.
43
Fonte: (Pinto, 2000, p.191)
2.4 PRINCIPAIS TIPOS DE FUNDAÇÕES
É possível dividir os diversos tipos de fundações para estruturas em dois
grandes grupos: fundações rasas ou diretas e fundações profundas.
As primeiras, basicamente, tem a característica de distribuir as cargas ao
terreno, através das tensões pela base de contato com o solo. Além disso, segundo
a NBR 6122 (2010), estas devem ter profundidade de embutimento no terreno,
inferior a duas vezes a menor dimensão da fundação e não maior que 3 metros. .
Já as fundações consideradas profundas, transmitem a carga ao terreno
através de sua base (resistência de ponta), lateral (fuste) ou ainda havendo uma
combinação dos dois modos. Ainda também, segundo a norma regente, NBR 6122
(2010), para uma fundação ser considerada profunda, esta deve estar assente em
profundidade superior ao dobro de sua menor dimensão e no mínimo a 3 metros.
O tipo de fundação deve ser escolhido, a partir de dados recolhidos através
de ensaios de sondagem e dos carregamentos. Tais dados, como o perfil do solo em
questão e a estimativa de resistência, são imprescindíveis à elaboração de um bom
projeto de fundações.
Segundo Velloso (1998), os elementos necessários para o desenvolvimento
de um projeto de fundações são: a topografia da área, dados geológicos-
geotécnicos, dados da estrutura a construir e dados sobre construções vizinhas. Em
zonas urbanas, geralmente, os dados extraídos dos ensaios de sondagem, aliados
às condições das obras vizinhas, são os fatores decisivos na hora da escolha do tipo
de fundação a ser utilizada.
Tabela 3 – Valores típicos de ângulo de atrito interno de areias.
44
Algumas obras possuem características que acabam impondo um certo tipo
de fundação. É o caso, por exemplo, de obras cujos terrenos apresentam subsolos
constituídos de grandes camadas de areia fofa, pouco resistentes, que exigem,
geralmente, o uso de fundações profundas do tipo estaca. A estaca, nesse caso,
vence a camada pouco resistente, sendo assente em solo mais propício a receber a
sua carga de ponta. O uso de uma fundação direta, em solos deste tipo citado, pode
apresentar problemas posteriores, como um indesejado recalque diferencial.
Em outro caso, existem obras que permitem uma certa gama de soluções,
ficando a critério do projetista a escolha, que geralmente, acaba levando em conta
critérios importantes como o menor custo e o menor prazo de execução.
Há ainda a possibilidade da utilização, de mais um de um tipo de fundação
superficial, em diferentes níveis, assim como pode acontecer também, com as
fundações profundas. A utilização, conforme a necessidade, de uma fundação mista,
como um radier estaqueado, também é permitida pela norma vigente de projeto e
execução de fundações, a NBR 6122 (2010).
Segundo Velloso & Lopes (1998), as sapatas e os blocos são elementos de
fundação mais simples e, quando é possível sua adoção, os mais econômicos. Já as
fundações profundas, se mostram mais dispendiosas, no que diz respeito à sua
execução, pois geralmente são feitas por empresas especializadas, terceirizadas à
obra, além do que consomem um considerável quantitativo de concreto.
Portanto, a escolha do tipo de fundação a ser utilizada está diretamente
ligada, ao tipo de subsolo encontrado quando das sondagens geotécnicas e também
da questão custo de cada tipo, conforme a disponibilidade de orçamento de cada
obra.
2.4.1 Fundações superficiais, rasas ou diretas
Teixeira e Godoy (1998, p.227), destacam “As fundações rasas ou diretas são
assim denominadas por se apoiarem sobre o solo a uma pequena profundidade, em
relação ao solo circundante.” Levando em conta tal definição , uma fundação direta
para um prédio com dois subsolos será considerada rasa, mesmo estando a 7m
abaixo do nível da rua.
São vários os tipos de fundações diretas, utilizadas nas obras brasileiras.
Velloso (1998), cita como principais, as fundações a seguir:
45
Bloco – elemento de fundação de concreto simples, dimensionado de maneira
que as tensões de tração possam ser resistidas somente pelo próprio
concreto.
Sapata - elemento de fundação de concreto armado, de altura menor que o
bloco.
Viga de fundação – elemento de fundação que recebe pilares alinhados,
geralmente de concreto armado podendo ter seção transversal tipo bloco, ou
ainda tipo sapata.
Grelha – elemento de fundação constituído por um conjunto de vigas que se
cruzam nos pilares.
Radier – elemento de fundação que recebe todos os pilares e cargas da da
obra.
2.4.1.1 Dimensionamento de fundações diretas
O dimensionamento geométrico das fundações diretas e o seu
posicionamento em planta é a primeira etapa do projeto de fundações, a ser feito
para uma tensão admissível estimada. É de extrema importância que as proporções
da fundação leve a um dimensionamento estrutural econômico.
Na sequência, serão abordados os principais aspectos para o
dimensionamento de sapatas isoladas, sapatas associadas e sapatas sujeitas a
cargas verticais e momento.
2.4.1.2 Sapatas Isoladas
“É um elemento de fundação superficial, de concreto armado, dimensionado
de modo que as tensões de tração nele resultantes, sejam resistidas pelo emprego
de armadura especialmente disposta para esse fim.” (NBR 6122, 2010, p.02)
Para calcular uma sapata isolada, devemos levar em conta o seguinte:
(3)
Onde:
Nk: é a força normal nominal do pilar;
σ: é a tensão admissível do solo;
46
α: é um coeficiente que leva em conta o peso próprio da sapata. Pode-se
assumir 1,05 nas sapatas flexíveis e 1,10 nas sapatas rígidas.
Teixeira e Godoy (1998, p.228) ressaltam, “ O dimensionamento econômico
será aquele que conduz a momentos aproximadamente iguais nas duas abas, em
relação à mesa da sapata.” Para tanto, os balanços “x” deverão ser
aproximadamente iguais nas duas direções, ou seja:
(4)
Em suma, o cálculo se dá por:
(5)
A figura 15, a seguir, demonstra as dimensões supracitadas.
Fonte: (Alva, 2007, p.13)
Em se tratando de edifícios, a dimensão mínima é de 80 cm. Em sapatas
corridas, é adotado o mínimo de 60 cm de largura.
No caso de pilares em “L”, a sapata deve ser centrada no centro de gravidade
do pilar, sendo que os balanços iguais serão procurados em relação à mesa
retangular do topo da sapata.
Figura 15 – Dimensões de uma sapata isolada.
47
2.4.1.3 Sapatas Associadas
Sapata associada, nada mais é, do que segundo a NBR 6122 (2010) uma
“Sapata comum a mais de um pilar.”
Uma sapata associada deve ser evitada, sempre que for possível uma
solução com sapatas isoladas. “Via de regra, duas sapatas isoladas serão mais
econômicas e mais fáceis de executar do que uma sapata associada.” (TEIXEIRA E
GODOY, 1998, p.229)
Em uma obra, conforme a concentração de cargas aumenta, diminui a
liberdade de escolha do tipo e dimensões de uma sapata. Se faz necessário
encontrar sapatas que caibam dentro da área disponível no terreno e, por vezes,
associar dois ou mais pilares em uma mesma sapata é inevitável (figura 16).
Fator determinante para o bom projeto de uma sapata associada, é o de
respeitar-se a coincidência do centro de gravidade da sapata, com o centro de
cargas dos pilares envolvidos.
Fonte: (Alva, 2007, p.07)
Figura 16 – Solução com dois pilares associados a uma mesma sapata.
48
2.4.1.4 Sapatas sujeitas à carga vertical e momento
De acordo com Teixeira e Godoy (1998, p.230):
“Em muitos casos práticos, além da carga vertical, atua também um
momento na fundação. Esse momento pode ser causado por cargas
aplicadas excentricamente ao eixo da sapata, por efeito de pórtico em
estruturas hiperestáticas, por cargas horizontais aplicadas à estrutura
(empuxo de terra em muros de arrimo, vento, frenagem, etc.)”.
No caso de uma sapata carregada com uma carga “Q”, excentricamente, as
tensões aplicadas no solo não serão uniformes, variando ao longo da base da
sapata. Se a carga “Q” estiver no centro da base da sapata, as tensões serão
obtidas considerando a superposição dos efeitos de uma carga centrada mais um
momento. A tensão máxima deverá ser inferior à tensão admissível adotada para o
solo.
Há, também, casos em que se verifica uma dupla excentricidade, com carga
ainda no centro da base da sapata. Nesse caso o momento resultante deve ser
decomposto em relação aos dois eixos da sapata e, seus efeitos somados.
O dimensionamento das bases das sapatas é dado considerando a equação:
(6)
Levando em conta uma sapata de dimensões a x b, onde “a” é paralela ao
eixo y e “b” é paralela ao eixo x, temos que:
(7)
Onde:
N - resultante de cargas verticais.
a e b – dimensões da sapata.
49
My – momento em torno de y e paralelo a x.
Mx – momento em torno de x e paralelo a y.
σ – tensão máxima aplicada e que não deverá ser superior a do
solo.
2.4.2 Métodos para a estimativa de tensões admissíveis
Para que seja determinada a tensão admissível de um solo, em fundações
por sapatas, a NBR 6122 (2010), determina a utilização e interpretação de um ou
mais dos três procedimentos a seguir:
Prova de carga em placas;
Métodos teóricos e
Métodos semiempíricos.
2.4.2.1 Métodos empíricos
Segundo Teixeira e Godoy (1998, p.235), os métodos teóricos consistem na
aplicação de uma fórmula de capacidade de carga para estimativa da tensão de
ruptura do solo de apoio, à qual se aplicaria um coeficiente de segurança, para
obtenção da tensão admissível:
(8)
Cintra et al. (2011, p.111) destaca que “ Para o fator de segurança global, o
valor atribuído é 3,0, na ausência de prova de carga.”
Portanto, é calculado o valor médio da capacidade de carga, pela fórmula de
Terzaghi, por exemplo e aplicado o fator de segurança sugerido acima.
2.4.2.2 Métodos semiempíricos
Segundo a NBR 6122 (2010):
“São métodos que relacionam resultados de ensaios (tais como o SPT,
CPT, etc.) com tensões admissíveis. Devem ser observados os domínios de
50
validade de suas aplicações, bem como as dispersões dos dados e as
limitações regionais associadas a cada um dos métodos.”
Logo, os métodos semiempíricos, seriam aqueles em que as propriedades
dos solos seriam estimadas com base em correlações, para em seguida serem
aplicadas fórmulas teóricas.
Um exemplo seria a estimativa da resistência ou compressibilidade, com base
na resistência à penetração em sondagem, N (SPT) ou na resistência de ponta do
ensaio de penetração estática de cone.
2.4.2.2.1 Determinação da tensão admissível para sapatas por correlações
Cintra et al. (2011, p.112) sugere que no meio técnico brasileiro, é conhecida
a seguinte regra para a obtenção da tensão admissível em fundações diretas por
sapatas, em função do índice de resistência à penetração do SPT:
(Mpa) com 5≤ Nspt ≤ 20 (9)
Em que o NSPT é o valor médio no bulbo de tensões e a parcela q
(sobrecarga), pode ou não ser considerada.
Mello (1975) relata o uso, na prática profissional de outra correlação, descrita
abaixo:
(√ ) (Mpa) (10)
No caso de areias, Teixeira (1996), apresenta uma correlação a partir da
equação de capacidade de carga de Terzaghi. Considerando sapatas quadradas de
lado “B”, em areia com peso específico de 18 kN/m³ e ângulo de atrito dado por:
√ (11)
Utilizando-se do fator de segurança 3, o autor obtém a seguinte expressão,
para a obtenção da tensão admissível:
(12)
51
Vargas (1951), apresenta gráfico (figura 17) referindo-se a valores de
experiência prática na cidade de São Paulo, obtidos através da correlação
supracitada.
Fonte: (Teixeira, 1996 apud Vargas, 1951)
2.4.2.3 Prova de carga sobre placa
“ A prova de carga sobre placa se constitui, na realidade, em um ensaio em
modelo reduzido de uma sapata.” (HACHICH ET AL., 1998, p.235)
A prova de carga sobre placa é um ensaio regido pela NBR 6489 (1984),
onde uma placa de aço rígida de 80 cm de diâmetro é carregada em estágios, por
um macaco hidráulico reagindo contra uma cargueira. As cargas são aplicadas até a
ruptura do solo ou até que se atinja o dobro da tensão admissível presumida para o
solo, ou ainda um recalque julgado excessivo.
Os resultados são apresentados em forma de gráfico Tensão x Recalque,
juntamente com dados relativos à montagem da prova.
2.4.3 Fundações profundas
Segundo Velloso & Lopes (1998), as fundações profundas podem ser dividas
em três principais tipos, citados a seguir:
a) Estaca – elemento de fundação, executada com auxilio de ferramentas ou
equipamento. A execução deste tipo de fundação, pode ser por cravação à
Figura 17 – Tensão admissível em função de B e de Nspt – sapatas em areias.
52
percussão, prensagem, vibração, escavação ou ainda de forma mista,
envolvendo mais de um processo. Estão entre os tipos mais utilizados, as
estacas cravadas e as escavadas.
b) Tubulão - elemento de fundação profunda, de forma cilíndrica, em que pelo
menos em sua fase final, há a descida de um operário em seu interior. Esta
aliás, é uma característica que o diferencia das estacas.
c) Caixão – elemento de fundação profunda, de forma prismática, concretado na
superfície e instalado por escavação interna.
De acordo com Hachich et al. (1998, p.265), as estacas usuais podem ser
classificadas em estacas de deslocamento e estacas escavadas:
“Estacas de deslocamento são aquelas introduzidas no terreno através de
algum processo que não promova a retirada do solo. No Brasil o exemplo
mais característico desse tipo de estaca é o das pré-moldadas de concreto
armado[...]” “[...]Estacas escavadas são aquelas executadas in situ através
da perfuração do terreno por um processo qualquer, com remoção de
material, com ou sem revestimento, com ou sem a utilização de fluido
estabilizante. Nessa categoria encontram-se as estacas tipo broca, as tipo
Strauss, as barretes, os estacões, as hélices contínuas, as estacas injetas,
etc.”
2.4.3.1 Capacidade de carga de estacas
Basicamente, a capacidade de carga de uma estaca, estando esta isolada e
submetida a um carregamento vertical, irá resistir à essa solicitação parcialmente
pela resistência ao cisalhamento gerada ao longo do seu fuste e, parcialmente,
pelas tensões geradas na sua ponta. Portanto, em termos gerais, a capacidade de
carga “Q”, pode ser calculada pela soma das parcelas geradas pelas cargas máxima
de seu atrito lateral “Qs” e de sua ponta “Qp”, tal qual na expressão abaixo:
Q = Qs + Qp (13)
Tomando-se pelas tensões limites de cisalhamento, ao longo do fuste das
estaca “qs” e na sua ponta “qp” e tendo como área lateral da estaca “As” e área
transversal da ponta “Ap”, temos que a carga da estaca pode ser calculada através
de :
53
Q = Qs + Qp = qs.As + qp.Ap (14)
Segundo Hachich apud Décourt (1998, p.265), a capacidade de carga pode
ser avaliada por processos diretos e indiretos. Nos processos diretos, os valores de
“qs” e “qp”, podem ser obtidos através de correlações empíricas e/ou semiempíricas,
com algum tipo de ensaio “in situ”. Já nos processos indiretos, a resistência ao
cisalhamento e a rigidez de um solo, são obtidas através de ensaios “in situ” e/ou de
laboratório e, a capacidade de carga é determinada através de formulação teórica ou
experimental.
2.4.3.2 Capacidade de carga de estacas – Formulação teórica
Existem inúmeras teorias para a determinação da capacidade de carga de
estacas.
De acordo com Hachich et al. (1998, p.266), a maioria das das fórmulas se
constitui da extensão de trabalhos clássicos como os de Prandtl (1921), Reissner
(1924), Caquot (1934), Buisman (1935), Terzaghi (1943) e Meyerhof (1951). Há
ainda grande contribuição do engenheiro brasileiro Ricardo Salgado (1993).
Já para estacas não interessa a análise bidimensional, visto que estacas são
estruturas tridimensionais, geralmente de seção circular ou quadrada.
Sendo designadas por Sc, Sq e S , as correções para fundações profundas,
pode-se segundo, Hachich et al. (1998), chegar à seguinte expressão de cálculo:
⁄ (15)
Para a tensão de ruptura do solo, junto à ponta da estaca, Vesic (1975),
sugere a seguinte expressão:
(16)
Os valores de “Nc” e “Nq”, já trazem incorporados os fatores de correção para
seção circular. Vesic (1975), sugere também alguns valores de “Nq”, que segundo
ele é coeficiente mais importante para determinação da capacidade de carga, para o
caso de fundações profundas em areias. Tais valores podem ser observados na
figura 18, a seguir.
54
Fonte: (Vesic, 1975)
2.4.3.3 Capacidade de ponta em areias
De forma geral, a tensão de ruptura de ponta de uma estaca, assente em solo
arenoso, é dada por:
(17)
Berezantsev et al. (1961), apresentam um cálculo para cálculo da capacidade
de carga de ponta em areias. A expressão utilizada é a que segue:
Figura 18 – Valores de “Nq”, sugeridos por Vesic (1975), segundo diversos autores.
55
(18)
Onde α é um fator redutor da tensão vertical em função do embutimento relativo da
fundação D/B e do ângulo de atrito do solo (figura 19) ao longo do fuste da estaca.
Fonte: (Hachich et al., 1998 apud Berezantsev et al., 1961)
Os valores de Nq e são sugeridos também por Berezantsev (1961),
através de gráfico apresentado na figura 20.
Fonte: (Hachich et al., 1998 apud Berezantsev et al., 1961)
Figura 19 – Coeficiente em função de D/B e do ângulo de atrito.
Figura 20 – Valores de Nq e Nγ, para estacas com ponta em areia.
56
2.4.3.4 Capacidade por atrito lateral em areias
Hachich et al. Apud Décourt (1998) cita, como a expressão básica para a
estimativa do atrito lateral unitário básico em estacas, a que segue:
(19)
Onde:
: é a tensão normal efetiva ao longo do fuste da estaca;
: é o ângulo de atrito entre a estaca e o solo;
K: é a relação entre a tensão normal e a tensão vertical efetiva .
Segundo Flaming et al. (1992), o valor de K pode ser estimado através da
expressão:
(20)
2.4.3.5 Capacidade de carga de estacas – processos expeditos
De acordo com Hachich et al. (1998, p. 273):
“Os métodos teóricos e experimentais e os ensaios laboratoriais são
fundamentais para estabelecer a influência relativa de todos os parâmetros
envolvidos nos cálculos de capacidade de carga. Por outro lado correlações
correspondentes entre as tensões e estados limites de ruptura e dados de
resistências à penetrações de ensaios in situ, são simples de serem
estabelecidas.”
No Brasil, dois métodos são os mais utilizados para definir-se a capacidade
de carga de estacas. São os métodos de Aoki-Velloso (1975) e Décourt-Quaresma
(1978).
2.4.3.5.1 O Método de Aoki-Velloso
No método de Aoki e Velloso, apresentado em 1975, a tensão de ruptura de
ponta “ ” e a tensão de atrito lateral “ ”, são avaliadas em função da tensão de
57
ponta “ ” do ensaio de penetração CPT (Cone Penetration Test), podendo esta ser
correlacionada ao resultado do ensaio de SPT.
Desta forma, a tensão de ruptura de ponta e resistência de atrito lateral,
podem ser obtidas através de:
(21)
e
(22)
Os valores de K e são apresentados na figura 21.
Fonte: (Hachich et al., 1998, p.274)
O conhecimento dessas correlações permite a estimativa dos parâmetros
correspondentes para uma estaca, pelas expressões:
(23)
(24)
Figura 21 – Coeficientes de K e α.
58
Os coeficientes F1 e F2 levam em consideração a diferença de
comportamento entre a estaca (protótipo) e o cone (modelo). Seus valores foram
determinados com resultados por provas de carga. Os valores de F1 e F2 foram
incialmente avaliados para estacas Franki, metálica, pré-moldada de concreto e
depois escavada sem distinção do diâmetro. Posteriormente estes valores foram
reavaliados e sugeridos novos parâmetros para outras estacas (tabela 4).
Figura 22 - Valores de F1 e F2
Fonte: (Laprovitera, 1988)
A fórmula geral para o cálculo da capacidade de carga é:
(25)
Onde:
- Ap: área da ponta ou base da estaca;
- U: perímetro da seção transversal da estaca;
- Ca: cota de arrasamento;
- Cp: cota da ponta
2.4.3.5.2 O Método de Décourt-Quaresma
Em 1978, Décourt e Quaresma apresentaram um método, para avaliação da
capacidade de carga em estacas, baseado em resultados de ensaios SPT. Para a
estaca padrão (pré-moldada), o cálculo da capacidade de carga se dá por:
(26)
59
Onde:
- resistência de ponta
- resistência lateral
- área de ponta
- área lateral
A tensão de ruptura de ponta é dada pela equação 27 e o de atrito lateral
unitário é dado por 28 e 29:
(27)
kN/m² (28)
tf/m² (29)
Os valores de K, são sugeridos em função do tipo de solo e, podem ser
obtidos na figura 23.
Fonte: (Hachich et al., 1998, p.275)
2.5 ESTACAS DE COMPACTAÇÃO
A descoberta de solos arenosos, ao projetar-se as fundações de uma obra de
grande porte, como um grande edifício ou ainda, um imponente viaduto, geralmente
inviabiliza a utilização de fundações diretas (sapatas). Porém, já há algum tempo,
que engenheiros civis do nordeste do Brasil, têm aplicado com sucesso uma técnica
Figura 23 – Valores de K em função do tipo de solo.
60
de melhoramento de solos arenosos, que tem como principal resultado o aumento
significativo, da resistência à penetração, quando medida em ensaio com SPT do
solo em questão.
Soares (2003), diz, que esse processo conhecido nos meios científicos como
“vibro-deslocamento”, consegue através da cravação de estacas de compactação,
densificar as camadas de areia próximas a superfície, aumentando assim a
resistência à penteração das mesmas e, por consequência a sua resistência à
compressão e ao cisalhamento.
Tal técnica possibilita, então, na maioria das vezes, a utilização de sapatas
nas fundações, trazendo assim uma considerável economia à obra.
(Ibid, 2003), sugere um minucioso estudo de recalques, que deverá ser feito,
antes de a opção sapata de fundação ser aprovada.
A confecção das estacas de compactação, se dá através da utilização de um
equipamento tipo “Strauss”, ou ainda um bate-estacas do tipo torre, onde
primeiramente, é cravado no solo um tubo metálico onde serão colocados e socados
os materiais constituintes da estaca. O processo de “vibro-deslocamento” acontece
no apiloamento dos materiais no furo, já que as batidas do pilão provocam esforços
axiais e radiais, havendo assim, na superfície de contato entre os materiais e a
parede interna do tubo, a ocorrência de atritos elevadíssimos , os quais propiciam as
condições para o material inserido arrastar consigo o tubo. Este processo, acaba por
reorganizar a estrutura da camada de solo em questão, diminuindo o índice de
vazios e por consequência aumentando a resistência do solo.
2.5.1 Tipos de estacas de compactação
No momento, ainda é escassa a bibliografia a respeito de tal assunto. Porém
em 2003, os engenheiros Valdês Borges Soares e Vilson Cartaxo Soares, na
Paraíba, sob a luz da experiência de várias obras executadas com a técnica, lançam
um material relatando o sucesso do emprego do método. Segundo tal bibliografia,
Soares (2003) sugerem como três, os tipos mais comuns de Estacas de
Compactação, que diferem um do outro apenas quanto ao seu material constituinte
e sua distribuição na área a ser construída. São elas: as estacas de areia e brita; as
61
estacas de cimento e areia e as estacas de cimento, areia e brita. A seguir serão
apresentados detalhes sobre sua confecção, conforme sugerido por Soares (2003).
2.5.1.1 Estacas de brita e areia
Estacas de Compactação constituídas de brita e areia, são usadas quando se
deseja obter apenas a densificação do solo arenoso. Neste caso a estaca não
trabalhará como uma estaca convencional, recebendo cargas concentradas, mas
sim atuará somente com a função de compactar a camada de solo onde está
inserida.
O traço mais usual, é de quatro volumes de areia para um de brita, sendo que
a areia utilizada não deve ser fina, tendo granulometria preferencial semelhante a da
usada na confecção de concreto. Quanto à brita geralmente usa-se a número 38mm
ou ainda a número 50mm.
2.5.1.2 Estacas de cimento e areia
As estacas de cimento e areia podem ser utilizadas, quando o Engenheiro
deparar-se com as seguintes situações:
A camada de areia apresentar muitos finos.
Tratar-se de uma região desconhecida a ele.
Não existir um histórico de compactação na região.
A utilização de cimento nas estacas as deixará petrificadas, proporcionando
deste modo, um melhor estado de confinamento no solo melhorado. Os traços mais
usuais, de acordo com Soares (2003), são:
Um volume de cimento para quinze volumes de areia.
Um volume de cimento para vinte volumes de areia.
Um volume de cimento para vinte e cinco volumes de areia.
Esta mistura deverá ser feita em betoneira, formando uma farofa úmida, tendo
a areia utilizada apresentar umidade natural entre 3% e 4%.
62
2.5.1.3 Estacas de cimento, areia e brita
Este tipo de estaca são na realidade, estacas compostas por concreto magro,
sendo o traço ideal o, de um volume de cimento, oito volumes de areia e quatro
volumes de brita (1:8:4).
Sua consistência é a de um concreto seco, tipo farofa. As estacas de concreto
magro devem ser utilizadas nas seguintes situações, listadas abaixo:
O solo é uma mistura de areia com silte ou argila;
Percebe-se que o melhoramento apresentará bons resultados, porém
não o suficiente para viabilizar as dimensões das sapatas;
Quando as estacas, além de compactarem o solo, precisam atuar
também recebendo parte do esforço transmitido pela superestrutura,
sob a forma de carga concentrada.
O perfil geotécnico apresenta, na cota de assentamento da ponta das
estacas, boa resistência com um NSPT >20, pois a estaca trabalhará
apenas com carga de ponta, visto seu pequeno comprimento (3,50 ≤ H
≤5,00). São estas, estacas de baixa capacidade, de carga admissível
de no máximo 20tf.
3. PROJETO E EXECUÇÃO DAS ESTACAS DE COMPACTAÇÃO
3.1 CONDICIONANTES PARA ESTACAS DE COMPACTAÇÃO
Inicialmente são analisadas as sondagens SPT (Standard Penetration Test).
Pode ser considerada uma situação favorável ao melhoramento, quando o terreno é,
por exemplo, constituído por uma camada de areia na superfície com NSPT = 5 ou
ainda NSPT = 10 e, para pontos mais profundos a resistência do solo é crescente. Se
por acaso a camada de solo em questão apresentasse um NSPT = 20, não haveria
sentido em querer compactar, pois o solo já estaria razoavelmente compactado.
É preciso ficar atento à presença de solos compressíveis, como uma argila
mole, por exemplo. Neste caso deve-se, enfatizar dois aspectos:
Espessura da camada compressível.
63
Distância da base da sapata ao inicio desta camada.
A existência de camada compressível, não é fator determinante para que o
Engenheiro decida atravessar a camada em questão, com fundações profundas.
Soares (2003) sugere que, a palavra final será dada pelos resultados dos estudos
dos recalques. Quando a camada compressível tiver espessura bastante significativa
e estiver muito próxima a superfície, aí sim, muito provavelmente, a opção de
melhoramento do solo, por estacas de compactação, não será aprovada e será
necessária a utilização de fundações profundas.
3.2 A ELABORAÇÃO DO PROJETO
Sendo os NSPT favoráveis e, de posse da planta de cargas, inicia-se a
elaboração do projeto considerando todos os esforços dos respectivos pilares, como
cargas verticais, momentos, tanto permanentes como eventuais.
A arbitragem de uma tensão admissível ao solo depois de compactado, é
imprescindível, para viabilizar o projeto e escolher o diâmetro, profundidade,
espaçamento entre as estacas e material a ser utilizado nas estacas.
É necessário também, logo após o término do processo de melhoramento, a
realização de sondagens com medida do SPT, para verificar se foram obtidos os
resultados esperados. Somente após esta análise, será possível executar as
sapatas.
De acordo com Soares (2003, p. 47), o porte do prédio é fator determinante
para prever a tensão admissível necessária para viabilizar as sapatas. Sugere ainda
para a obtenção da tensão admissível requerida os valores constantes na tabela 4.
Tais valores podem ser obtidos também, através de métodos já apresentados no
capítulo 2.
Tabela 4 – Espaçamentos para estacas de compactação.
Ø (cm) e (cm) σad (kgf/cm²) σad (kPa)
30 100 4,0 400
30 90 5,0 500
30 80 6,0 600
Fonte: (Adaptação de Soares 2003).
64
De posse da tensão admissível necessária após a compactação, e de
características como o material a ser utilizado nas estacas, diâmetro, espaçamento
entre as estacas, determina-se o comprimento da estaca (H), através da sondagem
à percussão. Uma areia com um NSPT entre 15 e 20 é o ideal para o repouso da
ponta da estaca.
O comum é que o comprimento da estaca esteja entre 3,50 ≤ H ≤5,00, pois
para essas profundidades o melhoramento torna-se bastante vantajoso,
principalmente no aspecto de custos. Para profundidades maiores, 8,0 m a 10,0 m, a
mão-de-obra acaba por encarecer significativamente, sendo preferível optar por
fundações profundas.
O dimensionamento das bases das sapatas é dado considerando a equação:
(30)
Levando-se em conta uma sapata de dimensões a x b, onde a é paralela ao
eixo y e, b é paralela ao eixo x, temos:
(31)
Sendo:
N: resultante de cargas verticais.
a e b: dimensões da sapata.
My: momento em torno de y e paralelo a x.
Mx: momento em torno de x e paralelo a y.
σ: tensão máxima aplicada e que não deverá ser superior a do
solo após a compactação.
Soares (2003) destaca que, para esforços permanentes, deve-se considerar
como a própria do solo pós-compactação e, para esforços permanentes
mais esforços eventuais, deve-se considerar como o valor de 1,30. do solo
pós-compactação.
3.3 DISTRIBUIÇÃO DAS ESTACAS DE COMPACTAÇÃO
65
As estacas de compactação são distribuídas, levando-se em conta diversos
aspectos sugeridos por Soares (2003).
Conhecimento anterior sobre o grau de eficiência da compactação que
se obtém com o solo arenoso local;
Região de influência do bulbo de tensões;
O porte da edificação (nº de pavimentos);
Principalmente o nível de experiência do engenheiro geotécnico
projetista (maior ou menor confiabilidade).
3.4 ARRANJO DA DISTRIBUIÇÃO
O layout da distribuição se dá, conforme o número de pavimentos da
edificação em questão. Para edificações com até 12 pavimentos, a malha de estacas
restringe-se à área da sapata de fundação. Prédios com 12 < nº de pavimentos = 20,
requerem uma malha de estacas que exceda a área da sapata (figura 23), formando
no mínimo um anel de confinamento. Já edificações com nº de pavimentos > 20
exigem uma malha de estacas que exceda a área da sapata em no mínimo dois
anéis de confinamento. Neste caso é bem provável, que a malha de estacas,
abranja toda a lâmina do prédio (malha total).
Para estacas de cimento e areia ou ainda, estacas de cimento, areia e brita,
Soares (2003) sugere que a distribuição das estacas inicie de dentro para fora da
sapata, evitando assim que alguma estaca fique parcialmente dentro e fora da
sapata. Procura-se obter uma maior quantidade de estacas dentro da sapata e que
sejam simétricas.
Fonte: (Soares 2003, p. 20)
Figura 24 – Malha de estacas para edificações com 12 < nº de pavimentos = 20
66
3.5 ANÁLISE DE RECALQUES
O estudo de recalques previstos é um passo essencial na elaboração do
projeto de melhoramento de solos arenosos, através de estacas de compactação. A
rotina para tal procedimento, pode ser acompanhada a seguir:
Um estudo de propagação das tensões deve ser feito, utilizando-se
dos diversos métodos convencionais existentes. Faz-se necessário
conhecer os valores das tensões que chegam nas diversas
profundidades do subsolo, oriundos das tensões aplicadas pelas
sapatas, sobre o solo.
Elegem-se as diversas camadas, as quais sofrerão influência das
fundações diretas (sapatas).
Cada camada deverá ter o seu recalque previsto determinado,
considerando-se recalques imediatos nos solos arenosos e recalques
por adensamento nas argilas compressíveis.
O módulo de deformação (E’) pode ser obtido através de tabelas ou de
correlações existentes.
Os recalques dos primeiros 5 metros da camada de areia na qual as
sapatas estão assentes, são praticamente desprezíveis, visto que a
compactação eleva significativamente o valor do módulo de
deformação (E’) da areia compactada.
No recalque total de cada sapata, deve estar computado também o
recalque provocado pela influência das sapatas vizinhas.
Determinam-se os recalques diferenciais.
Determinam-se as distorções angulares. Os valores aceitos para as
distorções angulares, devem obedecer ao limite de Distorção Angular
= 1/300.
Somente após esta detalhada análise, poderão ser liberados os
serviços de execução de melhoramento e compactação e, na
sequência, a execução das sapatas.
Soares (2003),sugere que após o término dos serviços, sejam realizados no
mínimo dois furos de sondagem SPT, os quais deverão comprovar o real
melhoramento do solo e o sucesso da compactação.
67
3.6 EXECUÇÃO DE ESTACAS DE COMPACTAÇÃO
A execução das estacas de compactação, inicia com a locação das mesmas
no terreno. O bate-estacas a ser utilizado deve ser um do tipo Strauss ou ainda do
tipo Torre. Posiciona-se o bate-estacas e inicia-se a cravação do tubo de
revestimento. O tubo deverá ter diâmetro externo e interno de 30cm e 28cm,
respectivamente e sua cravação será análoga à de uma estaca tipo Franki. O
comprimento do tubo varia de 3,50m a 5,0m por motivos já explicados em itens
anteriores, devendo sua ponta ficar assente em uma areia com NSPT ≥ 15.
Posicionando o tubo de revestimento na vertical e sobre o eixo da estaca,
coloca-se no seu interior uma tampão (figura 25), funcionando como uma espécie de
bucha, que nada mais é do que uma mistura de areia e brita. Este tampão deverá
preencher uma coluna de aproximadamente 1,0m no interior do tubo cravado.
Fonte : (Soares 2003, p.24)
O pilão do sistema Strauss ou Torre (figura 26), pesando cerca de 1300kgf,
cai em queda livre de uma altura de 3,0m, apiloando o tampão várias vezes
consecutivas, fazendo a penetração do mesmo no subsolo. As batidas do pilão
provocam esforços axiais e radiais, havendo assim, na superfície de contato entre o
tampão e a parede interna do tubo, a ocorrência de atritos elevadíssimos, os quais
propiciam condições para o tampão arrastar consigo o tubo, existindo a cravação do
Figura 25 – Colocação do tubo de apiloamento
68
tubo no solo e estando a ponta do tubo sempre fechada pelo tampão (bucha). É
preciso ficar atento, para que o material do tampão seja sempre reposto, para que
em nenhum momento a ponta do tubo fique aberta, possibilitando a entrada d’água
no interior do tubo e não ocorrer o avanço do revestimento.
Figura 26 – Apiloamento da bucha.
Fonte : (Soares 2003, p.25)
Quando do final da cravação do tubo, prende-se o mesmo ao bate estacas
por meio de cabos de aço e apiloa-se o tampão, fazendo a sua expulsão parcial do
interior do tubo. Mais uma quantidade do material do tampão é colocada no interior
do tubo e o processo de expulsão é repetido até o operador observar que o solo na
ponta do tubo, já não absorve mais material. Deste modo, é dada por concluída a
execução da base da estaca.
A mistura de materiais constituintes, feita em betoneira, deve ser colocada no
interior do tubo e o pilão deverá apiloar suficientemente esta camada da mistura,
simultaneamente fazendo a extração do tubo. Tal processo deverá ser repetido por
no mínimo três vezes, isto é, a formação do fuste da estaca (figura 26) deverá
compreender pelo menos três camadas da mistura.
69
Ao final deste processo, estará concluída a estaca e por resultado será obtida
um grau de compacidade bem maior nas regiões circunvizinhas e sob a estaca. Tal
melhoramento, em termos de compactação se deve ao processo de deslocamento
do tubo (cravação) no interior do solo. O alargamento da base, o preenchimento da
mistura com batidas sucessivas (vibrações), produzem uma reorganização em solos
granulares, diminuindo o índice de vazios e por consequência reduzindo o índice de
vazios do solo e o aumento de sua compacidade. Por este motivo o processo é
conhecido por “vibro-deslocamento”.
Fonte : (Soares 2003, p.26)
.
Figura 27 – Execução do fuste da estaca.
70
4 EXEMPLO DETALHADO
4.1 APRESENTAÇÃO DA PROPOSTA DE EXEMPLO
Utilizou-se, como exemplo detalhado do método, o projeto de um prédio de 30
pavimentos, construído na cidade de João Pessoa, na Paraíba e presente no livro
Estacas de Compactação de Valdês Borges Soares e Wilson Cartaxo Soares
(Soares e Soares, 2003). As informações técnicas estão apresentadas abaixo e o
detalhamento do método, se dá na sequência.
Tensão admissível = 500KPa, prevista para dar condições de
realização de sapatas.
Diâmetro da estaca = 30cm, como usual na maioria dos equipamentos
Strauss.
Comprimento do tubo H = 3,5 nas estacas do anel de reforço e 5,0 m
nas estacas abaixo da lâmina de projeção das sapatas. Esta decisão é
tomada em função da sondagem SPT e tendo em vista também a
viabilidade econômica.
Espaçamento entre as estacas: e = 70 e 80 cm na lâmina das sapatas
e variável no anel de reforço. Tal espaçamento, pode variar de acordo
com a confiabilidade e experiência do engenheiro responsável em
relação ao terreno em questão. Porém nunca utiliza-se e >90cm.
Composição: cimento e areia na base das sapatas, areia e brita no
anel de reforço. A escolha do material justifica-se, pela intenção de
aumentar o confinamento do solo, na região da base das sapatas. O
cimento contribuirá muito para este fim. Na região dos anéis de
reforço, não há esta necessidade, podendo ser utilizado somente areia
e brita.
Traço em volume: 1:15 nas estacas de cimento e areia e 4:1 nas
estacas de areia e brita.
Quantidade de estacas: 609 de 5,0m e 244 de 3,5m. Quantidade
calculada em função da área a ser coberta pelas estacas.
71
Cimento: 548 sacos
Areia: 448 m³
Brita: 12 m³
Fonte : (Soares 2003, p.49)
.
Este é o clássico caso para a escolha de fundações profundas convencionais,
como as estacas Franki, estacas Metálicas e estacas do tipo Hélice Contínua. Trata-
Figura 28 – Sondagem de simples reconhecimento em solo natural.
72
se de um prédio de grande porte, com 30 pavimentos. Terreno com considerável
camada de solo arenoso com SPT de índices baixos para a execução de fundações
diretas e presença de lençol freático, o que impediria uma fundação do tipo estaca
escavada sem o uso de lama, por exemplo.
Com relações as cargas atuantes, verifica-se como pilar mais carregado o
P19 com 1568,8 tf de carga permanente, 98,5 tf de carga eventual devido ao vento e
momento de até 1126,7 tf.m, (quadro 2).
Quadro 2 – Cargas nas fundações.
Caso 1
Fz Fz Fy Mx Fz Mx My Fz Fx Fy Mx My Fz Fx Fy Mx My
P1 203,80 50,10 1,10 2,00 60,30 1,40 5,80 20,90 1,90 0,90 1,70 7,40 110,70 1,30 1,00 1,90 5,70
P2 409,80 54,50 4,70 16,30 22,40 0,60 1,20 72,30 9,70 4,20 14,20 1,40 23,50 0,60 4,40 15,30 1,20
P3 315,20 59,60 3,80 13,50 20,10 0,30 0,60 31,80 0,30 3,20 11,90 0,70 75,50 0,30 3,80 12,60 0,70
P4 361,70 79,80 4,20 15,10 56,20 0,10 0,70 133,80 0,20 4,20 14,30 0,90 10,80 0,00 3,50 13,30 0,60
P5 508,70 54,60 4,30 18,50 16,00 0,40 1,30 33,80 0,50 4,10 15,80 1,50 68,20 0,40 3,90 14,60 1,30
P6 215,10 61,00 3,50 12,40 36,80 0,40 0,80 97,00 9,50 3,40 12,20 1,00 16,20 0,30 3,20 10,80 0,70
P7 307,60 5,20 4,50 14,60 446,00 0,40 0,80 43,90 0,50 4,00 12,50 0,90 53,50 0,40 4,20 13,60 0,80
P8 746,80 19,80 9,20 34,90 32,30 0,70 2,40 17,40 9,90 8,10 30,20 2,70 53,00 0,80 8,60 32,70 2,50
P9 1045,80 169,70 19,10 26,10 27,20 52,30 772,80 124,50 71,10 9,10 23,60 886,60 183,00 42,50 9,20 23,70 800,50
P10 706,00 32,40 6,40 27,10 6,90 0,20 1,30 37,60 0,20 5,10 26,00 1,50 22,20 0,10 5,80 23,90 1,30
P11 346,70 13,00 3,90 12,70 13,30 0,30 0,70 2,20 0,30 3,90 12,00 0,80 26,00 0,20 3,30 14,00 0,00
P12 631,90 65,40 9,00 33,60 151,70 0,30 1,90 224,40 0,30 8,50 30,40 2,00 106,80 0,40 7,80 30,20 2,10
P13 803,20 59,00 9,50 36,00 108,90 0,70 2,80 72,80 0,60 8,10 32,70 3,00 164,70 0,90 9,10 32,90 3,20
P14 754,60 25,60 25,80 138,20 18,40 0,90 1,60 3,50 0,80 23,70 131,20 1,60 43,30 1,10 23,20 122,10 1,90
P15 261,20 29,40 1,20 1,90 28,00 1,80 6,40 3,00 1,90 1,20 2,00 7,00 57,90 1,80 1,00 1,60 6,90
P16 335,80 0,60 3,70 11,10 50,00 0,50 0,80 55,40 0,50 3,20 9,30 0,90 53,80 0,50 3,60 10,50 0,90
P17 685,90 0,60 2,00 4,56 41,30 2,30 13,20 44,80 2,60 1,70 3,90 14,70 45,10 2,50 1,90 4,20 14,40
P18 241,80 32,50 1,20 1,90 29,80 1,80 6,60 63,60 2,00 1,20 1,90 7,20 2,10 1,90 1,00 1,70 7,20
P19 1568,80 89,20 8,30 27,20 16,40 67,30 1004,30 98,50 58,90 7,40 24,70 1067,40 63,10 86,90 7,50 24,70 1126,70
P20 394,80 7,40 5,00 16,70 48,30 0,60 1,30 59,90 9,60 4,10 13,80 1,30 45,50 0,60 4,90 16,10 1,50
P21 745,30 21,20 9,00 34,60 35,40 0,80 2,60 58,20 0,90 7,80 29,60 2,80 19,30 1,00 8,40 32,50 3,00
P22 703,00 31,80 6,40 27,00 2,20 0,20 1,40 27,10 0,10 6,10 26,10 1,50 31,60 0,30 5,60 23,60 1,70
P23 343,70 13,90 3,80 12,60 16,40 0,30 0,70 31,20 0,30 3,80 12,60 0,70 1,80 0,40 3,30 10,90 0,90
P24 228,70 52,40 1,10 2,00 60,30 1,70 7,00 113,50 1,50 0,90 1,60 7,40 18,40 2,20 1,00 1,90 8,40
P25 426,40 52,30 4,70 16,30 35,10 0,70 1,40 7,20 0,70 4,00 13,80 1,40 84,00 0,80 4,40 15,40 1,70
P26 413,10 36,70 4,10 15,30 9,30 0,40 1,10 22,60 0,40 3,70 13,70 1,40 42,80 0,50 3,60 13,90 1,30
P27 430,80 44,60 3,80 14,70 19,50 0,10 0,80 19,30 9,00 3,30 13,40 0,80 61,60 0,20 3,60 13,30 1,00
P28 510,90 54,90 4,30 16,40 31,10 0,50 1,60 85,70 0,50 4,20 15,90 1,70 17,20 0,60 3,70 14,20 1,80
P29 217,40 69,10 3,56 12,30 25,60 0,50 27,70 0,40 3,50 12,50 0,90 83,10 0,60 2,90 10,40 10,40 1,10
Vento na face X Vento na face Y Vento Inclinado Vento Inclinado
Fonte: (Adaptação de Soares, 2003).
Analisando-se o perfil geotécnico do solo, obtido através do ensaio SPT, é
possível observar a presença de areias propícias ao melhoramento por estacas de
compactação, nas camadas mais superiores do terreno e por esse motivo o caso é
ideal ao melhoramento por estacas de compactação.
4.2 A ELABORAÇÃO DO PROJETO
O primeiro passo para a elaboração do projeto das estacas de compactação,
é o dimensionamento das sapatas. Para tanto, é necessário eleger uma tensão
admissível ( ), de acordo com o porte do prédio. Neste caso arbitrou-se, uma
73
= 5,0 kgf/cm² = 50 tf/m². Na íntegra são apresentados os dimensionamentos,
primeiramente para as cargas permanentes, em seguida para permanentes mais
cargas eventuais e, por último, as correções necessárias. Foi eleito, para fins de
cálculo, o pilar mais carregado da estrutura, P19, verificado no quadro de cargas já
apresentado anteriormente.
4.2.1 Dimensionamento de sapata à cargas permanentes
Com os dados obtidos no quadro 2, tem-se:
(32)
O que resulta em uma sapata de (4,0 x 8,0)m.
4.2.2 Dimensionamento de sapata à cargas permanentes mais cargas
eventuais
(33)
Neste caso observou-se a necessidade de correção, pois a sapata ficou
subdimensionada. Portanto, foi considerada uma sapata para o P19, com dimensões
(4,5 x 9,0)m.
74
Tem-se os cálculos apresentados abaixo:
(34)
Desta forma, as dimensões finais para a sapata do pilar 19, serão (4,5 x
9,0)m.
Analogamente, foram feitos os cálculos para dimensionar as sapatas dos
demais pilares da edificação (figura 28). Tais cálculos não serão apresentados.
Fonte: (Soares 2003, p.54)
Figura 29 - Planta de Sapatas.
75
4.2.3 Distribuição das estacas
Observou-se que devido ao fato da edificação, ser uma obra de grande porte
(30 pavimentos), com grandes cargas nas fundações, as sapatas ficaram muito
próximas umas das outras. Neste caso pode-se optar tanto pela execução de uma
malha geral de estacas no terreno, ou ainda, executar as estacas de compactação
somente na área interna das sapatas, lembrando sempre de executar pelo menos
um anel de confinamento sobre o perímetro da sapata, ou seja, um anel de estacas
que perfaça o perímetro da base da sapata. Este anel de confinamento, devido à
proximidade das sapatas, pode acabar tornando-se comum a uma e a outra, o que
pode ser considerado normal. O importante, neste caso, é que entre uma sapata e
outra, não sobrem espaços vazios, sem estacas, pois isto deixaria parte do terreno
que receberá as cargas, sem o melhoramento e, por consequência passível de
recalques diferenciais.
É importante também, observar o espaçamento entre uma estaca e outra.
Neste caso, sempre em função da magnitude do prédio, optou-se pelo espaçamento
mínimo entre as estacas. A distância recomendada é de 0,75m a 0,80m no máximo,
entre faces. Tal distância garante com segurança a ideal compacidade da areia que
ali se encontra.
O material ideal, utilizado neste caso, foi a mistura entre cimento e areia, num
traço de 1:15. Esta mistura cimentada, após sua cura, garante o confinamento do
solo e portanto, a melhoria de sua resistência.
4.2.4 Análise de recalques
É de extrema importância, levar em consideração o perfil geotécnico do terreno, destacado abaixo:
De 4,0m a 4,8m – areia fina pouco siltosa.
De 4,8m a 6,0m – areia média a grossa pouco siltosa com pedregulho.
De 6,0m a 8,6m – areia fina siltosa pouco argilosa.
De 8,6m a 11,0m – argila siltosa pouco arenosa muito rija.
De 11,0m a 19,8m – areia argilosa pouco siltosa;
76
A estaca possui fuste de 5,0m e sua base alargada. Considerando um corte
no terreno de 2,5m a partir do nível do meio fio, a cabeça da estaca ficará na cota -
2,5m, fazendo com que o melhoramento atinja as cotas -8,0m a -9,0m.
Analisando-se as características do solo no perfil geotécnico, é possível
concluir que a camada que poderá apresentar recalques mais significativos
encontra-se entre as cotas -6,5m e -8,5m (areia fina siltosa pouco argilosa, com SPT
8/30 e 4/30).
Percebe-se que com exceção da camada mencionada acima, todas as
demais apresentam bom estado de compacidade ou consistência, com elevados
módulos de deformação (E’), levando a recalques praticamente desprezíveis.
Portanto, a camada entre as cotas -6,5m e -8,5m terá seus recalques
estimados. Para a distribuição das tensões adotou-se o processo de espraiamento
de tensões (figura 29).
Fonte: ( Soares 2003, p.57)
Os cálculos são apresentados abaixo:
(35)
Figura 30 - Distribuição das tensões.
77
Em uma primeira aproximação, é possível observar que :
(36)
Sendo que E’, pode ser obtido a seguir (quadro 3).
Quadro 3 – Módulo de deformação.
Solo E’ (kgf/cm²)
Argila muito mole 3,5 – 28
Argila mole 17,5 – 42
Argila média 42 – 84
Argila dura 70 - 175
Argila arenosa 280 – 420
Areia siltosa 70 – 210
Areia fofa 105 – 245
Areia compacta 490 – 850
Areia compacta e pedregulho 980 – 1970
Fonte: (Adaptação Caputo, 1988)
Ou ainda, o módulo de deformação, pode ser obtido através da correlação:
(37)
Com o coeficiente α, presente abaixo (quadro 4).
Quadro 4 – Coeficiente α.
Solo α
Areia 3
Silte 5
Argila 7
Fonte: (Adaptação Teixeira e Godoy, 1996)
78
O valor de K pode ser obtido no quadro 5.
Quadro 5 – Coeficiente K.
Solo K (MPa)
Areia 1,00
Areia Siltosa 0,80
Areia silto-argilosa 0,70
Areia argilosa 0,60
Areia argilo-siltosa 0,50
Silte 0,40
Silte arenoso 0,55
Silte areno-argiloso 0,45
Silte argiloso 0,23
Silte argilo-arenoso 0,25
Argila 0,20
Argila arenosa 0,35
Argila areno-siltosa 0,30
Argila siltosa 0,22
Argila silto-arenosa 0,33
Fonte: (Adaptação Cintra e Aoki, 1999).
(38)
Levando em consideração que depois da compactação o SPT 4/30 aumentará para no mínimo 10/30, observou-se que:
(39)
Considerando-se que o efeito da superposição das demais sapatas, provoque
recalques da ordem de 100% do recalque isolado da própria sapata, têm-se:
79
(40)
Os demais recalques, por camada, calculados de forma análoga, são apresentados a seguir, no quadro 6.
Sapata: P19
Carga: 1568,60 tf
Dimensões: 9,0 m x 4,50 m
Quadro 6 – Recalques por camada.
Camada r (mm) r acumulado (mm)
1 a 2m 4,23 4,23
2 a 3m 2,18 6,42
3 a 4m 1,56 7,98
4 a 5m 1,92 9,90
6 a 7m 4,10 17,07
7 a 8m 1,74 18,82
8 a 9m 1,57 20,39
9 a 10m 1,92 22,30
10 a 11m 1,57 23,88
11 a 12m 2,17 26,04
12 a 13m 3,94 29,98
13 a 14m 2,89 32,87
14 a 15m 2,39 35,26
15 a 16m 2,37 37,63
16 a 17m 1,39 39,02
17 a 18m 7,23 46,25
Fonte: (Adaptação de Soares, 2003).
(41) De um modo geral, observou-se que o perfil geotécnico do local desta obra, é
considerado bom e os valores dos recalques totais, considerados aceitáveis.
80
5. CONCLUSÃO
A realização deste trabalho, a partir da revisão de bibliografia existente, pôde
evidenciar a real eficácia do método em questão, intitulado de Estacas de
Compactação.
A elaboração do projeto de estacas, iniciado com a análise de viabilidade de
execução no terreno, seguido do projeto propriamente dito, com dimensionamento
das fundações diretas, substitutas das largamente utilizadas fundações profundas,
além da análise dos recalques estimados para o pilar eleito, demonstraram que, de
fato, há um considerável melhoramento na diminuição do índice de vazios e
reorganização estrutural do solo, aumentando assim a sua capacidade de suporte e
distribuição das tensões, exercidas nas fundações.
Tal melhoramento, traz consigo, importante economia de materiais como
concreto armado e também de mão-de-obra especializada, caso fossem utilizadas
fundações como estacas do tipo hélice contínua (as mais utilizadas em casos de
terrenos de orla). A execução de sapatas, apesar de também consumir alta
quantidade de concreto armado, em função de suas grandes dimensões, é
certamente mais simples e econômica, tendo em vista que os próprios
colaboradores da obra, podem providenciá-la de inicio ao fim (montagem das
armaduras e concretagem in loco), sendo dispensada a contração de empresa de
perfuração, que além do projeto de estacas escavadas, cobra pela execução da
perfuração.
Sugere-se, para um próximo estudo, a realização de acompanhamento, caso
haja a divulgação e aceitação do método em nossa região, de forma a comparar
economicamente o método em questão e a utilização de fundações profundas. Para
tal, seria necessário que uma obra utilizasse tal método e houvesse forma, de cotar
nas empresas disponíveis na região, orçamento para execução de estacas
escavadas. Tal comparativo seria local e, apresentaria valores monetários reais e
interessantes de se ter conhecimento.
Portanto, em termos de conclusão, chega-se a afirmativa de que o método de
execução de estacas de compactação, para melhoramento de solos arenosos, é útil,
seguro e carece de mais destaque entre o meio acadêmico e profissional, na área
de engenharia civil, no Estado do Rio Grande do Sul.
81
REFERÊNCIAS
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