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UNIVERSIDADE FEDERAL DO RIO DE JANEIRO
DIMENSIONAMENTO GEOTÉCNICO DA FUNDAÇÃO DE UMA TURBINA
EÓLICA
VICTOR HENRIQUE PEREIRA DE OLIVEIRA
2020
I
DIMENSIONAMENTO GEOTÉCNICO DA FUNDAÇÃO DE UMA TURBINA
EÓLICA
VICTOR HENRIQUE PEREIRA DE OLIVEIRA
Projeto de Graduação apresentado ao curso
de Engenharia Civil da Escola Politécnica,
Universidade Federal do Rio de Janeiro,
como parte dos requisitos necessários à
obtenção do título de Engenheiro.
Orientadora: Profa. Alessandra Conde de
Freitas
RIO DE JANEIRO
Março de 2020
II
DIMENSIONAMENTO GEOTÉCNICO DA FUNDAÇÃO DE UMA TURBINA
EÓLICA
Victor Henrique Pereira de Oliveira
PROJETO DE GRADUAÇÃO SUBMETIDO AO CORPO DOCENTE DO CURSO DE
ENGENHARIA CIVIL DA ESCOLA POLITÉCNICA DA UNIVERSIDADE FEDERAL DO
RIO DE JANEIRO COMO PARTE DOS REQUISITOS NECESSÁRIOS PARA A
OBTENÇÃO DO GRAU DE ENGENHEIRO CIVIL.
Examinado por:
________________________________________________
Profa. Alessandra Conde de Freitas, D Sc.
________________________________________________
Prof. Marcos Barreto de Mendonça, D Sc.
________________________________________________
Prof. Maria do Carmo Reis Cavalcanti, D Sc.
RIO DE JANEIRO, RJ - BRASIL
MARÇO DE 2020
III
Oliveira, Victor Henrique Pereira
Dimensionamento geotécnico da fundação de uma turbina
eólica / Victor Henrique Pereira de Oliveira – Rio de Janeiro:
UFRJ/Escola Politécnica, 2020.
xii, 116 p.:il.; 29,7 cm.
Orientadora: Alessandra Conde de Freitas
Projeto de Graduação – UFRJ/ Escola Politécnica/ Curso de
Engenharia Civil, 2020.
Referências Bibliográficas: p. 94
1. Fundação de Torre 2. Turbina Eólica 3. Fundação
Superficial 4. Aerogerador
Freitas, Alessandra Conde de; II. Universidade Federal do
Rio de Janeiro, Escola Politécnica, Curso de Engenharia Civil.
III. Dimensionamento geotécnico da fundação de uma turbina
eólica
IV
DEDICATÓRIA
Aos meus amados pais, Cássia e Carlos Henrique, e aos meus amados irmãos, Nayane e
Carlos Eduardo.
V
AGRADECIMENTOS
Gostaria de agradecer primeiramente a Deus, por, através de sua sabedoria
suprema, ter me guiado e sustentado ao longo de todos esses anos dessa trajetória.
Agradeço imensamente a toda minha família por todo amor, carinho, respeito,
suporte emocional, financeiro, educacional que tiveram comigo durante toda minha vida.
Agradeço especialmente aos meus irmãos por serem a fundação da minha estrutura, por
sempre me levantarem em todas as dificuldades e comemorarem comigo todas as minhas
vitórias, por incentivarem no meu suor e secarem minhas lágrimas. Amo todos vocês.
Agradeço a todos os meus amigos que me acompanharam ao longo desse
caminho, sempre com boas conversas, risadas, conselhos e suporte. Quando o assunto é
amizade e faculdade, não poderia deixar de citar meus amores, Ana Clara e Camilla, e
agradecer por tudo que fizeram por mim, pelas intermináveis horas de estudo, conversas
e distrações.
Um agradecimento especial, também, a todos que dividi muitos bons momentos
das famílias Monteiro de Barros e Cruz Machado, que foram uma segunda família pra
mim, um abrigo e me trouxeram muito crescimento intelectual e maturidade durante os
anos de convivência.
Por fim, agradeço a todos os membros dessa instituição que possibilitaram que
um dos meus sonhos se tornasse realidade. Nesse contexto, agradeço, especialmente, a
professora Alessandra por todo carinho, compreensão, ensinamentos, transmitidos por
meio desse trabalho.
Obrigado a todos!
VI
Resumo do Projeto de Graduação apresentado à Escola Politécnica/ UFRJ como parte dos
requisitos necessários para a obtenção do grau de Engenheiro Civil.
DIMENSIONAMENTO GEOTÉCNICO DA FUNDAÇÃO DE UMA TURBINA
EÓLICA
Victor Henrique Pereira de Oliveira
Março de 2020
Orientadora: Alessandra Conde de Freitas
Um dos objetivos do desenvolvimento sustentável (ODS 7) é assegurar o acesso
confiável, sustentável, moderno e a preço acessível à energia para todos. Uma das metas
é, até 2030, reforçar a cooperação internacional para facilitar o acesso à pesquisa e
tecnologias de energia limpa (EL), bem como estimular o investimento em infraestrutura
neste segmento (EL). Em alinhamento ao preconizado pelo ODS 7, nos últimos anos, o
Brasil obteve significativo crescimento na produção de energia eólica, tendo ampliado
seu potencial energético instalado em mais de 15 vezes no período de 2010 a abril de
2019, e apresenta, atualmente, mais de 600 parques eólicos instalados com capacidade
total de 15GW. Os aerogeradores são as unidades fundamentais desse processo de geração
de energia. O correto dimensionamento de suas fundações, elementos que transmitem as
cargas da estrutura para o solo, apresentam uma série de especificidades, oriundas da
magnitude e complexidade das solicitações, como, por exemplo, o elevado carregamento
horizontal quando comparado ao peso próprio, ação do vento, e esforços dinâmicos,
oriundos da rotação das pás, típicos desse tipo de estrutura. No presente trabalho, é
apresentada a análise geotécnica de uma fundação de turbina eólica de 2,1 MW e 80
metros de altura, instalada no norte da Bahia. São apresentadas as verificações relativas
aos seguintes critérios: capacidade de carga, tombamento, deslizamento, recalque e
comportamento dinâmico necessárias ao bom desempenho da estrutura. Estas são
realizadas conforme práticas de dimensionamento disponíveis na literatura, e respeitando-
se as considerações presentes na norma brasileira de fundações, NBR-6122/2019.
Palavras-chave: Fundações; Energia Eólica; Aerogerador;
VII
Abstract of Undergraduate Project presented to POLI/UFRJ as a partial fulfillment
of the requirements for the degree of Engineer.
GEOTECHNICAL DIMENSIONING OF A WIND’S TOWER FOUNDATION
Victor Henrique Pereira de Oliveira
March of 2020
Adviser: Alessandra Conde de Freitas
One of the objectives of sustainable development (SDG 7) is to guarantee reliable,
sustainable, modern and affordable access to energy for all. One of the goals is, by 2030,
to strengthen international cooperation to facilitate access to clean energy (EL) research
and technologies, as well as to increase investment in infrastructure in this segment (EL).
In line with the recommendations of SDG 7, in recent years, Brazil has achieved
significant growth in the production of wind energy, having expanded its installed energy
potential more than 15 times in the period from 2010 to April 2019, and currently presents
more 600 installed wind farms with a total capacity of 15GW. The wind turbines are the
fundamental units of this energy generation process. The correct design of its foundations,
elements that transmit as loads of the structure to the ground, exhibit a series of
specificities, arising from the magnitude and complexity of the loads, such as, for
example, the maximum horizontal load when compared to the proper weight, action of
the wind, and dynamic, arising from blade rotation, typical of this type of structure. In the
present work, a geotechnical analysis of a 2.1 MW, 80 meter high wind turbine
foundation, installed in northern Bahia. In order to evaluate the security, the foundation
is checked for the following requirements: load capacity, overturning, sliding, settlement
and dynamic behavior allowed for the good performance of the structure. These are
carried out according to the design practices available in the literature, and respecting the
considerations present in the Brazilian foundation standard, NBR-6122/2019.
Keywords: Foundations; Wind Energy; Wind turbine;
VIII
Sumário
1 INTRODUÇÃO ...................................................................................................... 1
1.1 CONTEXTO ............................................................................................................. 1
1.2 MOTIVAÇÃO .......................................................................................................... 4
1.3 OBJETIVOS ............................................................................................................. 4
1.4 METODOLOGIA ...................................................................................................... 5
1.5 APRESENTAÇÃO DOS CAPÍTULOS ........................................................................... 6
2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA .............................................................................. 7
2.1 TURBINAS EÓLICAS ............................................................................................... 7
2.1.1 Tipos de Turbinas Eólicas ............................................................................. 8
2.1.2 Tipos de Fundações Utilizadas em Torres Eólicas ...................................... 10
2.2 VERIFICAÇÃO DA SEGURANÇA DA FUNDAÇÃO .................................................... 15
2.2.1 Capacidade de Carga ................................................................................... 16
2.2.2 Estimativa dos Recalques ............................................................................ 30
2.2.3 Verificação do Deslizamento da Base da Fundação .................................... 35
2.2.4 Verificação do Tombamento e da Excentricidade de Carga ....................... 37
2.2.5 Verificação do Comportamento Dinâmico .................................................. 39
2.3 ENSAIOS DE CAMPO ............................................................................................. 40
2.3.1 Sondagem de Simples Reconhecimento Associada ao Ensaio SPT ............ 40
2.3.2 Sondagens Rotativas e Mistas ..................................................................... 47
2.3.3 Ensaios Sísmicos ......................................................................................... 50
3 ESTUDO DE CASO – DESCRIÇÃO DOS CONDICIONANTES .................. 56
3.1 LOCALIZAÇÃO ..................................................................................................... 56
3.2 CARACTERÍSTICAS GEOLÓGICAS DA REGIÃO ........................................................ 57
3.3 PERFIS E ENSAIOS GEOTÉCNICOS ......................................................................... 57
3.4 PERFIL TÍPICO ...................................................................................................... 60
3.5 CARREGAMENTO ATUANTES NA FUNDAÇÃO ....................................................... 63
4 ESTUDO DE CASO - DIMENSIONAMENTO GEOTÉCNICO DA
FUNDAÇÃO ................................................................................................................. 65
4.1 GEOMETRIA E CARREGAMENTOS RESULTANTES .................................................. 65
4.2 PARAMETRIZAÇÃO .............................................................................................. 67
4.2.1 Ângulo de Atrito .......................................................................................... 68
IX
4.2.2 Coesão Efetiva ............................................................................................. 69
4.2.3 Módulo de Elasticidade ............................................................................... 69
4.2.4 Coeficiente de Poisson ................................................................................ 71
4.2.5 Módulo de Cisalhamento ............................................................................. 72
4.3 VERIFICAÇÕES DA SEGURANÇA ........................................................................... 73
4.3.1 Rigidez Translacional e Rotacional ............................................................. 73
4.3.2 Capacidade de Carga ................................................................................... 74
4.3.3 Deslizamento ............................................................................................... 81
4.3.4 Tombamento ................................................................................................ 83
4.3.5 Excentricidade de Carga .............................................................................. 86
4.3.6 Recalques ..................................................................................................... 87
5 CONSIDERAÇÕES FINAIS ............................................................................... 89
5.1 SUGESTÕES PARA PESQUISAS FUTURAS ............................................................... 92
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ....................................................................... 94
ANEXO: ENSAIOS DE CAMPO ............................................................................... 98
X
LISTA DE SÍMBOLOS
A = área da fundação.
𝐴𝑒𝑓 = área efetiva da fundação.
B = largura ou diâmetro da base da fundação.
B’ = menor lado do retângulo da área efetiva.
bc, bq, bγ = fatores de inclinação da base da fundação.
be = eixo menor da elipse.
c = coesão do solo.
c’ = coesão efetiva do solo.
cc, cq, cγ = fatores de compressibilidade.
cd = coesão na interface solo-estrutura.
𝑑𝑧 = diferencial de profundidade.
𝐷ℎ = distância horizontal entre o ponto de aplicação da força vertical o bordo da fundação.
𝐷𝑣 = distância vertical entre o ponto de aplicação da força horizontal e a base da fundação.
e = excentricade.
E = módulo de elasticidade.
E0 = módulo de elasticidade para baixos níveis de deformações.
𝐹ℎ= força resultante horizontal.
𝐹ℎ′ = força resultando horizontal corrigida.
FS = fator de segurança.
𝐹𝑣= força vertical resultante.
𝐹𝑥𝑦= força horizontal de projeto.
Fz = força vertical, dado fornecido pela fabricante.
g = gravidade.
gc, gq, gγ = fatores de inclinação do terreno adjacente a fundação.
G = módulo de cisalhamento.
𝐺0 = módulo de cisalhamento para baixos níveis de deformação.
ic, iq, iγ = fatores de inclinação de carga.
𝐼𝑑 = fator de embutimento da fundação para análise de recalques.
𝐼ℎ= fator de espessura da camada compressível para análise de recalques.
𝐼𝑚= fator de forma da fundação de Bowles (1988), obtido a partir da Tabela 2.6.
𝐼𝑟 = índice de rigidez.
𝐼𝑠 = fator de forma e rigidez da sapata para análise de recalques.
XI
𝐼𝑥𝑦 = momento de inércia do elemento de fundação.
𝐾𝑥,𝑟= rigidez translacional do conjunto solo-fundação.
𝐾𝜃,𝑟= rigidez rotacional do conjunto solo-fundação.
le = eixo maior da elipse.
L = maior lado da fundação.
L’ = maior lado do retângulo da área efetiva.
Mest = momento estabilizante.
Minst = momento instabilizante.
𝑀𝑥𝑦 = momento atuante na base da fundação.
𝑀𝑥𝑦𝑟 = momento resultante atuante na base da fundação.
𝑀𝑧= momento em torno do eixo vertical.
n = comprimento do avanço da perfuração
N60 = número de golpes padronizado para o padrão estadunidense.
Nc, Nq e Nγ = fatores adimensionais de capacidade de carga de fundação
Nspt = número de golpes apresentado no boletim de sondagem.
p = comprimento das peças maiores que 10 cm.
Pate = peso do reaterro.
Pfun = peso da fundação.
Ptor = peso da torre eólica.
q = tensão vertical efetiva no nível da base da fundação.
qmax = a tensão máxima atuante no bordo mais carregado da fundação.
qrup = tensão de ruptura.
Qrup = carga de ruptura.
R = raio da fundação.
Rd = resistência ao deslizamento.
sc, sq, sγ = fatores de forma.
tz = espaço de tempo entre a emissão e captação da onda na profundidade z.
𝑡𝑧+𝛿𝑧 = espaço de tempo entre a emissão e captação da onda na profundidade z + 𝛿𝑧.
tan 𝜃 = tangente do ângulo de rotação do centro da sapata.
𝑉𝑓𝑢𝑛 = volume da fundação.
Vp = velocidade da onda de compressão.
𝑉𝑟𝑒𝑎 = volume do reaterro.
Vs = velocidade da onda cisalhante.
XII
x = distância horizontal da origem das ondas até o centro do furo.
z = profundidade.
α = ângulo de inclinação da base da fundação.
γ = peso específico do solo.
𝛾𝑐𝑜𝑛 = peso específico do concreto.
𝛾𝑟𝑒𝑎 = peso específico do reaterro.
𝛿𝑧 = acréscimo de profundidade em relação à profundidade z.
𝛥𝜎 = acréscimo de tensão.
휀𝑧 = deformação na direção z.
𝜂 = coeficiente empírico relacionado ao tipo de solo da análise de Leão (2015)
μ,K = coeficientes que correlacionam os resultados dos SPT e CPT.
ν = coeficiente de Poisson.
ρ = recalque.
σ = tensão aplicada pela fundação.
𝜎 = tensão vertical efetiva atuante na profundidade de B/2 abaixo da base da fundação.
Ф = ângulo de atrito na interface solo estrutura.
Φ’ = ângulo de atrito efetivo do solo.
Ф𝑑 = ângulo de atrito na interface solo estrutura.
ω = ângulo de inclinação do terreno.
1
1 INTRODUÇÃO
1.1 CONTEXTO
O mundo iniciou o século XXI com grandes preocupações em relação ao
desenvolvimento sustentável que, segundo estabelecido na Organização das Nações Unidas
(ONU), através Comissão Mundial sobre o Meio Ambiente e Desenvolvimento, é definido
como: “desenvolvimento capaz de suprir as necessidades da geração atual, sem comprometer
a capacidade de atender as necessidades das futuras gerações”.
Em setembro de 2015, foi estabelecido, na assembleia geral da ONU, um conjunto de
17 Objetivos de Desenvolvimento Sustentável (ODS), que possui 169 metas específicas, que
visam desenvolvimento social amplo e universal, com intuitos principais de erradicação da
pobreza; proteção ao meio ambiente; e combate às intensas mudanças climáticas
potencializadas pela ação antrópica.
O objeto de estudo do presente trabalho, as torres eólicas, refere-se especificamente ao
assunto tratado no ODS 7, que versa sobre energia limpa e acessível à todos. Para tanto, foram
estabelecidas as seguintes metas a serem cumpridas até 2030:
7.1.Assegurar o acesso universal, confiável, moderno e a preços acessíveis a
serviços de energia;
7.2.Aumentar substancialmente a participação de energias renováveis na matriz
energética global;
7.3.Dobrar a taxa global de melhoria da eficiência energética;
7.a. Reforçar a cooperação internacional para facilitar o acesso à pesquisa e
tecnologias de energia limpa, incluindo energias renováveis, eficiência energética
e tecnologias de combustíveis fósseis avançadas e mais limpas, e promover o
investimento em infraestrutura de energia e em tecnologias de energia limpa
7.b. Expandir a infraestrutura e modernizar a tecnologia para o fornecimento de
serviços de energia modernos e sustentáveis para todos os países em
desenvolvimento, particularmente nos países menos desenvolvidos, nos pequenos
Estados insulares em desenvolvimento e nos países em desenvolvimento sem
litoral, de acordo com seus respectivos programas de apoio.
Em alinhamento ao preconizado no ODS 7, o Brasil realizou, nos últimos anos,
significativos investimentos no setor de energia eólica, como pode ser verificado na Figura
2
1.1. Desse modo, o país ampliou seu potencial energético em mais 15 vezes num período de
9 anos – 0,93 GW em 2010 para 15 GW abril de 2019 –, tornando-se a segunda maior fonte
de energia que compõe a matriz brasileira, Figura 1.2, distribuídos em mais de 600 parques
eólicos instalados.
Apesar do desenvolvimento gerado no setor, a energia eólica apresentou, mais
recentemente, um declínio em sua taxa de crescimento, entretanto com expectativas de
retomada de desenvolvimento para os anos que sucedem. A partir da análise da Figura 1.1 é
possível perceber que o cenário de crescimento da energia eólica nacional é baseado em quatro
fases distintas:
Fase 1: pequena taxa de crescimento do setor;
Fase 2: período transitório, com taxa de crescimento intermediária em relação as Fases
1 e 3, apontando para aumento dos investimentos no setor;
Fase 3: período de maior desenvolvimento, com taxas de crescimento elevadas, que
impulsionou o setor a ascender ao patamar de segunda maior fonte energética nacional;
Fase 4: período de declínio da taxa de crescimento, que alcançou patamar similar ao
verificado na fase 1;
Figura 1.1: Evolução da capacidade instalada
Fonte: Modificado da ABEEólica (2019)
3
Figura 1.2: Matriz energética brasileira em abril de 2019.
Fonte: ABEEólica (2019)
No Brasil, o investimento no uso de energia eólica apresenta-se como uma excelente
opção para o desenvolvimento do setor, devido ao fato da mesma ser uma fonte de energia
limpa, renovável e com reduzido impacto ambiental.
Complementarmente, a mesma não requer o uso de água (recurso essencial para a
vida), com consequente formação de grandes lagos artificiais. O uso da energia eólica
possibilita, também, a complementaridade energética em relação à matriz hidrelétrica, visto
que os períodos de menores vazões dos rios brasileiros ocorrem simultaneamente à incidência
dos melhores ventos para produção eólica, conforme pode se observar na Figura 1.3, que
apresenta a vazão do rio São Francisco e a velocidade dos ventos no litoral da Região
Nordeste.
Adicionalmente, a energia eólica mostra-se como uma excelente opção de
investimento relacionado ao mercado de geração e distribuição de energia pelo fato do país
possuir grande potencial de aproveitamento da energia eólica – estimado em 143,5 GW),
correspondente a 87% de todo potencial energético instalado em 2019 (CRESEB, 2011) –
principalmente nos estados da região Nordeste, que apresentam, atualmente, cerca de 86% do
potencial energético instalado (ABEEólica, 2019).
4
Figura 1.3: Complementaridade entre as fontes eólica e hidrelétrica
Fonte: CBEE/UFPE (2000)
1.2 MOTIVAÇÃO
As unidades fundamentais para o sistema de produção de energia eólica são as torres
eólicas, também chamadas de turbinas eólicas ou aerogeradores, que possuem como uma das
etapas primordiais do seu projeto o dimensionamento dos elementos de transmissão das cargas
da estrutura para o solo, ou seja, as suas fundações.
As fundações das torres eólicas apresentam uma série de especificidades provenientes
da complexidade e magnitude das solicitações, como, por exemplo, o elevado carregamento
horizontal em comparação com o peso próprio da estrutura, originados da ação do vento, e
esforços dinâmicos oriundos da rotação das pás para geração de energia elétrica.
Com isso, torna-se necessária a realização de uma série de verificações adicionais, isto
é, que não fazem parte do escopo das verificações usuais das fundações de edificações mais
frequentes, como as de edificações comerciais e/ou residenciais, presentes na indústria da
construção civil.
1.3 OBJETIVOS
O presente trabalho tem como objetivo a avaliação geotécnica de uma fundação de um
aerogerador de 2,1 MW e 80 metros de altura, executada em terreno constituído
5
predominantemente por solos arenosos e rochas brandas do tipo arenito, localizado no
nordeste do estado da Bahia, onde foi executado o Parque Eólico Esperança.
As características do perfil geotécnico foram observadas através de 14 ensaios de
sondagem de simples reconhecimento associados à realização do Standart Penetration Test
(SPT). Adicionalmente, devido à relevância do projeto, foram realizados: um ensaio
Downhole e um ensaio de Análise Multicanal de Ondas de Superfície (MASW), os quais
foram executados nas proximidades do ensaio (sondagem associada ao SPT) que forneceu
perfil SPT menos competente, ou seja, aquele que apresentou menor resistência à penetração.
Mais especificamente, os perfis serão avaliados de acordo com sua localização
geográfica, sendo realizado um dimensionamento geotécnico da solução de fundação para o
perfil crítico de análise.
1.4 METODOLOGIA
No presente trabalho foi feita, inicialmente, uma revisão bibliográfica acerca dos
principais tipos de turbinas eólicas existentes e dos tipos de fundações mais aplicadas nas
diversas condições. Na sequência foi selecionado um estudo de caso de um aerogerador de
2,1 MW e 80 metros de altura, instalado no nordeste do estado da Bahia, cuja fundação é do
tipo superficial ou direta.
A partir daí, foram realizadas uma série de atividades, as quais foram subdividas em:
análise das características locais, avaliação dos ensaios de campo realizados no local,
utilização das correlações disponíveis na literatura técnica para estimativa dos parâmetros de
resistência e de deformabilidade e realização das verificações de segurança geotécnica da
fundação.
Desse modo, foram analisados os perfis de sondagem de simples reconhecimento
associados ao SPT, e, a partir desses, foram selecionadas as correlações consideradas mais
convenientes, com a finalidade de estimar os parâmetros geotécnicos necessários. Dois
critérios foram utilizados nessa escolha: adequação da correlação ao tipo de material que
compõe o subsolo da região e correlações consideradas consagradas no meio técnico.
Foram analisados, também, os ensaios sísmicos do tipo Downhole e Multicanal de
ondas de Superfície (MASW), tendo sido esses utilizados para a determinação dos seguintes
parâmetros: coeficiente de Poisson, módulo de elasticidade e módulo de cisalhamento.
6
Posteriormente, os parâmetros, e demais informações requeridas, foram utilizados nas
verificações de segurança usuais para esse tipo de estrutura (capacidade de carga, recalques,
deslizamento, tombamento, rigidezes rotacional e translacional), que devem ainda respeitar
os demais critérios estabelecidos na norma brasileira de fundações, ABNT NBR 6122 (2019),
e as exigências das empresas fabricantes dos aerogeradores.
Avaliadas e verificadas todas as condições pertinentes à estrutura de fundação, para
uma dada característica geométrica, está estabelecido o dimensionamento geotécnico da
fundação, que deve garantir a segurança da estrutura como um todo.
1.5 APRESENTAÇÃO DOS CAPÍTULOS
A introdução do presente trabalho foi iniciada com uma breve contextualização do
cenário ambiental mundial e assinalando a importância que a energia eólica assume nesse
cenário. Posteriormente foi realizada, mais especificamente, a contextualização dessa energia
no cenário nacional.
Em seguida, ainda na introdução, foram apresentadas as questões mais específicas do
trabalho, com objetivo e a metodologia utilizada para alcançar esse fim.
No segundo capítulo apresentou-se uma revisão dos tipos de turbinas eólicas existentes
no mercado, assim como as tipologias de estruturas de fundações existentes, tanto no meio
onshore, quanto no meio offshore.
Ainda no segundo capítulo exibiu-se os aspectos pertinentes ao dimensionamento
geotécnico da fundação, assim como a revisão dos ensaios utilizados em campo para balizar
dimensionamento das fundações de torres eólicas.
No terceiro capítulo foi realizada a descrição da região de estudo, com a apresentação
dos aspectos regionais, localização e características dos carregamentos, ou seja, os dados
utilizados no estudo.
No quarto e penúltimo capitulo são apresentadas as informações baseadas nas tomadas
de decisões para estabelecimento de parâmetros, escolha das dimensões e realizações das
verificações, que seguem, além dos preceitos técnicos utilizados na bibliografia técnica,
aqueles presentes na ABNT NBR 6122 (2019).
No quinto e último capítulo são realizadas as conclusões do estudo de caso, e são
apresentadas sugestões de novas pesquisas e abordagens para o tema.
7
2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
2.1 TURBINAS EÓLICAS
As turbinas eólicas são as unidades fundamentais do processo de geração de energia
elétrica a partir do aproveitamento do vento. Essas são formadas, de forma geral, a partir dos
seguintes elementos, conforme mostra a Figura 2.1.
Figura 2.1: Componentes de uma Turbina Eólica
Fonte: https://ru.freepik.com/premium-photo/wind-turbine-in-the-
field_6154579.htm#page=2&query=wind+energy+sustainable++windmill+renewable+energ
y+electric+generator&position=10
Fundação: elemento estrutural responsável por transmitir, de modo seguro, os
carregamentos atuantes na estrutura para o solo;
Torre ou Fuste: elemento de grande porte responsável por suportar o peso do rotor e
da Nacelle, e por permitir que o elemento alcance maiores alturas para obtenção de melhores
ventos;
8
Pás do Rotor: elemento de captação do vento, sendo esse responsável por transferir a
energia cinética para o rotor através da rotação;
Cubo ou Rotor: elemento responsável pela conversão da energia mecânica em energia
cinética, no qual são fixadas as pás da turbina;
Nacelle: elemento que é responsável por abrigar todo conjunto que compõe o gerador.
2.1.1 Tipos de Turbinas Eólicas
O aerogerador conta com um rotor com rolamentos que, em funcionamento com todo
o sistema de medição (anemômetro) e pás giratórias, gera uma força mecânica. Com isso, a
energia eólica é transmitida das pás ao rolamento que, por sua vez, é ligado diretamente a um
multiplicador que aumenta imediatamente a velocidade do eixo do aerogerador.
A movimentação do eixo gera energia mecânica, que é retransmitida até um gerador
elétrico já conectado. A energia sai do aerogerador já em formato de eletricidade, indo direto
para a rede elétrica.
Hoje, o Brasil possui dois modelos de aerogeradores: de eixo vertical e eixo horizontal.
O modelo horizontal é mais difundido e apresenta um padrão técnico mais desenvolvido, o
que facilita sua instalação. Também é um tipo aerogerador mais indicado para produção em
grande escala de energia eólica.
Por fim, as torres eólicas podem ser segmentadas em diferentes grupos de acordo com
algumas características de sua estrutura, como apresentado a seguir:
a) Tipos de torres eólicas de acordo com o eixo de Rotação
A partir da forma de captação do ventos, as turbinas eólicas são divididas em dois
grandes grupos: eixo vertical e eixo horizontal.
i. Torres eólicas de Eixo Vertical
As turbinas eólicas de eixo vertical, apresentadas na Figura 2.2, são estruturas de
menor porte em relação às de eixo horizontal, e apresentam as vantagens de serem menos
onerosas financeiramente, tanto para aquisição, quanto para a manutenção e instalação.
Além disso, devido às suas características geométricas, estão sempre alinhadas com o
vento, não necessitando de nenhum elemento para a reorientação da turbina.
9
Figura 2.2: Tipos de turbina eólica de eixo vertical
Fonte:https://app.eventize.com.br/upload/000388/files/3_%20TURBINAS%20EOLICAS%2
0DE%20EIXO%20VERTICAL.pdf
ii. Torres eólicas de eixo Horizontal
As turbinas eólicas de eixo horizontal, apresentadas na Figura 2.3, apesar de mais
onerosas financeiramente, são as mais utilizadas. Essas apresentam a vantagem de ser de
maior porte, fato que permite o acesso ventos menos turbulentos e mais velozes, que ocorrem
em elevadas altitudes, ampliando o rendimento e eficiência na geração de energia.
Figura 2.3: Tipos de turbina eólica de eixo horizontal
Fonte: Marques (2004)
Adicionalmente, ocupam menor espaço próximo nível do terreno, possibilitando o
desenvolvimento de outras atividades. Como desvantagem, esse tipo de estrutura necessita de
um elemento que possibilite a reorientação das pás em direção ao vento.
10
b) Tipos de torres eólicas de acordo com a localização
Outro modo de agrupamento das torres eólicas é a partir da sua localização, sendo
classificadas em: onshore, quando dentro dos limites da costa, ou offshore, quando em alto
mar.
Segundo Oliveira (2016), as fundações são os elementos que melhor distinguem as
torres eólicas on e offshore. As primeiras incorporam as soluções mais frequentes da indústria
de engenharia civil, enquanto que as segundas adotam, cada vez mais, as soluções oriundas
da indústria de petróleo e gás.
Apesar das grandes diferenças verificadas entre essas fundações, é importante salientar
que ambas possuem a mesma função de transmitir adequadamente as solicitações para o solo.
Dessa forma, a escolha do tipo de fundação a ser utilizada dependerá dos seguintes critérios
listados em ordem de significância: condições do local, fabricação, instalação, operação e
manutenção, desativação e, por fim, economia. (Oliveira, 2016).
2.1.2 Tipos de Fundações Utilizadas em Torres Eólicas
A fundação da turbina eólica é o elemento que realiza a conexão entre o aerogerador
e o solo (Silva, 2014), sendo um dos exemplos que constitui o grupo das chamadas fundações
especiais. Esse conjunto é assim nomeado por possuir características gerais, principalmente
de carregamento, que o distingue das condições mais frequentes presentes na construção civil,
impondo a necessidade de maior número de verificações geotécnicas para garantia da
segurança.
As fundações mais frequentes na indústria da construção civil, isto é, edificações
residenciais e/ou comerciais, caracterizam-se por transferir esforços majoritariamente
verticais, estáticos e de compressão, mais comumente, e de tração, em condições especificas,
oriundos, principalmente, de peso próprio da estrutura e cargas de uso, que, em grande maioria
dos casos, encontram-se, ainda, centrados.
As torres eólicas, por outro lado, apresentam outros importantes tipos de solicitação,
tais como: ações dinâmicas provenientes da própria característica vibracional da estrutura e
carregamento horizontal, conforme pode ser visto na Figura 2.4, que ocorre devido à atuação
do vento, que assume grande relevânci, quando comparado com outros carregamentos,
pequeno peso próprio da estrutura e ao elevado comprimento vertical, inerentes ao tipo de
construção, resultando em momentos de elevada magnitude.
11
Figura 2.4: Carga de vento atuante na torre eólica
Fonte: Modificado de Bhattacharya (2017)
Esses três tipos de solicitações – dinâmica, horizontal e de momento – são de suma
importância para análise dessas estruturas, gerando a necessidade de verificação de outros
quatro mecanismos de falha, que fogem do escopo das fundações usuais, são estas:
Verificação de deslizamento ou de capacidade de suporte horizontal de estacas,
que visa verificar a estabilidade da fundação em relação aos esforços
horizontais introduzidos;
Verificação de tombamento, garantindo a estabilidade contra os elevados
momentos atuantes na base;
Verificação das rigidezes rotacional e translacional do conjunto solo-fundação,
analisando-se o comportamento dinâmico do mesmo.
Verificação de fadiga, que visa analisar a possibilidade de ruptura causada por
esforços repetidos e de menor magnitude que a carga última do solo;
a) Fundações tipicamente utilizadas no meio onshore
As fundações de turbinas eólicas localizadas em terra, como já visto anteriormente,
baseiam-se nas soluções mais frequentemente aplicadas na indústria da engenharia civil, em
geral, sapatas ou bloco sobre estacas.
As primeiras, de um modo geral, são utilizadas quando o solo superficial apresenta
bom comportamento mecânico, e consistem em uma laje de concreto armado. Cabe salientar
12
que, devido as grandes dimensões necessárias às fundações das torres eólicas, a profundidade
caracterizada como superficial atinge, também, grande espessura, da ordem de dezenas de
metros. Nessas fundações, os carregamentos verticais e horizontais são recebidos de modo
concentrado, e são distribuídos ao longo de toda ampla superfície da estrutura. Já os momentos
são resistidos através da geração de uma carga excêntrica, que introduzirá regiões de
concentração e de alívio de cargas.
A fundação do tipo bloco sobre estacas é utilizada quando o solo superficial não
apresenta comportamento mecânico e reológico suficientemente bom para adoção de
fundação superficial, sendo necessário buscar regiões de melhor competência em
profundidade.
Nesse tipo de solução, os carregamentos verticais são transferidos por atrito lateral e
resistência de ponta, e os horizontais, pelo contato lateral entre estaca e o solo. Já os momentos
são resistidos pela introdução de binários de forças no grupo de estacas.
b) Fundações tipicamente utilizadas no meio offshore
As fundações de torres eólicas no meio offshore podem ser divididas em três
subgrupos de acordo com a profundidade de instalação (Oliveira, 2016):
Águas rasas, quando em profundidades de até 25 a 30 metros;
Águas intermediárias, quando em profundidades entre 30 e 60 metros;
Águas profundas, quando em profundidades superiores a 60 metros.
Esse tipo de classificação a partir da profundidade da lâmina d’água assume grande
valor, visto que existem soluções tipicamente mais vantajosas, ou seja, mais indicadas e
utilizadas, a depender da profundidade de instalação, vide Tabela 2.1.
Cumpre destacar que a classificação de Oliveira (2016), apresentada anteriormente,
para caracterização de águas rasas, intermediárias e profundas em projetos de torres eólicas é
diferente da utilizada em projetos de estruturas de explotação (navios FSO e FPSO,
plataformas semissubmersíveis, dentre outros), para os quais 60 metros corresponde, ainda, a
águas rasas.
13
Tabela 2.1: Relação entre profundidade de lamina d’água e tipo de solução mais indicada
(Oliveira, 2016)
Águas rasas
Para as profundidades tipicamente denominadas como águas rasas (para as torres
eólicas), os tipos de soluções mais indicadas são: fundação por gravidade e monoestaca.
A fundação por gravidade, apresentada na Figura 2.5a, consiste em pilar de elevadas
dimensões apoiado sobre uma grande laje, assim como uma sapata. Não é uma solução
indicada para profundidades típicas de águas intermediárias e profundas, visto que necessita
de dimensões cada vez maiores para absorver os momentos, e de tratamento prévio da
superfície de assentamento, fato que torna muito complexa a instalação.
A fundação do tipo monoestaca é o tipo mais comum de fundação adotada no para
torres eólicas no meio offshore (Oliveira, 2016), pelo fato de possuir simples metodologia de
produção e instalação, e a maior parte das torres eólicas instaladas no meio offshore encontra-
se em águas rasas. Essa consiste em uma única estaca de elevadas dimensões, como mostra a
Figura 2.5b, responsável por transmitir as cargas para o terreno.
(a) (b)
Figura 2.5: Soluções comumente utilizadas em águas rasas
Fonte: Modificado de Oliveira (2016)
Fundação por Gravidade
Monoestaca
Tripé
Jaqueta
Três Estacas
Flutuante
Solução Águas Rasas Águas Intermediárias Águas Profundas
14
Águas intermediárias
Para as profundidades tipicamente denominadas como águas intermediárias, as
soluções mais indicadas são as conhecidas como jaqueta, três estacas e fundação em tripé.
A primeira, representada na Figura 2.6a, consiste em uma torre de aço treliçada, que
apresenta pequeno peso quando comparado com as demais soluções, e uma geometria que
confere maior rigidez ao elemento, fato que permite que a estrutura seja utilizada, inclusive,
em maiores profundidades, suportando elevados momentos e tempestades, típicas dessas
regiões.
As soluções do tipo três estacas e tripé, Figuras 2.6b e 2.6c, consistem em conjunto de
três estacas que são cravadas no subleito marinho. Essas fundações divergem entre si, dentre
outras características, na profundidade de colocação do nó de encontro entre os três apoios.
Na primeira, o nó de ligação encontra-se fora d’água, fato que facilita a manutenção
da ligação. Já na segunda, esse encontra-se dentro d’água, fato que dificulta sua visualização
e realização de intervenções. Todavia, como vantagem, os tripés apresentam maior rigidez.
(a) (b) (c)
Figura 2.6: Soluções comumente utilizadas em águas intermediárias
Fonte: Modificado de Oliveira (2016)
Águas profundas
Para as profundidades tipicamente denominadas como águas profundas (para torres
eólicas, acima de 60 metros), as soluções mais indicadas são as conhecidas como sistemas
flutuantes (Figura 2.7), isto é, unidades que se apoiam no nível do mar, entretanto, para manter
sua posição, devem estar presas no leito do oceano mediante conjunto formado pelas linhas
de amarração e fundação. Essas apresentam a vantagem de possuírem menor volume de
15
material instalado, menor peso, e metodologia de instalação que permite vencer elevadas
profundidades.
Figura 2.7: Soluções comumente utilizadas em águas profundas
Fonte: Modificado de Oliveira (2016)
2.2 VERIFICAÇÃO DA SEGURANÇA DA FUNDAÇÃO
As fundações, de um modo geral, são divididas em dois grandes grupos, que
distinguem-se, do ponto de vista teórico, segundo os critérios de profundidade de
assentamento e forma de transferência de carga da estrutura para o solo, podendo ser
classificadas como fundações superficiais ou profundas.
Desse modo, as fundações superficiais são aquelas que apresentam profundidade de
assentamento que, segundo a norma ABNT NBR 6122 (2019), deve ser inferior a duas vezes
a sua menor dimensão em planta, e, de acordo com Terzaghi (1943), inferior a sua menor
dimensão em planta. Quanto à transferência de carga, ocorre, por hipótese, única e
exclusivamente pela base da estrutura de fundação.
A hipótese de Terzaghi (1943) para a profundidade de assentamento foi realizada com
intuito de garantir que a resistência ao cisalhamento do solo acima da base assuma valores
desprezíveis perante as demais parcelas de resistência, possibilitando a análise dessa região
como uma sobrecarga efetiva atuando no nível da base da fundação superficial.
A escolha da metodologia de fundação a ser implementada é condicionada,
principalmente, pelo tipo de estrutura – magnitude, tipos de solicitações e pelo terreno que
será solicitado – impactando na resistência e nos recalques ocorridos. Segundo Danziger
(2017), a priori, existe viabilidade técnica para realização dos tipos de fundação, tornando
fundamental uma análise financeira para determinação da melhor opção.
16
Já as fundações profundas são consideradas como aquelas em que as profundidades de
assentamento da base da fundação são muito superiores a sua menor dimensão, e acima dos
limites assinalados anteriormente. Quanto à transferência de carga, pode ocorrer através da
superfície lateral (fuste) e/ou da base do elemento de fundação.
Nos subitens a seguir serão apresentados os critérios a serem adotados nas verificações
da segurança da fundação, conforme listado abaixo:
2.2.1 Capacidade de Carga
2.2.2 Estimativa dos recalques
2.2.3 Verificação do Deslizamento da base da fundação
2.2.4 Verificação do Tombamento e da excentricidade de carga
2.2.5 Verificação do Comportamento Dinâmico
2.2.1 Capacidade de Carga
Capacidade de carga consiste no carregamento que corresponde à ruptura do terreno
de fundação (ABNT NBR 6122, 2019), ou ainda à carga para a qual cessa-se a capacidade
resistente do solo, e os deslocamentos crescem indefinidamente. Essa característica pode ser
verificada através das curvas carga versus recalque, vide exemplo da Figura 2.8.
Figura 2.8 Curva carga versus recalque
Fonte: Velloso e Lopes (2004)
A partir dos diferentes tipos de comportamentos apresentados na curva carga versus
recalque, Vesic (1975) definiu três diferentes tipos de rupturas geotécnicas possíveis para o
caso de fundações superficiais, são essas: ruptura generalizada, ruptura por puncionamento e
ruptura localizada, as quais são descritas a seguir.
17
a) Ruptura Generalizada
A Ruptura generalizada foi caracterizada como aquela que possui um mecanismo de
ruptura bem definido, como pode ser visto na Figura 2.9a, iniciando na base da fundação (em
um dos cantos), e se estendendo até a superfície do terreno, com consequente soerguimento
do terreno ao redor da fundação.
Além disso, verifica-se através da Figura 2.9b, que o solo apresenta pequenos
deslocamentos até o momento em que há a ruptura, que ocorre de modo brusco e, geralmente,
catastrófico. Vesic (1975) acrescentou, ainda, que esse tipo de ruptura é característico de solos
de bom comportamento mecânico e em caso de pequena profundidade de assentamento, como
pode ser verificado na Figura 2.10.
Cabe salientar, que, de acordo com Vesic (1975), o modo de falha não é função apenas
das características do solo, sendo dependente, dentre outros fatores, das condições de
carregamento, da geometria da fundação e da rigidez relativa.
(a) (b)
Figura 2.9: Ruptura Generalizada
Fonte: Velloso e Lopes (2004)
Figura 2.10: Relação entre profundidade normalizada e compacidade relativa de solos
arenosos com o mecanismo de ruptura verificado (Vesic, 1963)
Fonte: Velloso e Lopes (2004)
18
b) Ruptura por Puncionamento
A ruptura por puncionamento representa a condição oposta à visualizada na ruptura
generalizada, pois apresenta padrão de ruptura difícil de ser visualizado, sem intumescimento
no nível do terreno, com pequenas alterações no solo em torno da fundação, e sem ocorrência
de rotação da estrutura de fundação, como pode ser verificado na Figura 2.11a.
Esse mecanismo ocorre mediante cisalhamento do solo imediatamente abaixo do
terreno de fundação, caracterizado pelo afundamento da estrutura no solo. Esse afundamento
permite que o acréscimo de tensões seja levado às profundidades cada vez mais elevadas,
possibilitando o acréscimo de carga mesmo em condição de grandes deslocamentos (Vesic,
1975), vide a Figura 2.11b.
A partir do gráfico de Vesic (1975), Figura 2.10, é possível verificar que esse tipo de
ruptura é aquele que contempla distintas condições de transmissão de carga para o solo:
Em solos com bom comportamento mecânico, ou seja, compacidade relativa próximo
da unidade, a ruptura por puncionamento, de modo geral, ocorre em profundidades mais
elevadas, visto que o grande caminho de cisalhamento até a superfície do terreno mobiliza
grande parcela resistência, dificultando a ocorrência de outros mecanismos que não por
penetração da fundação.
Em solos com pior comportamento mecânico, ou seja, compacidade relativa próxima
de zero, a ruptura por puncionamento, em geral, ocorre desde as pequenas profundidades,
visto que o solo apresenta baixa resistência ao cisalhamento, tornando esse mecanismo crítico.
Como já mencionado anteriormente, cabe frisar mais uma vez, que, de acordo com
Vesic (1975), o modo de falha não é função apenas das características do solo, sendo
dependente, dentre outros fatores, das condições de carregamento e da geometria da fundação.
(a) (b)
Figura 2.11: Ruptura por puncionamento
Fonte: Velloso e Lopes (2004)
19
c) Ruptura Localizada
A ruptura localizada caracteriza-se por ser uma condição intermediária aos
mecanismos apresentados anteriormente, ocorrendo, consequentemente, em condições
intermediárias.
Nesse caso, a ruptura ocorre imediatamente abaixo da base da fundação, estendendo-
se lateralmente, entretanto sem alcançar a superfície do terreno, como pode ser visto na Figura
2.12a. Pode haver, ainda, um leve soerguimento na superfície do terreno, afundamento da
estrutura, e, assim como na ruptura por puncionamento, esse mecanismo propicia o acréscimo
de carga na fundação, vide Figura 2.12b.
(a) (b)
Figura 2.12: Ruptura localizada
Fonte: Velloso e Lopes (2004)
2.2.1.1 Metodologia de cálculo da capacidade de carga
A expressão utilizada para cálculo da carga de ruptura, uma das mais difundidas no
meio da mecânica do solos, foi desenvolvida por Terzaghi (1943). Essa baseia-se na teoria da
plasticidade, e, para sua determinação, foram utilizadas as seguintes simplificações:
Solo como material rígido-plástico, fato que não permite avaliação de deslocamentos
ocorridos mediante essa análise;
Critério de ruptura de Mohr-Coulomb;
Meio semi-infinito, comprimento da fundação significativamente maior que sua
largura (estado plano de deformações (L>>B);
Desprezadas as resistências do terreno acima da cota de assentamento;
Desprezados o atrito e adesão que ocorre no contato solo-fundação;
Carga de compressão e ausência de excentricidade.
20
Dessa forma, de acordo com as observações realizadas em modelos reduzidos de
estudo, foram determinadas três zonas de equilíbrio plástico, como mostra a Figura 2.13.
Figura 2.13: Modelo teórico de ruptura da fundação
Fonte: Velloso e Lopes (2004)
A cunha I, que, na ruptura, desce solidária com a sapata e se encontra no estado-limite
ativo de Rankine, obriga a cunha II, em cisalhamento radial, a deslocar-se lateralmente, a qual,
por sua vez, conduz um deslocamento lateral e ascendente da cunha III, em estado passivo de
Rankine (Fernandes, 2014).
É importante salientar que, a equação é oriunda das soluções parciais mais
superposição de efeitos, que, apesar de grosseira, não conduzem a grandes erros, justificando
o uso da solução (Fernandes, 2014), mediante Equação 2.1.
𝑞𝑢𝑙𝑡 = 𝑐.𝑁𝑐 + 𝑞.𝑁𝑞 +1
2. 𝛾. 𝐵. 𝑁𝛾 Eq. 2.1
Sendo,
c = coesão do solo;
q = tensão vertical efetiva no nível da base da fundação;
B = largura ou diâmetro da base da fundação;
γ = peso específico do solo;
Nc, Nq e Nγ = fatores adimensionais de capacidade de carga de fundação que são determinados
a partir das Equações 2.2 a 2.4, e com valores dispostos na Tabela 2.2:
𝑁𝑐 = (𝑁𝑞 − 1). 𝑐𝑜𝑡𝑔𝛷 Eq. 2.2
21
𝑁𝑞 = 𝑒𝜋×𝑡𝑔𝛷 . 𝑡𝑔2 (𝜋
4+𝛷
2) Eq. 2.3
𝑁𝛾 = 2 × (𝑁𝑞 − 1). 𝑡𝑔𝛷 Eq 2.4
Sendo,
Φ = ângulo de atrito do solo.
Hjiaj, Lyamin e Sloan (2005) estabeleceram uma nova proposição para Nγ a partir de
aproximações de métodos numéricos computacionais, que conduzem a melhores resultados,
e são descritos pela Equação 2.5.
𝑁𝛾 = 𝑒1
6×(𝜋+3×𝜋×𝑡𝑔𝛷). (𝑡𝑔𝛷)
2𝜋
5 Eq 2.5
De acordo com Fernandes (2014), a primeira parcela da Equação 2.1 corresponde a
um material com resistência atrítica e coesão, porém sem peso e sobrecarga lateral; a segunda
parcela corresponde um material com resistência atrítica e sobrecarga lateral, porém sem
coesão e peso; e a terceira corresponde a um material com resistência atrítica e peso, porém
sem coesão e sobrecarga lateral.
22
Tabela 2.2: Fatores de capacidade de carga
2.2.1.2 Fatores de Influência e área efetiva
A formulação de capacidade de carga de Terzaghi (1943) foi gerada com uma série de
especificidades, tais como carregamento infinito e base da fundação horizontal, por exemplo.
Com isso, fez-se necessário criar uma série de fatores de influência, que objetivam corrigir os
valores de carga de ruptura para as demais condições de carregamento e/ou de contorno,
gerando solução mais próxima da realidade.
Dessa forma Hansen (1970) e Vesic (1975), através de suas análises, ajustaram os
fatores de forma; de inclinação e excentricidade das cargas; profundidade de assentamento;
20 14,83 6,40 3,93 2,86
21 15,81 7,07 4,66 3,37
22 16,88 7,82 5,51 3,97
23 18,05 8,66 6,50 4,67
24 19,32 9,60 7,66 5,50
25 20,72 10,66 9,01 6,46
26 22,25 11,85 10,59 7,60
27 23,94 13,20 12,43 8,94
28 25,80 14,72 14,59 10,52
29 27,86 16,44 17,12 12,40
30 30,14 18,40 20,09 14,62
31 32,67 20,63 23,59 17,26
32 35,49 23,18 27,72 20,42
33 38,64 26,09 32,59 24,19
34 42,16 29,44 38,37 28,71
35 46,12 33,30 45,23 34,16
36 50,59 37,75 53,40 40,75
37 55,63 42,92 63,18 48,75
38 61,35 48,93 74,90 58,49
39 67,87 55,96 89,01 70,43
40 75,31 64,20 106,05 85,11
41 83,86 73,90 126,74 103,27
42 93,71 85,37 151,94 125,85
43 105,11 99,01 182,80 154,10
44 118,37 115,31 220,77 189,66
45 133,87 134,87 267,75 234,72
46 152,10 158,50 326,20 292,25
47 173,64 187,21 399,36 366,25
48 199,26 222,30 491,56 462,24
49 229,92 265,50 608,54 587,85
50 266,88 319,06 758,09 753,79
Nγ (2005)Φ' (°) Nc Nq Nγ
23
inclinação do terreno; e compressibilidade do solo, resultando na Equação 2.6, que é utilizada
no cálculo da tensão de ruptura do solo. Outro importante conceito para avaliação da
capacidade de carga, o de área efetiva, foi introduzido por Hansen (1961), e será, também,
apresentado na sequência.
𝑞𝑟𝑢𝑝 = 𝑐.𝑁𝑐 . 𝑠𝑐 . 𝑖𝑐 . 𝑏𝑐 . 𝑔𝑐 . 𝑐𝑐 + 𝑞.𝑁𝑞 . 𝑠𝑞 . 𝑖𝑞 . 𝑏𝑞 . 𝑔𝑞 . 𝑐𝑞 +𝐵′
2. 𝛾. 𝑁𝛾 . 𝑠𝛾 . 𝑖𝛾 . 𝑏𝛾. 𝑔𝛾 . 𝑐𝛾
Eq 2.6
Sendo,
sc, sq, sγ = fatores de forma;
ic, iq, iγ = fatores de inclinação de carga;
bc, bq, bγ = fatores de inclinação da base da fundação;
gc, gq, gγ = fatores de inclinação do terreno adjacente a fundação;
cc, cq, cγ = fatores de compressibilidade.
B’ = menor lado do retângulo da área efetiva;
Essa tensão será multiplicada pela área efetiva, resultando na Equação 2.7, que
apresenta a carga de ruptura geotécnica.
𝑄𝑟𝑢𝑝 = 𝑞𝑟𝑢𝑝. 𝐴𝑒𝑓 Eq. 2.7
Sendo,
𝐴𝑒𝑓 = área efetiva da fundação.
A seguir serão descritos os seguintes aspectos: (a) área efetiva; (b) fator de forma; (c)
fatores de inclinação das cargas; (d) fator de inclinação do terreno (e) fator de inclinação da
base da fundação e (f) fator de compressibilidade relativa solo-fundação.
a) Área efetiva
Um dos conhecidos resultados do surgimento de um carregamento excêntrico é a
limitação da área de compressão na base da fundação. Com isso, Hansen (1961) desenvolveu
o conceito de área efetiva, que corresponde a uma determinada área, menor (no caso de
carregamento excêntrico) ou igual (no caso de carregamento centrado), em que as tensões
atuantes de compressão podem ser consideradas uniformes.
24
Nas fundações retangulares, determina-se, inicialmente, o ponto de atuação das cargas,
que localiza-se na metade dos lados efetivos. Nos demais formatos de fundação, a partir do
ponto de atuação das cargas ficam definidos dois eixos de simetria, que, quando rebatidos,
permitem determinar a área efetiva.
Para as fundações de formato circular, a metodologia anteriormente apresentada
permite obter o valor da área efetiva a ser utilizada nos cálculos de capacidade de carga, vide
Figura 2.14. Entretanto, essa deverá, ainda, ser reduzida a um retângulo efetivo de mesmo
valor de área, fato que resulta em um conjunto “infinito” de possibilidades.
Figura 2.14: Área efetiva
Fonte: Velloso e Lopes (2004)
Desse modo, para o presente trabalho, serão utilizadas as Equações 2.8 a 2.12
(Milititsky, 2019), que permitem a determinação de modo único da área efetiva (Aef), do eixo
menor da elipse (be), do eixo maior da elipse (le), do maior lado do retângulo equivalente (L’)
e do menor lado do retângulo equivalente (B’). Essas relações geométricas podem ser
verificadas através da Figura 2.15.
𝐴𝑒𝑓 = 2(𝑅2. cos−1𝑒
𝑅− 𝑒.√𝑅2 − 𝑒2)
Eq. 2.8
𝑏𝑒 = 2. (𝑅 − 𝑒) Eq. 2.9
25
𝑙𝑒 = 2. 𝑅√1 − (1 − 𝑏𝑒2. 𝑅
)2
Eq. 2.10
𝐿′ = √𝐴𝑒𝑓 . 𝑙𝑒
𝑏𝑒
Eq. 2.11
𝐵′ =𝐿′
𝑙𝑒. 𝑏𝑒
Eq. 2.12
Sendo,
e = excentricade;
be = eixo menor da elipse;
le = eixo maior da elipse;
L’ = maior lado do retângulo da área efetiva;
Figura 2.15: Área efetiva de fundação circular
Fonte: Modificado de Milititsky (2019)
b) Fator de forma da capacidade de carga
O fator de forma da capacidade de carga visa retificar a análise da fundação em meio
semi-infinito, em que o comprimento é muito maior que a largura da fundação (L>>B),
adaptando para outras condições de fundações, cujos L encontram-se na mesma ordem de
26
grandeza de B. Desse modo, esses fatores são determinados a partir das expressões presentes
na Tabela 2.3.
Tabela 2.3: Fatores de forma da fundação
c) Fator de inclinação de carga
O fator de inclinação de carga, Equações 2.13 a 2.15, visa contemplar os casos em que
os carregamentos transmitidos pela fundação não são integralmente verticais, isto é, casos em
que as cargas horizontais assumem importantes parcelas.
𝑖𝑐 = 1 −𝑚. 𝐹ℎ
𝐵′. 𝐿′. 𝑐. 𝑁𝑐 Eq. 2.13
𝑖𝑞 = [1 −𝐹ℎ′
𝐹𝑣 + 𝐵′. 𝐿′. 𝑐. 𝑐𝑜𝑡 𝛷]
𝑚
Eq. 2.14
𝑖𝛾 = [1 −𝐹ℎ
𝐹𝑣 + 𝐵′. 𝐿′. 𝑐. 𝑐𝑜𝑡 𝛷]𝑚+1
Eq. 2.15
Sendo,
𝐹ℎ= força resultante horizontal;
𝐹𝑣= força vertical resultante
Em que m é igual a:
Retangular
Circular e Quadrada
1,0 1,0 1,0
0,6
Corrida
Forma da Base Sc Sq Sγ
1+𝐵′
𝐿′.𝑁𝑞𝑁
1 +𝐵′
𝐿′. tan ′ 1 + ,4.
𝐵′
𝐿′
1 +𝑁𝑞𝑁
1 + tan ′
27
𝑚 = 𝑚𝐵 =2 + 𝐵
𝐿⁄
1 + 𝐵𝐿⁄
Eq. 2.16
𝑚 = 𝑚𝐿 =2 + 𝐿
𝐵⁄
1 + 𝐿𝐵⁄
Eq. 2.17
Sendo,
L = maior lado da fundação;
O valor do parâmetro m a ser empregado varia de acordo com a direção de inclinação
da força. Quando a inclinação ocorrer no sentido da menor dimensão da fundação utiliza-se o
mB, caso contrário, o mL. Se a inclinação verificada ocorrer em relação as duas dimensão
utiliza-se o parâmetro m expresso pela Equação 2.18.
𝑚 = 𝑚𝑛 = 𝑚𝐿 . 𝑐𝑜𝑠2𝜃 +𝑚𝐵. 𝑠𝑒𝑛
2𝜃 Eq. 2.18
Cabe salientar que para os casos em que a força horizontal assume magnitude
significativa, torna-se necessária, também, a verificação relativa a possibilidade de
deslizamento da base da fundação.
d) Fator de inclinação do terreno
O fator de inclinação do terreno é utilizado para contemplar os casos em que a
fundação da estrutura encontra-se assente em um terreno inclinado. Essa característica é muito
verificada em fundações de estruturas de contenção, por exemplo, e, de modo geral, contribui
para a redução da capacidade de carga quando comparada com a condição horizontal. Essa
pode ser determinada pelas Equações 2.19 e 2.20:
𝑔𝑐 = 1 − [2.𝜔
𝜋 + 2]
Eq. 2.19
𝑔𝑞 = 𝑔𝛾 = 2. (1 − tan𝜔) Eq. 2.20
Sendo,
ω = ângulo de inclinação do terreno;
28
Cabe ressaltar que o ângulo ω deve ser utilizado em radianos, e pode ser verificado
através da Figura 2.16.
e) Fator de inclinação da base da fundação
Fator utilizado para abranger os casos em que a fundação da estrutura não é disposta
horizontalmente. Para sua determinação utilizam-se as Equações 2.21 e 2.22.
𝑏𝑐 = 1 − [2. 𝛼
(𝜋 + 2)] Eq 2.21
𝑏𝑞 = 𝑏𝛾 = (1 − 𝛼
tan𝛷)2
Eq 2.22
Sendo,
α = ângulo de inclinação da base da fundação;
Cabe ressaltar que o ângulo α deve ser utilizado em radianos, e, também, pode ser
verificado através da Figura 2.16.
Figura 2.16: Inclinação da base da fundação e do terreno adjacente
Fonte: Velloso e Lopes (2004)
f) Fator de compressibilidade relativa solo-fundação
O fator de compressibilidade relativa solo-fundação possui grande valor dentro da
análise, pois o mesmo permite verificar, mediante análise da compressibilidade do conjunto
solo-fundação, se o tipo de mecanismo de ruptura a ocorrer será o generalizado. Vesic (1975)
29
estabeleceu, ainda, um mecanismo de redução da capacidade de carga a depender dos valores
obtidos, através das Equações 2.25 e 2.26.
O método consiste na comparação entre a rigidez do solo, expresso pelo índice de
rigidez (Ir), com um valor de referência, índice de rigidez crítico (Ir,crit), Equações 2.23 e 2.24,
respectivamente.
Dessa forma, se o valor de índice de rigidez obtido para o conjunto solo-fundação for
superior ao crítico, o mecanismo de ruptura adotado será o generalizado, não sendo necessário
o emprego de nenhum coeficiente de minoração. Entretanto, quando essa é inferior ao valor
crítico, torna-se necessário estudar os coeficientes de compressibilidade, devendo ser
utilizados somente quando os mesmos forem inferiores a unidade.
𝐼𝑟=𝐺
𝑐 + 𝜎. tanФ=
𝐸
2. (1 + 𝜈). (𝑐 + 𝜎 . tanФ) Eq 2.23
𝐼𝑟,𝑐𝑟𝑖𝑡 =1
2. 𝑒[(3,30−0,45.
𝐵
𝐿).(cot(45−
𝛷′
2))]
Eq 2.24
𝑐𝑐 = ,32 + ,12.𝐵
𝐿+ ,6 . log 𝐼𝑟 Eq 2.25
𝑐𝑞 = 𝑐𝛾 = 𝑒[(−4,4+0,6.𝐵
𝐿) tanФ+(
(3,07 .sinФ)(log2.𝐼𝑟)
1+sinФ)]
Eq 2.26
Sendo,
G = módulo de cisalhamento;
E = módulo de elasticidade;
𝜎 = tensão vertical efetiva atuante na profundidade de B/2 abaixo da base da fundação;
𝐼𝑟 = índice de rigidez.
2.2.1.3 Fatores de segurança preconizados para verificação da Capacidade de Carga
O fator de segurança mínimo para fundações superficiais deve seguir o indicado na
Tabela 2.4 presente na ABNT NBR 6122 (2019).
Tabela 2.4: Fator de segurança para fundações superficiais (ABNT NBR 6122, 2019).
30
Para o presente trabalho, foram utilizadas metodologias semi-empíricas sem provas de
carga executadas. Com isso, utilizou-se um fator de segurança mínimo de três, como
apresentado na Equação 2.27.
𝑞𝑟𝑢𝑝
𝑞𝑚𝑎𝑥≥ 3 ∴ 𝑞𝑚𝑎𝑥 =
𝐹𝑣𝐴+𝑀𝑥𝑦. 𝑅
𝐼𝑥𝑦 Eq 2.27
Sendo,
qmax = a tensão máxima atuante no bordo mais carregado da fundação.
𝑀𝑥𝑦 = momento atuante na base da fundação;
𝐼𝑥𝑦 = momento de inércia do elemento de fundação;
Fv = força resultante vertical.
A = área da fundação;
R = raio da fundação circular.
2.2.2 Estimativa dos Recalques
O termo recalque está definido na norma de fundações, ABNT NBR 6122 (2019),
como “movimento vertical descendente de um elemento estrutural”. Esses podem ser
definidos, matematicamente, em termo de deformações, mediante a Equação 2.28, que deve
ser aplicada ao longo de toda vertical abaixo do ponto de aplicação do carregamento (Velloso
e Lopes, 2004):
Semi-empíricos Valores propostos no próprio
processo e no mínimo 2,15
Valores propostos no próprio
processo e no mínimo 3,00
Analíticos 2,15 3,00
Semi-empíricos ou analíticos
acrescidos de duas ou mais provas de
carga, necessariamente executadas na
fase de projeto
1,40 2,00
Métodos para determinação da
resistência última
Coeficiente de minoração da
resistência últimaFator de segurança global
31
𝜌 = ∫휀𝑧 . 𝑑𝑧 ≅∑𝛥𝜎 . 𝐸. 𝑧
Eq 2.28
Sendo,
휀𝑧 = deformação na direção z;
𝑑𝑧 = diferencial de profundidade;
𝛥𝜎 = acréscimo de tensão;
z = profundidade.
Os recalques ocorridos em uma estrutura podem ser classificados, em termo de
deslocamento, como: absoluto – deslocamento da fundação (quando rígida), ou de um ponto
de uma fundação –, diferencial – diferença entre dois recalques absolutos – e distorcional –
relação entre o recalque diferencial e a distância entre os pontos analisados. É importante frisar
que os danos, em geral, ocorridos nas estruturas estão associados ao último tipo de recalque,
com alguns limites verificados na Figura 2.17.
Os recalques podem, ainda, ser agrupados de acordo com a velocidade de ocorrência
dos mesmos, em rápidos – quando os mesmos ocorrem durante o período de vigência ou
poucos meses após conclusão da obra – ou lentos – quando os deslocamentos ocorrem por
longos períodos após finalização do empreendimento.
No presente trabalho serão verificados os recalques absolutos e distorcionais ocorridos
no elemento de fundação, avaliados como rápidos, devido ao fato do perfil estratigráfico da
região em estudo ser tipicamente arenoso e com ausência de nível d’água.
Segundo Velloso e Lopes (2004), a previsão de recalques é uma das atividades mais
complexas da ciência geotécnica, devendo ser avaliada como uma estimativa. Essa dificuldade
pode ser justificada pela complexidade do material (solo ou rocha) em questão, pela
dificuldade de avaliação da interação solo-estrutura, entre outras questões.
Desta forma, é amplamente recomendável que os deslocamentos das estruturas sejam
mensurados em campo, a partir de instrumentação adequada, visando ampliação do
conhecimento, do banco de dados e da acurácia dos métodos.
32
(*) Limite de recalque distorcional recomendado pela empresa fabricante da torre.
Figura 2.17: Distorções angulares (β) e danos associados
Fonte: Velloso e Lopes (2004)
Bulbo de Tensões:
Para estudar a região de influência na análise de recalques faz-se necessário lançar
mão do conceito de Bulbo de Tensões. Ao introduzir um carregamento não infinito em algum
ponto do terreno, representado por σo na Figura 2.18, o mesmo irá se propagar ao longo da
profundidade do terreno, entretanto com valores de tensão progressivamente menores, devido
ao espraiamento das cargas.
As regiões do subsolo são conectadas por curvas de mesmo acréscimo de tensão,
denominadas isóbaras, que representam, cada qual, os lugares geométricos dos pontos de
mesmo acréscimo de tensão devido ao carregamento. A partir dessas, o bulbo de tensões –
Figura 2.18 – é então definido como a região limitada entre o ponto de aplicação de carga e a
33
isóbara que representa 10% da tensão aplicada (0,1σo), que será tão mais profunda quanto
maior a área de aplicação da carga.
Dessa forma, a metodologia assume que, em condições de não haver brusca variação
de compressibilidade das camadas do solo, os recalques consideráveis ocorrerão na região do
Bulbo. Entretanto, é necessário, ainda, avaliar a existência de camadas de solos de elevada
compressibilidade em profundidades superiores a verificada no bulbo, podendo, com
pequenos acréscimos de tensões, apresentar elevados recalques, que, se não levados em
consideração, comprometerão a estimativa realizada.
Figura 2.18: Bulbo de tensões
Fonte: Pinto (2006)
2.2.2.1 Estimativa do recalque com base na Teoria da Elasticidade
A solução da teoria da elasticidade pode ser utilizada como uma forma direta para o
cálculo dos recalques ocorridos devido a alteração do estado de tensões no maciço, a partir da
Equação 2.29 (Velloso e Lopes, 2004).
𝜌 = 𝜎. 𝐵1 − 𝜈²
𝐸. 𝐼𝑠. 𝐼𝑑 . 𝐼ℎ Eq 2.29
Sendo,
σ = tensão aplicada pela fundação;
ν = coeficiente de Poisson;
34
𝐼𝑠 = fator de forma e rigidez da sapata para análise de recalques;
𝐼𝑑 = fator de embutimento da fundação para análise de recalques;
𝐼ℎ= fator de espessura da camada compressível para análise de recalques.
Segundo Pinto (2006), existem duas grandes dificuldades em relação à aplicação da
Teoria da Elasticidade para estimativa de recalques: o fato do módulo de elasticidade do solo
ser amplamente variável de acordo com nível de tensões e estado confinamento ao qual o solo
está sujeito; e devido ao fato do perfil, de modo geral, ser composto por camadas de solos de
diferentes compressibilidades, dificultando a utilização dessa análise pela simples formulação.
Segundo Fernandes (2014), a primeira dificuldade é um problema corrente na ciência
dos solos, e pode ser contornada com o estudo do perfil estratigráfico. Já a segunda pode ser
vencida, através da adoção o Artifício de Steinbrenner, em que o recalque total no meio é
obtido através da soma dos recalques de cada camada, e o recalque em cada camada pode ser
obtido pela diferença entre o recalque ocorrido na profundidade final e inicial da camada.
A Tabela 2.5 apresenta os valores de referência para o produto entre o fator de forma
e rigidez da análise de recalques (Is) e o fator de espessura da camada compressível (Ih). Já
segundo Lopes (1979), é recomendável desprezar o fator de embutimento (Id).
Tabela 2.5: Produto entre fatores de forma e de espessura da camada compressível (Perloff,
1975 apud Velloso e Lopes, 2004)
Complementar à análise dos recalques, devido aos elevados valores de momento ao
qual a estrutura (torre eólica) está sujeita, faz-se necessário verificar o comportamento de
rotação de corpo rígido da sapata. Essa é uma consideração que intensifica os valores dos
recalques distorcionais, e será calculada a partir Equação 2.30 de Bowles (1988).
Centro Borda Média
Círcular 1,00 0,64 0,85 0,79
Quadrada 1,12 0,56 0,95 0,99
Retangular
L/B = 1,5 1,36 0,67 1,15
L/B = 2 1,52 0,76 1,30
L/B = 3 1,78 0,88 1,52
L/B = 5 2,10 1,05 1,83
L/B = 10 2,53 1,26 2,25
L/B = 100 4,00 2,00 3,70
L/B = 1000 5,47 2,75 5,15
L/B = 10000 6,90 3,50 6,60
RígidoForma da BaseFlexível
35
tan 𝜃 =𝑀𝑥𝑦
𝐿. 𝐵².1 − 𝜈²
𝐸. 𝐼𝑚 Eq 2.30
Sendo,
tan 𝜃 = tangente do ângulo de rotação do centro da sapata;
𝐼𝑚= fator de forma da fundação de Bowles (1988), obtido a partir da Tabela 2.6.
Tabela 2.6: Valor do fator de forma (Modificado de Bowles, 1988)
2.2.3 Verificação do Deslizamento da Base da Fundação
Quando a estrutura avaliada está sujeita a carregamentos horizontais de elevada
magnitude, como é o caso das turbinas eólicas, faz-se necessário verificar se a interação solo-
estrutura oferece segurança mínima em relação ao deslizamento da base da fundação.
Essa é realizada a partir do equilíbrio das forças, solicitante e resistente, na direção
horizontal. O primeiro grupo de forças é obtido mediante informações transmitidas pela
fabricante da torre. Já a segunda, através da aderência resultante do contato entre o solo e a
estrutura, que são estimadas por meio da Equação 2.31, para condições de carregamentos
drenados, sendo essas forças apresentadas na Figura 2.19.
𝑅𝑑 = 𝐴𝑒𝑓 . 𝑐𝑑 + (𝑃𝑡𝑜𝑟 + 𝑃𝑓𝑢𝑛 + 𝑃𝑎𝑡𝑒). tanФ𝑑 = 𝐴𝑒𝑓 . 𝑐𝑑 + 𝐹𝑣. tanФ𝑑 Eq 2.31
Sendo,
Ptor = peso da torre eólica;
0,1 1,05 1,59
0,2 1,60 2,42
0,5 2,51 3,54
0,75 2,91 3,94
1,00 (Circular) 3,15 (3,00) 4,17 (5,53)
1,5 3,43 4,44
2 3,57 4,59
3 3,70 4,74
5 3,77 4,87
10 3,81 4,98
100 3,82 5,06
L/B RígidoFlexível
36
Pfun = peso da fundação;
Pate = peso do reaterro;
cd = coesão na interface solo-estrutura;
Ф𝑑 = ângulo de atrito na interface solo estrutura, geralmente admitido igual a 2/3 de Ф′;
Figura 2.19: Componentes de forças para análise do deslizamento da base da fundação
Fonte: Elaboração própria
Segundo Milititsky (2019), essa verificação deve apresentar um fator de segurança
mínimo de 1,5, resultando na Equação 2.32:
𝐹𝑆𝑑𝑒𝑠𝑙𝑖𝑧𝑎𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 =𝐴𝑒𝑓 . 𝑐𝑑 + 𝐹𝑣. tanФ𝑑
𝐹ℎ≥ 1,5
Eq. 2.32
a) Correção para torção
Nesse contexto, se a estrutura estiver sujeita a solicitações do tipo de momento torsor
(Mz), faz-se necessário realizar a consideração do mesmo, através da majoração dos valores
de carga horizontal atuante (Fh’), que, no presente trabalho, será realizado através da Equação
2.33, conforme Milititsky (2019).
Cabe salientar que essa é uma correção que deve ser utilizada nas verificações da
segurança em relação ao deslizamento e ao tombamento.
𝐹ℎ′ =
2.𝑀𝑧
𝐿′+ √𝐹𝑥𝑦² + (
2.𝑀𝑧
𝐿′)2
Eq 2.33
Sendo,
𝐹ℎ′ = força resultando horizontal corrigida;
37
𝑀𝑧= momento em torno do eixo vertical;
𝐹𝑥𝑦= força horizontal de projeto;
2.2.4 Verificação do Tombamento e da Excentricidade de Carga
As torres eólicas, devido a sua própria natureza, estão sujeitas a carregamentos
horizontais de grande magnitude, oriundos da atuação do vento, que associados às suas
dimensões verticais, geram elevadas cargas de momento atuantes na base da fundação.
Desse modo, faz-se necessário verificar duas condições mínimas para garantir a
estabilidade da estrutura: segurança em relação à rotação ou tombamento da estrutura, e
limitação dos valores de excentricidade induzidos por esse tipo de solicitação.
A primeira verificação é realizada pelo equilíbrio de momentos em relação a um ponto
da base da fundação. Assim sendo, para todo e qualquer carregamento que atuará na estrutura,
o somatório de momentos instabilizantes deve ser inferior ao somatório de momentos
estabilizantes considerando-se um fator de segurança mínimo de 1,5.
A partir da análise da Figura 2.20, são obtidas as relações apresentadas nas Equações
2.34 e 2.35 para os momentos em torno da extremidade esquerda da fundação:
Figura 2.20: Forças e momento utilizados na análise do tombamento
Fonte: Elaboração própria
𝑀𝐷𝑒𝑠 = 𝑀𝑥𝑦 + 𝐹ℎ′ . 𝐷𝑣 Eq. 2.34
Sendo,
𝐷𝑣 = distância vertical entre o ponto de aplicação da força horizontal e a base da fundação.
𝑀𝐸𝑠𝑡 = 𝐹𝑣 . 𝐷ℎ Eq. 2.35
38
Sendo,
𝐷ℎ = distância horizontal entre o ponto de aplicação da força vertical o bordo da fundação.
Dessa forma, visando a garantia da segurança, essa verificação deve apresentar um
fator de segurança mínimo de 1,5, resultando na Equação 2.36:
𝐹𝑆𝑡𝑜𝑚𝑏 =𝑀𝐸𝑠𝑡
𝑀𝐷𝑒𝑠=
𝐹𝑣. 𝐷ℎ𝑀𝑥𝑦 + 𝐹ℎ′. 𝐷𝑣
≥ 1,5 Eq. 2.36
Outro efeito oriundo do surgimento de cargas de momentos é a excentricidade de
carregamento. Quando a fundação recebe um carregamento centrado, sem presença de cargas
de momento, a distribuição de tensões na base ocorre em formato retangular, isto é, uniforme.
Ao aplicar a carga momento, surgem excentricidades no carregamento, e a distribuição
de tensões na base da fundação deixa de ser uniforme, surgindo uma região de acréscimo e
outra de alívio. Inicialmente, para pequenos valores de excentricidade, o carregamento passa
a ser trapezoidal. Com a ampliação dos momentos, a distribuição de tensões torna-se
triangular, e, posteriormente, parte da área da fundação deixa de estar comprimida.
Segundo a ABNT NBR 6122 (2019), a máxima excentricidade considerada deve ser
avaliada de forma que no mínimo dois terços da fundação encontre-se comprimida, se
consideradas as solicitações características, ou 50% da área total se consideradas as
solicitações de cálculo.
Segundo Milititsky (2019), as fabricantes de torres eólicas utilizam um critério mais
restritivo para o caso de verificação do ELS, ou seja, combinação normal de esforço, em que
toda fundação deve encontrar-se comprimida.
Desse modo, para o caso de fundações circulares, como a verificada no presente
trabalho, tem-se uma limitação de excentricidade de carga a um valor de um quarto do raio,
conforme demonstrado na Equação 2.37.
𝑞𝑚í𝑛 =𝐹𝑣𝐴−𝑀𝑥𝑦. 𝑅
𝐼𝑥𝑦= ∴
𝐹𝑣𝜋. 𝑅2
−4. 𝐹𝑣 . 𝑒. 𝑅
𝜋. 𝑅4= ∴ 𝑒 = 𝑅
4⁄ Eq. 2.37
Como o valor da excentricidade é calculado como a relação entre o momento e o
somatório de forças verticais atuantes na base, é possível perceber que a fundação da torre
39
eólica deve possuir peso próprio suficientemente elevado para gerar a estabilidade do
elemento sobre ela apoiada.
2.2.5 Verificação do Comportamento Dinâmico
Segundo Maranhão (2016), uma importante verificação no desenvolvimento de um
projeto de torre eólica diz respeito às suas características dinâmicas, de forma que é necessário
conhecer as frequências naturais dos conjuntos estruturais (aerogerador, torre e fundação) e
manter-se devidamente afastado das frequências de excitação observadas no aerogerador,
evitando a ocorrência do fenômeno de ressonância dinâmica.
Para realização dessas verificações é necessária à utilização do módulo de
cisalhamento do solo (G), sendo recomendável, devido à relevância atribuída à análise, a
utilização de ensaios sísmicos, por exemplo, permitindo obter parâmetros de maior
confiabilidade.
As fabricantes, por não conhecerem previamente os solos onde serão implementadas
as torres eólicas, e as soluções estruturais aplicadas às fundações, estabelecem parâmetros
mínimos de rigidez do conjunto, de modo a garantir que a frequência de vibração natural das
cargas permaneça suficientemente afastada da frequência de vibração da estrutura, evitando a
ocorrência do fenômeno de ressonância.
Por fim, faz-se necessário realizar dois tipos de verificações relativas às rigidezes
translacional e rotacional (Milititsky, 2019), Equações 2.38 e 2.39 respectivamente.
𝐾𝑥,𝑟 =32. 𝐺. 𝑅. (1 − 𝜈)
7 − 8. 𝜈≥ 𝐾𝑥,𝑟 𝑚í𝑛𝑖𝑚𝑎 Eq. 2.38
Sendo,
𝐾𝑥,𝑟= rigidez translacional do conjunto solo-fundação;
𝐾𝜃,𝑟 =8. 𝐺. 𝑅3
3. (1 − 𝜈)≥ 𝐾𝜃,𝑟 𝑚í𝑛𝑖𝑚𝑎 Eq. 2.39
Sendo,
𝐾𝜃,𝑟= rigidez rotacional do conjunto solo-fundação;
40
2.3 ENSAIOS DE CAMPO
2.3.1 Sondagem de Simples Reconhecimento Associada ao Ensaio SPT
O procedimento mais utilizado no Brasil para a prospecção dos solos é a Sondagem de
Simples Reconhecimento associada ao ensaio nomeado “Standart Penetration Test” (SPT),
que consiste na “perfuração e cravação dinâmica de amostrador-padrão, a cada metro,
resultando na determinação do tipo de solo e de um índice de resistência, bem como da
observação do nível do lençol freático” (ABNT NBR 6484, 2001). Essa metodologia é
normatizada através da ABNT NBR 6484 (2001), e apresenta os seguintes objetivos,
conforme o texto da norma:
1. Determinação dos tipos de solo ou rocha em suas respectivas profundidades de
ocorrência;
2. Definição da posição do nível d’água; e
3. Determinação dos índices de resistência à penetração (Nspt) a cada metro.
O ensaio possui uma série de vantagens, como, por exemplo, sua relativa simplicidade
quando comparado com outros ensaios e necessidade de equipamentos relativamente triviais,
conforme indicado na Figura 2.21. Outras vantagens podem ser citadas: possibilidade de
adaptação às diversas condições de campo, possuir vasta gama de pesquisas e metodologias
de cálculo muito experimentadas, possibilitar a extração de amostras representativas do solo
e baixo custo associado à sua execução.
A sondagem de simples reconhecimento associada ao SPT é, usualmente, iniciada com
utilização do trado concha ou cavadeira manual, até o primeiro metro de profundidade, por
meio de repetidas operações de perfuração (Fernandes, 2016). Posteriormente, prossegue-se
a perfuração com o uso do trado helicoidal, que é utilizado até o nível d’água ser atingido,
momento em que o avanço pode ser realizado com uso do trépano de lavagem.
A perfuração é interrompida a cada metro para realização do ensaio SPT. Segundo
Fernandes (2016), esse é um processo de coletar amostras amolgadas, que devem ser
analisadas para criação do perfil estratigráfico, podendo, também, ser encaminhadas para
realização de outros ensaios.
O ensaio SPT consiste na cravação de um tubo aberto com extremidade cortante
biselada, denominado amostrador Raymond-Terzaghi, através de repetidos impactos
41
provocados pela queda livre de uma massa de ferro fundido de 65 kg, de uma altura de queda
de 75 centímetros, até que o amostrador penetre 45 cm no solo.
Figura 2.21: Equipamentos utilizados na sondagem a percussão com ensaio SPT
Fonte: Higashi (2016)
2.3.1.1 Índice de resistência à penetração (Nspt)
O Nspt, índice de resistência à penetração, corresponde ao resultado obtido do ensaio
SPT. Esse é definido como o número de golpes necessários para o amostrador padrão penetrar
os últimos 30 centímetros, dos 45 cravados, a partir da queda livre de uma massa de ferro
fundido de 65 kg, de uma altura de 75 centímetros (ABNT NBR 6484, 2001).
Esse valor é de grande utilidade dentro da engenharia geotécnica, sendo, não
raramente, o único ensaio de campo realizado para balizar todo processo de dimensionamento
das fundações. Seu valor pode ser utilizado para estimar, através de correlações, os parâmetros
do solo necessários à análise geotécnica.
Apesar de sua relevância, é importante ressaltar que existem muitos outros métodos
de ensaios que propiciam resultados mais adequados e que devem ser incentivados, visando
realização de projetos mais confiáveis e econômicos.
42
2.3.1.2 Correção do Nspt de acordo com o nível de energia transmitido pelo golpe
O SPT, Standart Penetration Test, a despeito do nome, é um ensaio que possui uma
enorme gama de variações de equipamentos utilizados no ensaio, de acordo com país, região
e, até mesmo, empresa executora do ensaio. Essas variações advêm, principalmente, segundo
Fernandes (2016), de aspectos como modo de operação e de queda do martelo, o peso do
batente, o tipo de hastes e suas ligações, o diâmetro do furo, entre outras.
Ainda segundo Fernandes (2016), estudos experimentais levaram à conclusão de que
para comparar os Nspt é necessário estabelecer considerações em relação ao nível de energia
que é transmitida por cada golpe do martelo.
Com isso, verificou-se a necessidade de padronizar os resultados obtidos no ensaio,
evitando a utilização de valores inapropriados. Atualmente, a comunidade técnica
internacional propõe a normalização do número de golpes de acordo com o padrão
estadunidense, através da adoção do N60, que recebe essa nomenclatura devido ao fato da
energia de cravação transferida pelo impacto do martelo ser de 60% do valor teórico (Schnaid
e Odebrecht, 2012).
Dessa forma, a padronização é realizada através de uma simples relação linear, como
mostra a Equação 2.40:
𝑁60 =𝐸𝑓𝑖𝑐𝑖ê𝑛𝑐𝑖𝑎 𝑒𝑛𝑒𝑟𝑔é𝑡𝑖𝑐𝑎 𝑑𝑎 𝑐𝑟𝑎𝑣𝑎çã𝑜. 𝑁𝑠𝑝𝑡
6 % (𝑝𝑎𝑑𝑟ã𝑜 𝑎𝑚𝑒𝑟𝑖𝑐𝑎𝑛𝑜) Eq. 2.40
Sendo:
Nspt = número de golpes apresentado no boletim de sondagem;
N60 = número de golpes padronizado para o padrão estadunidense.
De acordo com Décourt et. al (1986), a eficiência média em relação ao tipo e à forma
de liberação do martelo utilizado no ensaio SPT no Brasil é de 72% do valor teórico, gerando
um fator de correção de 1,20, conforme apresenta a Equação 2.41.
𝑁60 = ,72. 𝑁𝑠𝑝𝑡
,6 = 1,2 . 𝑁𝑠𝑝𝑡 Eq. 2.41
43
Esse resultado encontra-se dentro dos valores de majoração verificados por Schnaid e
Odebrecht (2012), que estipularam aumento médio de 15 a 30% no valor obtido na sondagem
brasileira para realização da normalização do número de golpes.
2.3.1.3 Correlações dos parâmetros do solo com o Nspt
O valor do Nspt é utilizado para estimar uma série de parâmetros geotécnicos dos solos,
como, por exemplo, peso específico e ângulo de atrito, que serão utilizados durante o processo
de dimensionamento da estrutura de fundação.
Segundo Schnaid e Odebrecht (2012), “Em geral, as correlações de origem empírica
são obtidas em condições particulares e específicas, com a expressa limitação por parte dos
autores, mas acabam sendo extrapoladas na prática”, ou seja, é necessário avaliar previamente
em quais condições as equações foram ajustadas, evitando ocorrência de grandes
discrepâncias entre os valores reais e os correlacionados.
A seguir serão apresentadas algumas correlações que serão utilizadas no presente
trabalho para embasar o processo de dimensionamento.
a) Peso Específico (γ)
O peso específico, dentre uma série de outros fatores, é função direta da compacidade,
para solos granulares, e da consistência, para solos coesivos. Esses estados do solo podem ser
avaliados através do uso Nspt. Com isso, a partir do conhecimento do tipo do solo e de seu
estado, é possível estimar o valor do seu peso específico, como mostram as Tabelas 2.7 e 2.8,
Godoy (1972).
Tabela 2.7: Peso específico de solos coesivos (Godoy, 1972)
≤ 2 Muito Mole 13
3 a 5 Mole 15
6 a 10 Média 17
11 a 19 Rija 19
≥ 20 Dura 21
Nspt ConsistênciaPeso Específico
(kN/m³)
44
Tabela 2.8: Peso específico de solos granulares (Godoy, 1972)
b) Ângulo de Atrito (ϕ)
O ângulo de atrito é um importante parâmetro de resistência do solo, muito utilizado
na geotecnia das fundações, e pode ser estimado através das correlações a seguir:
1. Godoy (1983)
O ângulo de atrito pode ser estimado através da Equação 2.42 estabelecida por Godoy
(1983), especificamente para solo granulares:
Ф′ = 28° + ,4. 𝑁𝑠𝑝𝑡 Eq. 2.42
2. Hatanaka e Uchida (1996)
Outra forma de análise do ângulo de atrito, específica para solos granulares, foi
estabelecida por Hatanaka e Uchida (1996), através da Equação 2.43.
Ф′ = 2 ° + √15,4. 𝑁60 Eq. 2.43
3. Teixeira (1996)
Por fim, a Equação 2.44 foi ajustada por Teixeira (1996) para avaliar o ângulo de atrito
interno dos solos granulares.
Ф′ = 15° + √24.𝑁𝑠𝑝𝑡 Eq. 2.44
c) Módulo de Young (E)
Neste item serão apresentadas as correlações propostas por diferentes autores para
estimativa do módulo de elasticidade.
Seco Úmido Saturado
< 5 Fofa 16 18 19
5 a 8 Pouco Compacta 16 18 19
9 a 18 Medianamente Compacta 17 19 20
19 a 40 Compacta 18 20 21
> 40 Muito Compacta 18 20 21
NsptPeso Específico (kN/m³)
Consistência
45
1. Teixeira & Godoy (1996)
A proposta sugerida por Teixeira e Godoy (1996), que possibilita a obtenção do
módulo de Young do solo através de correlações com o ensaio Cone Penetration Test (CPT)
ou dados do SPT, é apresentada na Equação 2.6. Esses ensaios (CPT e SPT) são
correlacionados através do uso de coeficiente empíricos, μ e K, variáveis de acordo com o tipo
de solo.
Esses parâmetros permitem correlacionar a resistência de ponta do cone com a
resistência à penetração do ensaio SPT e, deste modo, a estimativa do módulo de elasticidade
(E).
A seguir são apresentadas a Equação 2.45 e Tabelas 2.9 e 2.10 utilizadas no modelo.
𝐸 = 𝜇. 𝑞𝑐 = 𝜇.𝐾.𝑁𝑠𝑝𝑡 Eq. 2.45
Sendo,
μ e K = coeficientes que correlacionam os resultados dos SPT e CPT.
Tabela 2.9: Valores de K correlacionado com tipo de solo (Teixeira e Godoy, 1996)
Tabela 2.10: Valores de α correlacionado com tipo de solo (Teixeira e Godoy, 1996)
2. Freitas et al (2012)
Areia com Pedregulhos 1,1
Areia 0,9
Areia Siltosa 0,7
Areia Argilosa 0,55
Silte Arenoso 0,45
Silte 0,35
Silte Argiloso 0,25
Argila Arenosa 0,3
Argila Siltosa 0,2
Tipo de Solo K (MPa)
Areia 3
Silte 5
Argila 7
Tipo de Solo μ
46
Freitas et al (2012), através de uma extensa análise de banco de dados internacional,
estabeleceram, estatisticamente, a Equação 2.46 para estimativa do módulo de elasticidade
estático de solos arenosos sedimentares.
𝐸 = 8 .𝑁600,8 (𝑘𝑃𝑎) Eq. 2.46
3. Leão (2015)
Leão (2015), baseado em Freitas et al (2012), desenvolveu uma relação única para
estimar os módulos de Young dos diferentes tipos de solo, a partir da Equação 2.47. Para tanto
é necessário utilizar o coeficiente empírico η, que varia em um intervalo de 3000 a 8000 kPa.
O limite inferior é utilizado para solos majoritariamente argiloso e o limite superior
para solos arenosos. Para solos com granulometrias distintas dos limites devem ser aplicados,
de acordo com a análise do projetista, valores intermediários.
𝐸 = 𝜂.𝑁600,8 (𝑘𝑃𝑎) Eq. 2.47
4. Schnaid e Odebrecht (2012)
Schnaid e Odebrecht (2012) propuseram, para solos residuais de basalto, gnaisse,
arenito e granito, as Equações 2.48 a 2.50, que correspondem, respectivamente, ao valor mais
provável, limite superior e limite inferior, estabelecendo um intervalo no qual existe
probabilidade de 99% do valor do módulo de Young estar compreendido.
𝐸𝑚𝑒𝑑 = 2, 1. 𝑁60(𝑀𝑃𝑎) Eq. 2.48
𝐸𝑠𝑢𝑝 = 2, 1. 𝑁60 + ,611√𝑁602 − 19,79. 𝑁60 + 184,63 (𝑀𝑃𝑎) Eq. 2.49
𝐸𝑖𝑛𝑓 = 2, 1. 𝑁60 − ,611√𝑁602 − 19,79. 𝑁60 + 184,63 (𝑀𝑃𝑎) Eq. 2.50
Esses valores são apresentados na Figura 2.22:
47
Figura 2.22: Representação gráfica das equações de Schnaid e Odebrecht (2012)
Fonte: Amêndola (2018)
d) Módulo de cisalhamento (G)
Para a estimativa do módulo de cisalhamento será utilizada a correlação entre o
módulo de cisalhamento e o Nspt mediante uso da Equação 2.51, presente na N-1848 da
Petrobrás, que versa sobre fundações de máquinas.
𝐺0 = 12 . 𝑁600,8 Eq. 2.51
Sendo,
𝐺0 = módulo de cisalhamento para baixos níveis de deformação.
Cabe salientar que a própria norma apenas recomenda essa estimativa na ausência de
outros ensaios melhores aplicados ao estudo desse tipo de parâmetro do solo.
2.3.2 Sondagens Rotativas e Mistas
Quando durante a sondagem de simples reconhecimento associada ao SPT são
encontrados elementos de rocha, ou com resistência tal que o procedimento de perfuração
anteriormente apresentado não permita ultrapassar, utilizam-se as sondagens rotativas. Já as
48
sondagens mistas são uma simples combinação entre o processo de perfuração à percussão e
o processo de perfuração rotativo.
De acordo com Velloso e Lopes (2004), o processo de perfuração mediante sonda
rotativa, cujos equipamentos básicos são apresentados na Figura 2.23, “consiste em fazer girar
hastes (pelo cabeçote de perfuração) e em força-los para baixo (em geral, por um sistema
hidráulico).
Figura 2.23: Esquema de sondagem rotativa
Fonte: Velloso e Lopes (2004)
Durante o processo de perfuração mediante sonda rotativa, utiliza-se um equipamento
tubular chamado barrilete, que permite cortar e extrair amostras dos materiais perfurados,
chamados testemunhos (Velloso e Lopes, 2004). Esses, por sua vez, são encaminhados a um
geólogo ou engenheiro geotécnico para caracterização do material segundo características do
testemunho descritas a seguir.
a) Grau de fraturamento
O grau de fraturamento expressa a quantidade de fraturas que é verificada por metro
linear do testemunho, e reflete a quantidade de pedaços em que o maciço ficou fragmentado
(Guidicini et al, 1972). Essa característica é classificada segundo Tabela 2.11.
49
Tabela 2.11: Grau de faturamento (Guidicini et al, 1972)
b) Coerência
Essa característica baseia-se nas propriedades de tenacidade, dureza e friabilidade das
rochas, e pode ser determinada através da resistência que o testemunho apresenta ao impacto
do martelo ou risco com lamina de aço (Guidicini et al, 1972). A coerência é classificada
segundo a Tabela 2.12.
Tabela 2.12: Graus de coerência (Guidicini et al, 1972)
No ensaio utilizado no presente trabalho, a empresa executora apresentou uma forma
de avaliação mais pormenorizada que a Tabela 2.12, entretanto usando a mesma base de
caracterização.
c) Alteração
Representa o conjunto de alterações físico-químicas que o testemunho apresenta, fato
que conduz a degradação de características mecânicas (Serra Junior e Ojima, 1998). Essa
características é classificada segundo a Tabela 2.13.
Tabela 2.13: Graus de alteração de rocha (IPT, 1984, apud Serra Junior e Ojima, 1998)
F1 <1 Ocasionalmente fraturado
F2 1-5 Pouco fraturado
F3 6-10 Medianamente fraturado
F4 11-20 Muito fraturado
F5 >20 Extremamente fraturado
Sigla DenominaçãoNúmero de fraturas por metro
C1 Coerente
Quebra com dificuldade ao golpe do martelo, produzindo
fragmentos de borda cortantes. Superfície dificilmente riscável
por lâmina de aço. Somente escavável a fogo.
C2 Moderadamente coerenteQuebra com dificuldade ao golpe do martelo. Superfície riscável
com lâmina de aço. Escavável a fogo.
C3 Pouco coerente
Quebra com facilidade ao golpe do martelo, produzindo
fragmentos que podem ser partidos manualmente. Superfície
facilmente riscável por lâmina de aço. Escarificável
C4 IncoerenteQuebra com a pressão dos dedos, desagregando-se. Pode ser
cortada com lâmina de aço. Friável e escavável com lâmina.
Sigla Denominação Característica da rocha
50
Assim como para a coerência, no ensaio utilizado no presente trabalho, a empresa
executora apresentou um forma de avaliação mais pormenorizada que a Tabela 2.13,
entretanto usando a mesma base de caracterização.
d) Rock Quality Designation (RQD)
O RQD é definido como a porcentagem de pedaços de testemunho de rocha intactos,
maiores ou iguais a 10 centímetros, pelo comprimento do avanço da perfuração (Deere et al,
1967), e é, matematicamente definido através da Equação 2.52.
𝑅𝑄𝐷 =∑𝑝
𝑛. 1
Eq. 2.52
Sendo,
p = comprimento das peças maiores que 10 cm;
n = comprimento do avanço da perfuração
2.3.3 Ensaios Sísmicos
Os ensaios sísmicos são um tipo de ensaio geofísico, isto é, ensaios que se utilizam de
métodos indiretos de investigação do solo, não invasivos e, portanto, não destrutivos
(Gandolfo, 2012).
Esses baseiam-se na velocidade de propagação das ondas de compressão, VP, e de
cisalhamento, VS, para determinação dos parâmetros elásticos dos maciços: módulo de
Young, coeficiente de Poisson e módulo de cisalhamento.
A1 Sã ou praticamente sã
Apresenta minerais primários sem vestígio de alterações ou
alterações físicas e químicas insipientes. Neste caso a rocha é
ligeiramente descolorida
A2 Moderadamente alteradaApresenta mineirais moderadamente alterados e a rocha bastante
descolorida
A3 Muito alteradaApresenta minerais muito alterados, por vezes, pulverulentos e
friáveis
A4 Extremamente alteradaApresenta minerais totalmente alterados e a rocha é intensamente
descolorida, gradando para cores de solo
Sigla Denominação Característica da rocha
51
No presente trabalho serão apresentados os ensaio Crosshole, Downhole e MASW,
tendo os dois últimos sido utilizados para a estimativa do módulo de elasticidade e de
cisalhamento.
2.3.3.1 Ensaio sísmico entre furos de sondagem - Crosshole
O ensaio Crosshole consiste na geração de ondas de compressão e cisalhamento,
mediante impacto do martelo sísmico (fonte) localizado no interior do furo de sondagem.
Essas propagar-se-ão horizontalmente até o geofone (receptor), ambos instalados à mesma
profundidade, e em perfurações próximas (Ferreira, 2003). Um esquema do ensaio pode ser
visto na Figura 2.24.
Figura 2.24: Esquema do ensaio Crosshole
Fonte: Ferreira (2003)
Com isso, a velocidade das ondas no ensaio é determinada através da simples relação
entre espaço, conhecido através das distâncias entre os furos, que é da ordem de 5 metros, e
do tempo, que é determinado através da defasagem de tempo entre a emissão e captação da
onda.
Segundo Fernandes (2016), em sondagens mais profundas, para a realização do ensaio
Crosshole, é conveniente fazer o uso de levantamentos inclinométricos, obtendo-se dados
mais acurados de distância e velocidade, garantindo, consequentemente, melhor estimativa
dos parâmetros geotécnicos do subsolo.
52
Dessa forma, o Crosshole apresenta vantagem de emissão de ondas cujas trajetórias
são horizontais, fato que possibilita a sua realização em qualquer profundidade, e permite,
também, no caso de um perfil estratigráfico composto por camadas horizontais, que as ondas
percorram no interior de uma única camada.
2.3.3.2 Ensaio sísmico entre a superfície e pontos em profundidade - Downhole
O ensaio Downhole surge como uma alternativa mais econômica em relação ao
Crosshole, consistindo, também, na produção de ondas de compressão e cisalhamento
mediante impacto do martelo sísmico (fonte), que encontra-se, entretanto, localizado na
superfície do terreno (Ferreira, 2003).
Essas ondas propagar-se-ão verticalmente até o geofone (receptor), que encontra-se
localizado no interior do furo de sondagem. Assim, como fonte e receptor apresentam-se em
cotas distintas, o ensaio procede com a execução de um único furo de sondagem. Um esquema
do ensaio pode ser visto na Figura 2.25.
Os ensaios do tipo Downhole apresentam as seguintes vantagens: necessitam de
apenas um furo de sondagem para sua realização; as inclinações ocorridas no furo de
sondagem não alteram significativamente os resultados, dispensando a necessidade da
utilização de inclinômetros, e podem ser utilizados em conjunto com ensaios CPTU e
dilatométricos, permitindo melhor avaliação do terreno.
Entretanto, apresentam a desvantagem de, em perfis compostos por camadas
horizontais, em que as ondas necessariamente percorrerão diferentes camadas de solo, gerar a
necessidade de realização de correções das velocidades de propagação das ondas, mediante
uso da Equação 2.53.
𝑉𝑠 =[(𝑧 + 𝛿𝑧)
2 + 𝑥2]0,5 − (𝑧2 + 𝑥2)
(𝑡𝑧+𝛿𝑧 − 𝑡𝑧) Eq. 2.53
Sendo,
x = distância horizontal da origem das ondas até o centro do furo;
tz = espaço de tempo entre a emissão e captação da onda na profundidade z;
𝛿𝑧 = acréscimo de profundidade em relação à profundidade z;
𝑡𝑧+𝛿𝑧 = espaço de tempo entre a emissão e captação da onda na profundidade z + 𝛿𝑧.
53
Figura 2.25: Esquema do ensaio Downhole
Fonte: Modificado de Ferreira (2003)
2.3.3.3 Multichannel Analysis of Surface Waves (MASW)
Segundo Rocha (2013), “as ondas Rayleigh são caracterizadas por vibrar as partículas
num plano que aponta na direção da propagação da onda, em movimento elíptico horizontal
e vertical simultaneamente, sendo seu movimento semelhante às ondas na superfície da água”.
O método MASW consiste na análise do comportamento dispersivo dessas ondas, que
ao serem emitidas em diferentes frequências, percorrem diferentes profundidades do subsolo.
Assim, segundo Eikmeier (2018), “Cada comprimento de onda estará submetido às diferentes
propriedades elásticas do material que definem a sua velocidade de propagação”.
Como pode ser visto na Figura 2.26, o MASW é dividido em três etapas: aquisição,
processamento e inversão, para obtenção da espessura e Vs de cada subcamada. A etapa de
aquisição consiste, basicamente, nas etapas de emissão de ondas, através da fonte sísmica, e
captação de sinais, mediante uso de geofones.
A etapa de processamento consiste no tratamento matemático dos dados obtidos para
criação das curvas de dispersão, cuja velocidade é apresentada em função da frequência da
onda de superfície. Por último ocorre a etapa de inversão que utiliza os dados da curvas de
dispersão para obter o perfil de velocidade das ondas de cisalhamento em função da
profundidade do subsolo analisado.
54
Figura 2.26: Etapas do ensaio MASW
Fonte: (Lopes, 2005)
Embora os métodos que utilizam ondas superficiais sejam de simples execução e
possuam grande potencial de emprego na engenharia geotécnica, ainda demandam estudos
mais aprofundados devido à dificuldade presente na interpretação dos dados.
Produtos mais confiáveis de um levantamento de MASW podem ser obtidos quando
seus resultados são calibrados com ensaios sísmicos em furo(s) de sondagem (Crosshole ou
Downhole) que fornecem as informações mais acuradas do perfil de velocidade, Vs, com a
profundidade.
2.3.3.4 Interpretação dos resultados obtidos em ensaios sísmicos
Os resultados dos ensaios sísmicos podem ser utilizados para obtenção indireta de
outros parâmetros necessários nas análises das torres eólicas. Esses, por sua vez, são aplicados
nas formulações da teoria da elasticidade, Equação 2.54, que tem uso justificado, pois, para o
nível de deformações geradas pelo ensaio, da ordem de 10-6, os solos encontram-se dentro do
limite elástico-linear. Desse modo são utilizadas as Equações 2.55 e 2.56 para estimativa do
módulo de cisalhamento (G) e coeficiente de Poisson do solo.
𝐸0 = 2. (1 + 𝜈). 𝐺0 Eq. 2.54
Sendo,
55
E0 = módulo de elasticidade para baixos níveis de deformações;
𝐺0 =𝛾
𝑔. 𝑉𝑠
2 Eq. 2.55
Sendo,
Vs = velocidade da onda cisalhante;
g = gravidade.
𝜈 =(𝑉𝑝
𝑉𝑠)2
− 2
2. (𝑉𝑝
𝑉𝑠)2
− 1
Eq. 2.56
Sendo,
Vp = velocidade da onda de compressão.
Os valores dos módulos elásticos obtidos por meio destes ensaios são apresentados
como máximo, pois há um fenômeno de degradação dos mesmos com a ampliação do nível
das deformações, como mostra a Figura 2.27, fato que torna necessário o ajuste para o nível
de deformações aos qual o solo estará sujeito.
Figura 2.27: Degradação do Módulo de cisalhamento com o aumento das deformações
Fonte: Modificado de Milititsky (2019)
56
3 ESTUDO DE CASO – DESCRIÇÃO DOS CONDICIONANTES
Neste capítulo serão apresentadas as análises preliminares realizadas, visando definir
os parâmetros básicos necessários à execução do dimensionamento da fundação da turbina
eólica, assim como a apresentação das premissas e simplificações utilizadas no estudo.
Deste modo, o trabalho partirá de uma metodologia muito comumente realizada nos
grandes escritórios de projeto, passando de uma de macro análise, a partir da verificação da
região de estudo, até a verificação do mais pormenorizado e localizado ensaio de campo.
Sendo assim, no estudo sucederão as seguintes etapas: apresentação e análise da
localização do parque eólico, análise dos resultados de ensaio realizados com adoção de um
perfil estratigráfico típico de estudo, e definição dos parâmetros do solo a serem utilizados no
dimensionamento da fundação.
3.1 LOCALIZAÇÃO
O presente trabalho versa sobre os estudos geotécnicos necessários para
dimensionamento da fundação, do, já implementado, Parque Eólico Esperança, localizado na
divisa entre os municípios de Carfanaum e Bonito, destacados na Figura 3.1, situados no
nordeste do estado da Bahia.
Figura 3.1: Municípios de Carfanaum, Bonito e Mulungu do Morro, Bahia.
Fonte: Modificado de Abreu (2006)
57
O município de Carfanaum foi instituído em 1963, e conta hoje com área de 643,660
km² e, segundo o último censo realizado em 2010, população de 17209 habitantes. Já o
município de Bonito foi instituído em 1989, e apresentou no último censo, população de 14851
habitantes, distribuídos em seus 641,229 km². Ambos ficam localizados no interior do estado
da Bahia, a cerca de 450 km da capital Salvador, e apresentam características socioeconômicas
predominantemente rurais.
3.2 CARACTERÍSTICAS GEOLÓGICAS DA REGIÃO
A região avaliada no estudo encontra-se inserida em área de clima semiárido, e em
província biogeográfica conhecida como caatinga. O clima semi-árido é caracterizado por
apresentar precipitações pluviométricas muito irregulares, da ordem de 400 a 800 mm de
média anual (JACOMINE, 1996), e evaporação média anual da ordem de 2000 mm (SÁ E
SILVA, 2010).
No bioma da Caatinga prevalecem os solos com pouco quantidade de matéria orgânica,
ricos em minerais, rasos, que, não raramente, apresentam afloramentos rochosos no nível do
terreno (EMBRAPA, 2006). Desse modo, nas áreas de planície da região, predomina um perfil
estratigráfico formado por uma espessa camada de solo argiloso, seguido de material rochoso.
Já a região planáltica apresenta um perfil estratigráfico tipicamente composto por rochas
sedimentares, principalmente os arenitos.
A associação das características climáticas da região com os materiais que compõem
o perfil estratigráfico confere baixa capacidade de armazenagem de água para o ambiente, fato
que pode ser verificado através do tipo de vegetação existente no ambiente, e foi melhor
confirmado por meio dos ensaios de campo realizados no local.
A partir das características do perfil estratigráfico que serão apresentados a seguir, é
possível perceber que o parque eólico instaurado encontra-se inserido na região de planalto,
ou seja, com ausência de nível d’água, camadas rasas de solo superficial, seguido de longo
perfil de rocha sedimentar do tipo arenito.
3.3 PERFIS E ENSAIOS GEOTÉCNICOS
Para a execução de parte do parque eólico foram realizados 15 furos de sondagem (SP-
ES-01 a SP-ES-14), sendo um destes utilizados para melhor conhecimento do furo SP-ES-07,
58
que apresentou menor resistência à penetração ao longo da profundidade, indicando pior
comportamento resistente. Estas sondagens foram executadas nas regiões apresentadas na
Figura 3.2.
As sondagens executadas, devido à elevada resistência característica do subsolo da
região, foram do tipo mista, com realização de ensaio do tipo SPT. Com isso, nas regiões de
avanço com a sonda rotativa foram classificados os níveis de alteração, de coerência, de
fraturamento, e valor do parâmetro Rock Quality Designation (RQD). É importante ressaltar
que em nenhuma das investigações executadas, até a profundidade de 25 metros, verificou-se
a presença de nível d’água.
Figura 3.2: Localização dos pontos de sondagem mista
Fonte: Elaboração própria
O estudo conta, ainda, com dois ensaios sísmicos complementares, do tipo Downhole
e MASW, utilizados para propiciar maior confiabilidade em relação aos parâmetros elásticos
do solo.
Todas as sondagens apresentaram estratigrafias similares, apresentando uma camada
de areia fina superficial, que possui espessura predominante da ordem de poucas dezenas de
centímetros (SM-ES-04, por exemplo), mas podendo se estender até cerca de 7 metros (SM-
ES-10), como pode ser visto nas Figuras 3.3 e 3.4.
59
No que concerne aos valores de resistência à penetração, as sondagens apresentam
índices de resistência a penetração muito variáveis, sendo esses não inferiores a 7 golpes e
podendo alcançar elevados valores, da ordem de 30 golpes para poucos centímetros,
predominando o segundo tipo. Desse modo constata-se, para a região, um perfil de solo
competente desde a superfície do terreno até profundidade típica de 25 metros.
Figura 3.3: Trecho inicial da Sondagem SM-ES-04
Fonte: Arquivo da empresa
Figura 3.4: Trecho inicial da Sondagem SM-ES-10
Fonte: Arquivo da empresa
60
Logo abaixo da camada superficial de areia, encontra-se uma espessa camada de
arenito de granulação fina, na maior parte dos casos, de matriz siltosa, com origem sedimentar,
que se estende até os limites de 25 metros executados na sondagem.
Como exposto anteriormente, esse material foi classificado de acordo com seu grau de
alteração (podendo variar de A1 até A5, ou seja, rocha sã a totalmente alterada), grau de
faturamento (podendo variar de F1 até F5, ou seja, rocha pouco fraturada até fragmentada),
grau de coerência (podendo varia de C1 até C5, ou seja, muito coerente até friável) e segundo
seu percentual apresentado no índice RQD.
Desse modo, os perfis de sondagem realizados apresentaram, majoritariamente,
arenitos classificados com grau de faturamento F5, isto é, fragmentado; grau de coerência C5,
isto é, friável; e grau de alteração A3, isto é, medianamente alterados.
Os mesmo exibem, para as pequenas profundidades, valores muito variáveis de
recuperação, desde de 10% até mais de 80% de recuperação, que, de modo geral, ampliam
com incremento de profundidade, onde predominam os elevados valores, denotando a
melhora da qualidade do maciço; com baixos ou até nenhum valor de RQD ao longo de todo
material rochoso, vide boletins de sondagem apresentados no Anexo do texto.
O ensaio sísmico Downhole, executado nas proximidades do ensaio SM-ES-07, como
exposto anteriormente, apresentou valores de módulo de elasticidade máximo para pequenas
deformações (E0) variando cerca de quase três vezes para os primeiros 10 metros, de 281 até
819 MPa. Tal característica confirma a natureza de melhoria do perfil com o incremento de
profundidade, a partir da ampliação dos módulos elásticos do solo, conforme pode ser visto
na Tabela X, que apresenta parte da interpretação do resultado do ensaio Downhole executado.
3.4 PERFIL TÍPICO
A partir das informações expostas nas seções anteriores, no presente trabalho, foram
utilizadas como base as informações apresentadas para os furos número 07 – SM-ES-07, SM-
ES-07B e Downhole ES-07 -, visto que, esse é o perfil que apresenta as piores condições
geotécnicas dentre os demais que foram executados, maior número de informações, e não
muito distinto dos demais perfis, fato que poderia representar uma generalização equivocada.
Dessa forma, para a realização do dimensionamento do conjunto de fundações
executadas no Parque eólico, utilizou-se como base um perfil tipicamente arenoso, sem nível
d’água, com valores de resistência à penetração variando de acordo com os valores expostos
61
na sondagem número 07, Figura 3.6, e adotando-se a avaliação do maciço de arenito como
uma região de solo arenoso, visto que o mesmo apresentou elevado grau de alteração, sendo,
ainda, extremamente friável e muito fraturado, com características similares a de um solo.
A partir da análise da SM-ES-07, é possível perceber a existência, na profundidade de
7 metros, de uma camada de arenito com baixo valor de resistência à penetração, em que não
foi obtida nenhuma recuperação pela sondagem mista, fato que poderia configurar uma região
extremamente problemática. Entretanto, ao comparar com o perfil obtido no Downhole-ES-
07, Figura 3.5, não fica clara a existência de nenhuma descontinuidade no material, sendo
descontruída a hipótese de material problemático.
Figura 3.5: Ensaio Downhole-ES-07
Fonte: Modificado de arquivo de empresa
-1 987 409 258 107 126 0.17 249 296
-2 986 585 258 106 126 0.38 293 348
-3 985 791 302 146 173 0.41 412 489
-4 984 797 327 171 203 0.40 478 568
-5 983 762 329 173 206 0.39 481 571
-6 982 749 353 199 237 0.36 541 642
-7 981 765 406 264 314 0.30 689 818
-8 980 860 435 303 360 0.33 805 956
-9 979 1012 421 284 337 0.40 793 941
-10 978 981 431 297 352 0.38 819 972
-11 977 952 394 248 294 0.40 693 823
-12 976 1030 397 253 300 0.41 713 847
-13 975 1012 436 305 362 0.39 845 1003
-14 974 967 404 261 310 0.39 728 865
-15 973 946 494 390 463 0.31 1024 1216
-16 972 906 458 335 398 0.33 890 1057
-17 971 913 469 352 417 0.32 929 1103
-18 970 896 470 354 420 0.31 927 1101
-19 969 941 526 443 526 0.27 1128 1339
-20 968 914 496 394 467 0.29 1017 1207
-21 967 944 559 499 593 0.23 1229 1459
-22 966 940 499 398 473 0.30 1039 1234
-23 965 962 478 365 434 0.34 977 1160
-24 964 947 542 471 559 0.26 1182 1404
-25 963 1011 557 497 590 0.28 1273 1512
Emín (MPa) Emáx (MPa)
Donwhole - ES 07
Prof. (m) Elevação
(m)Vp (m/s) Vs (m/s) Gmín (MPa) Gmáx (MPa) Poisson
62
Figura 3.6: Sondagem mista SM-ES-07
Fonte: Modificado de arquivo de empresa
63
Cabe salientar que a Figuras 3.5 e 3.6 foram modificadas de modificadas de modo a
realçar a região de maior interesse, entre 3 e 11 metros, como será visto mais adiante.
3.5 CARREGAMENTO ATUANTES NA FUNDAÇÃO
Como já mencionado anteriormente, a infraestrutura das torres eólicas compõe o
conjunto denominado fundações especiais, devido à presença de carregamentos distintos em
relação aos usuais presentes na indústria da construção civil, que serão apresentados a seguir.
Com exceção dos carregamentos oriundos do dimensionamento, como os pesos de
reaterro – realizado posteriormente às etapas de escavação e execução da estrutura de
fundação – e da própria estrutura da fundação, os demais conjuntos de solicitações e suas
respectivas magnitudes, apresentadas na Tabela 3.2, são fornecidos pelo fabricante da Torre
Eólica. São informadas, também, as restrições necessárias ao bom funcionamento da estrutura,
tais como, limitações de recalques e de valores das rigidezes, por exemplo.
Tabela 3.2: Carregamentos solicitantes na fundação da turbina estudada
Sendo:
Fx, y, z = Forças atuantes segundo a direção dos eixos x, y (horizontais) e z (vertical);
Fxy = Força resultante do somatório das componentes horizontais x e y;
Mx, y, z = Momentos atuantes segundo a direção dos eixos x, y (horizontais) e z
(vertical). Sendo os dois primeiros responsáveis pela flexão do elemento de fundação, e o Mz
pela torção do elemento;
Mxy = Momento resultante do somatório das componentes horizontais x e y.
Fx (kN) - Fx (kN) 877,9
Fy (kN) - Fy (kN) 19,8
Fxy (kN) 410,3 Fxy (kN) 878,2
Fz (kN) 3021,84 Fz (kN) 3015,5
Mx (kN) - Mx (kN) 1930,4
My (kN) - My (kN) 66591,1
Mxy (kN) 36661,0 Mxy (kN) 66619,1
Mz (kN) 0 Mz (kN) 905,5
Fh' (kN) 410,3 Fh' (kN) 1029,0
Normal Extremo
Carregamentos
64
No que concerne ao peso próprio da fundação da torre eólica e do reaterro, os mesmos
foram determinados durante o dimensionamento da estrutura de fundação. No presente
trabalho, foram utilizados os valores de 25 e 18 kN/m³ para os pesos específicos do concreto
armado e reaterro, respectivamente.
Além da magnitude das forças solicitantes, faz-se necessário, também, determinar os
seus pontos de aplicação. O carregamento vertical fornecido pelo fabricante é considerado
centrado pela decomposição de efeitos de carga excêntrica em força vertical, acrescido de uma
carga de momento. As forças gravitacionais do reaterro e fundação são consideradas centradas
devido à simetria da geometria e homogeneidade dos materiais.
Todavia o conjunto de forças horizontais atuantes na estrutura, segundo informações
contidas no manual fornecido pelo fabricante, encontra-se aplicado a 20 cm acima do topo da
fundação do tipo sapata, sendo necessário, no dimensionamento, considerar seu efeito de
excentricidade a partir de um momento atuante equivalente.
65
4 ESTUDO DE CASO - DIMENSIONAMENTO GEOTÉCNICO DA
FUNDAÇÃO
4.1 GEOMETRIA E CARREGAMENTOS RESULTANTES
O dimensionamento geotécnico da fundação é o objeto principal do presente estudo, e
visa estabelecer as relações geométricas de todos os componentes da estrutura, assim como
seus materiais, de modo a assegurar a estabilidade da estrutura durante a vida útil do projeto.
Desse modo, para garantia da segurança, faz-se necessário, então, conhecer os
carregamentos que irão atuar em toda estrutura, assim como os possíveis mecanismos de falha,
realizando as verificações de segurança pertinentes.
Para tanto será estudada a estabilidade da Torre Eólica Gamesa de 2,1 MW e 80 metros
de altura, a partir da adoção de uma fundação circular de 17 metros de diâmetro, 3,0 metros
de altura, divididas em 1,8 metro de base e 1,1 metro de comprimento inclinado, verificados
durante o processo de dimensionamento, vide Figura 4.1.
Essa geometria foi realizada mediante um pré-dimensionamento da estrutura de
fundação, que, no presente trabalho, foi realizada através da seguinte sequência de passos:
1. Verificação das rigidezes rotacional e translacional – utilizada por ser uma
formulação função, além dos parâmetros do solo já estabelecidos, do raio da
fundação, possibilitando uma primeira análise;
2. Verificação da capacidade de carga – obtenção da área e dimensões efetivas;
3. Análise do tombamento – nessa foi, inicialmente, constatada a não segurança da
estrutura, sendo necessário ampliar o valor da cota de assentamento da fundação,
obtendo maior peso da estrutura;
4. Análise da Excentricidade a partir do critério das empresas fabricantes de Turbinas
eólicas – realizando o ajuste final da geometria da fundação.
66
Figura 4.1: Geometria adotada no dimensionamento da fundação circular da torre eólica
Fonte: Elaboração própria
A partir do dimensionamento da estrutura foi possível determinar todas as forças
necessárias para análise da fundação. Com isso, através de simples relações geométricas,
determinaram-se os volumes da fundação e do reaterro, 531,5 e 149,4 m³, respectivamente.
Esses foram associados aos pesos específicos aos respectivos pesos específicos, obtendo-se
os valores apresentados nas Equações 4.1 e 4.2.
𝑃𝑓𝑢𝑛 = 𝛾𝑐𝑜𝑛. 𝑉𝑓𝑢𝑛 = 25 . 531,5 = 13288 𝑘𝑁 Eq. 4.1
𝑃𝑟𝑒𝑎 = 𝛾𝑟𝑒𝑎. 𝑉𝑟𝑒𝑎 = 18 . 149,4 = 2689 𝑘𝑁 Eq. 4.2
Sendo,
𝛾𝑐𝑜𝑛 = peso específico do concreto;
𝑉𝑓𝑢𝑛 = volume da fundação;
𝛾𝑟𝑒𝑎 = peso específico do reaterro;
𝑉𝑟𝑒𝑎 = volume do reaterro.
Desse modo, para a as verificações serão utilizados os seguintes valores de carga
resumidos na Tabela 4.1, obtidos mediante simples somatório dos valores característicos dos
carregamentos atuantes.
Tabela 4.1: Resumo dos carregamentos atuantes
Fh' (kN) 410,3 Fh' (kN) 1029,8
Fv (kN) 18999 Fv (kN) 18993
Mxyr (kN.m) 37974 Mxyr (kN.m) 69966
Aef (m²) 159,6 Aef (m²) 105,8
Carregamentos
Normal Extremo
67
Sendo,
Mxyr = momento total resultante da soma do Mxy com o momento gerado pela força
horizontal.
4.2 PARAMETRIZAÇÃO
Para determinação dos valores adotados de parâmetros de resistência e
deformabilidade do solo, foram utilizados o conjunto de equações apresentados na seção 2.3,
associados a sondagem mista SM-ES-07 e aos ensaios sísmicos executados nas proximidades.
Para tanto foram realizadas as seguintes considerações na análise:
1 Limite superior de índice Nspt igual a 30 golpes, objetivando minorar os valores
dos parâmetros encontrados;
2 Escavação prévia da região até cota de 3 metros de profundidade, visando
retirada do material superficial de resistência inferior apresentado no furo
número 07 (Nspt = 7 golpes no segundo metro de escavação);
3 Região de influência compreendida entre as profundidades de 3 e 11 metros,
ou seja, 8 metros, aplicando a relação de metade da menor dimensão, conforme
Vesic (1975).
Dessa forma serão utilizados os parâmetros segundo a Tabela 4.2 que apresenta os
índices de resistência nas profundidades de 3 a 11 metros, além de seus valores corrigidos. A
parametrização do problema será realizada mediante adoção da média aritmética dos valores
obtidos nos ensaios, na região delimitada de influência.
Tabela 4.2: Índices de penetração
1 7 8,4
2 30 36
3 30 36
4 30 36
5 20 24
6 29 34,8
7 7 8,4
8 30 36
9 30 36
10 30 36
11 30 36
Profundidade
(m)Nspt N60
SM-ES-07
68
4.2.1 Ângulo de Atrito
Para a estimativa do ângulo de atrito serão utilizadas as correlações apresentadas
anteriormente.
a) Godoy (1983)
De acordo com a Equações 4.3 apresentada por Godoy (1983), tem-se a seguinte
parametrização:
Ф′ = 28° + ,4. 𝑁𝑠𝑝𝑡 Eq. 4.3
Ф′ = 28 + ,4. (3 + 3 + 2 + 29 + 7 + 3 + 3 + 3 + 3
9) = 38,5° Eq. 4.4
b) Hatanaka e Uchida (1996)
Segundo as Equação 4.5 estabelecida por Hatanaka e Uchida (1996), tem-se:
Ф′ = 2 ° + √15,4. 𝑁60 Eq. 4.5
Ф′ = 2 + √15,4 . 1,2 . 26,2 = 42, °
Eq. 4.6
c) Teixeira (1996)
Por fim, para a proposição de Teixeira (1996), Equações 4.7 e 4.8, tem-se a relação
apresentada a seguir:
𝜙′ = 15° + √24.𝑁𝑠𝑝𝑡 Eq. 4.7
Ф′ = 15 + √24 . 26,2 = 4 ,1° Eq. 4.8
Desse modo, através da verificação das três correlações apresentadas, é possível
perceber que as mesmas retornam valores similares para o parâmetro em questão. Dessa
forma, será adotado o valor de ângulo de atrito de 40 graus, aproximadamente igual à média
obtida entre os três valores anteriormente avaliados, Equação 4.9.
Ф′𝑎𝑑𝑜𝑡𝑎𝑑𝑜 =38,5 + 42, + 4 ,1
3= 4 ,2 ≅ 4 ° Eq. 4.9
69
Cabe ressaltar, que o valor de ângulo de atrito adotado foi obtido entre as
profundidades de 3 a 11 metros, ou seja, B/2 (Vesic, 1975) abaixo da cota de assentamento.
Desse modo, o valor do ângulo de atrito encontra-se muito aquém do valor que seria obtido
caso não fosse imposta uma limitação superior para o índice de penetração do ensaio SPT,
resultando em maior segurança nas análises que sucederão.
4.2.2 Coesão Efetiva
No presente trabalho, como o perfil estratigráfico é formado por uma camada
superficial de solo arenoso, seguido de um arenito que, de modo geral, apresenta-se
fragmentado e friável, e, além disso, respeitando o perfil típico composto apenas por um solo
arenoso de elevado grau de compacidade, optou-se por desprezar a coesão efetiva.
4.2.3 Módulo de Elasticidade
Com o objetivo de adotar um parâmetro confiável para o módulo de elasticidade do
subsolo da região, serão avaliados os resultados dos dois tipos de ensaios: ensaios de
sondagem com SPT e ensaios sísmicos.
Os primeiros serão avaliados mediante uso das correlações apresentadas. Já os ensaios
sísmicos serão analisados a partir das relações presentes na teoria da elasticidade, fato que
permite obtenção de parâmetros de deformabilidade com maior confiabilidade.
a) Teixeira e Godoy (1996)
Segundo a Equação 4.10 formalizada por Teixeira e Godoy (1996), e utilizando μ igual
a 5,0 para solo constituído por matriz siltosa, e k igual a 0,45 para um silte arenoso, tem-se:
𝐸 = 𝜇. 𝑞𝑐 = 𝜇.𝐾.𝑁𝑠𝑝𝑡 Eq. 4.10
𝐸 = 5 . ,45 . 26,2 = 59, 𝑀𝑃𝑎 Eq. 4.11
b) Freitas et al (2012)
De acordo com a Equação 4.12, ajustada por Freitas et al (2012), tem-se a seguinte
parametrização:
70
𝐸 = 8 .𝑁600,8 (𝑘𝑃𝑎) Eq. 4.12
𝐸 = 8 . (26,2 . 1,2)0,8 = 126,3 𝑀𝑃𝑎 Eq. 4.13
c) Schnaid e Odebrecht (2012)
Conforme as Equações 4.14, 4.16 e 4.19 estabelecidas por Schnaid e Odebrecht
(2012), temos os seguintes valores para a média e limites superior e inferior do módulo de
elasticidade do solo adotado:
𝐸𝑚𝑒𝑑 = 2, 1. 𝑁60(𝑀𝑃𝑎) Eq. 4.14
𝐸𝑚é𝑑 = 2, 1 . 1,2 . 26,2 = 63,2 𝑀𝑃𝑎 Eq. 4.15
𝐸𝑠𝑢𝑝 = 2, 1. 𝑁60 + ,611√𝑁602 − 19,79. 𝑁60 + 184,63 (𝑀𝑃𝑎) Eq. 4.16
𝐸𝑠𝑢𝑝 = 2, 1 . 1,2 . 26,2 + √1,2 . 26,2² − 19,79 . 1,2 . 26,2 + 184,63
𝐸𝑠𝑢𝑝 = 82,9 𝑀𝑃𝑎
Eq. 4.17
Eq. 4.18
𝐸𝑖𝑛𝑓 = 2, 1. 𝑁60 − ,611√𝑁602 − 19,79. 𝑁60 + 184,63 (𝑀𝑃𝑎) Eq. 4.19
𝐸𝑖𝑛𝑓 = 2, 1 . 1,2 . 26,2 − √1,2 . 26,2² − 19,79 . 1,2 . 26,2 + 184,63
𝐸𝑖𝑛𝑓 = 43,6 𝑀𝑃𝑎
Eq. 4.20
Eq. 4.21
d) Ensaio Downhole
Para a estimativa do valor de módulo de elasticidade a partir do ensaio Downhole
utilizou-se a média dos valores obtidos entre as profundidades de 3 a 11 metros, utilizando o
mesmo critério, conservador para essa análise, de metade do diâmetro.
𝐸0 =412 + 478 + 481 + 541 + 689 + 8 5 + 793 + 819 + 693
9
Eq. 4.22
𝐸0 = 634,5 𝑀𝑃𝑎 Eq. 4.23
Esse valor deve ainda ser ajustado para o nível de deformação compatível com a gerada
pela instalação de uma fundação, considerando a degradação do módulo com o incremento
das deformações.
71
Desse modo será adotado, conforme Figura 2.27 e recomendação da norma N-1848 da
Petrobrás, um fator multiplicativo de 0,35. Esse valor encontra-se, ainda, próximo ao valor
adotado por Freitas et al (2012), que atribuíram redução de um terço para solos arenosos. Com
isso temos:
𝐸 = 634,5 . ,35 = 222 𝑀𝑃𝑎 Eq. 4.24
Cabe ressaltar que, para limitações menos restritivas do valor de Nspt e mais plausíveis
pelos resultados apresentados, tal como limite de 50 golpes, seria possível obter valor mais
equiparado, a partir da proposta de Freitas et al (2012), ao utilizado na análise, como pode ser
visto nas Equações 4.25 a 4.27.
𝐸 = 5 . ,45 . 37,3 = 83,9 𝑀𝑃𝑎 Eq. 4.25
𝐸 = 8 . (1,2 . 37,3)0,8 = 167,4 𝑀𝑃𝑎 Eq. 4.26
𝐸𝑚é𝑑 = 2, 1 . 1,2 . 37,3 = 9 , 𝑀𝑃𝑎 Eq. 4.27
Como os valores baseados no Nspt encontram-se muito conservadores devido à
limitação de 30 golpes imposta ao índice do ensaio; e devido a maior confiabilidade
apresentado pelo ensaio sísmico, optou-se, para o presente trabalho, pela adoção de um
parâmetro mais próximo dos do ensaio Downhole e ajustando a abordagem de Freitas el al
(2012) com limitação superior de 50 golpes. Dessa forma adotou-se como módulo de
elasticidade o valor de 175 MPa.
4.2.4 Coeficiente de Poisson
O coeficiente de Poisson é um parâmetro de deformabilidade que apresenta pequena
faixa de variação. Para os solos arenosos, segundo a N-1848 da Petrobras, ν encontra-se
compreendido entre os valores de 0,3 a 0,4. Desse modo, a partir da média do ensaio
Downhole, Equação 4.28, tem-se:
𝜈 = ,41 + ,4 + ,39 + ,36 + ,3 + ,33 + ,4 + ,38 + ,4
9= ,37
Eq. 4.28
72
4.2.5 Módulo de Cisalhamento
Assim como o módulo de Young, o módulo de cisalhamento ser obtido mediante uso
de correlações com o índice de penetração obtido no ensaio SPT, e através dos ensaios
sísmicos a partir do uso das relações da Teoria da Elasticidade, e foram utilizadas as mesmas
considerações aplicadas ao módulo E.
Além disso, esses valores também devem ser compatibilizados para o nível de
deformação atribuído a uma fundação. Tal consideração também será feita mediante adoção
de um fator multiplicativo de 0,35.
a) Petrobras N-1848
Para a análise do módulo de cisalhamento, utilizou-se o valor imediatamente abaixo
da cota de assentamento, ou seja, profundidade de três metros. De acordo com a Equação 4.29
apresentada na norma N-1848 da Petrobrás, tem-se a seguinte correlação:
𝐺0 = 12 . 𝑁600,8 Eq. 4.29
𝐺0 = 12 . 3 0,8 = 182,3 𝑀𝑃𝑎 Eq. 4.30
𝐺 = 182,3 . ,35 = 63,8 𝑀𝑃𝑎 Eq. 4.31
b) Downhole
O módulo G foi obtido através da adoção dos valores do módulo de elasticidade e
coeficiente de Poisson, anteriormente estabelecidos, mediante Equação 2.54, advinda da
Teoria da Elasticidade. Com isso, tem-se:
𝐺0 =𝐸0
2 . (1 + 𝜈)=
175
2 . (1 + ,37)= 63,9𝑀𝑃𝑎 Eq. 4.32
Dessa forma adotou-se para o módulo de cisalhamento o valor de 63,9 Mpa.
73
4.3 VERIFICAÇÕES DA SEGURANÇA
No presente trabalho, as verificações da estabilidade da torre foram iniciadas a partir
da Rigidez Rotacional e Translacional mínimas necessárias para o conjunto solo-estrutura,
visto que essas apresentam formulações mais simples, que dependem dos parâmetros do solo,
e, unicamente, do raio da estrutura de fundação, permitindo uma primeira avaliação da
geometria.
Posteriormente foram avaliadas a segurança em relação ao deslizamento, ao
tombamento, à capacidade de carga e à excentricidade dos carregamentos. Também foram
verificados os recalques absolutos, diferenciais e distorcionais. Essas análises serão
apresentadas a seguir, utilizando da sequência mencionada anteriormente, ou seja, na
sequência do dimensionamento.
4.3.1 Rigidez Translacional e Rotacional
Conforme já mencionadas anteriormente, essas foram as análises iniciais devido a
maior simplicidade vista na formulação teórica.
O limite mínimo de rigidez rotacional apresentado pela interação solo estrutura no
processo de dimensionamento foi estabelecido pela empresa fabricante, através dos
documentos de referência. Segundo estes, para garantir a segurança da estrutura, o conjunto
deve apresentar rigidez rotacional mínima superior a 79,28 GN.m/rad.
Já a rigidez translacional mínima necessária pode ser obtida pela Tabela 4.3, também
fornecida pela fabricante, que correlaciona o valor mínimo de Rigidez Translacional ao valor
mínimo de Rigidez Rotacional.
Tabela 4.3: Correlação entre os valores mínimos de Rigidez Rotacional e Translacional
25,0 49,0
30,0 17,5
48,0 8,2
77,0 6,1
122,0 6,0
196,0 6,0
313,0 6,0
441,0 6,0
500,0 6,0
Rigidez Translacional
(MN/m)
Rigidez Rotacional
(GN.m/rad)
74
Sendo assim, para verificação das rigidezes, foram aplicados valores de 8,5 metros de
raio para a fundação e 3,0 metros de embutimento em solo, verificado no dimensionamento;
0,37 para o coeficiente de Poisson e 63,9 MPa para módulo cisalhante na profundidade de três
metros, obtidos na parametrização do solo. Dessa forma foram obtidos os resultados
apresentados nas Equações 4.33 a 4.38.
𝐾𝜃,𝑟 =8. 𝐺. 𝑅3
3. (1 − 𝜈)≥ 𝐾𝜃,𝑟 𝑚í𝑛𝑖𝑚𝑜 Eq. 4.33
𝐾𝜃,𝑟 =8 . 63,9 . 8,53
3 . (1 − ,37)= 166,1 𝐺𝑁.
𝑚
𝑟𝑎𝑑> 79,28 𝐺𝑁.
𝑚
𝑟𝑎𝑑 Eq. 4.34
𝐹𝑆𝑘𝜃 =166,1
79,28≅ 2,1 Eq. 4.35
𝐾𝑥,𝑟 =32. 𝐺. 𝑅. (1 − 𝜈)
7 − 8. 𝜈≥ 𝐾𝑥,𝑟 𝑚í𝑛𝑖𝑚𝑜 Eq. 4.36
𝐾𝑥,𝑟 =32 . 63,9 . 8,5 . (1 − ,37)
7 − 8 . ,37= 271
𝑀𝑁
𝑚≫ 6,1
𝑀𝑁
𝑚 Eq. 4.37
𝐹𝑆𝑘𝑥 =271
6,1≅ 444 Eq. 4.38
Através das verificações realizadas o conjunto solo-fundação garantiu os requisitos de
segurança mínimo para a geometria da solução adotada, apresentando um fator de segurança
de 2,1 em relação à rigidez rotacional e mais de 440 para a rigidez translacional.
Cabe salientar que para a segunda análise, o valor mínimo necessário decai com o
aumento do valor da rigidez rotacional, conforme pode ser visto na Tabela 4.2, contribuindo
para a justificativa do elevado valor de segurança obtido.
4.3.2 Capacidade de Carga
A verificação da capacidade de carga geotécnica é um tipo de análise necessária a
qualquer projeto de fundação, e tem como objetivo atestar que o solo de fundação possua
resistência suficiente para suportar as tensões que nele serão induzidas, garantindo a
segurança.
Cabe ressaltar que essa também é uma verificação de estado limite último de
resistência, em que serão analisados os dois tipos de carregamento, normal e extremo. Essa
75
será avaliada mediante aplicação do método analítico de cálculo de capacidade de carga de
fundações superficiais ou rasas, com aplicação de fatores de segurança globais.
a) Carregamento Normal
Para verificação da capacidade de carga, no caso de carregamento normal, foram
utilizadas as solicitações fornecidas pela fabricante, e os pesos da fundação e aterro obtidos
no dimensionamento, resumidas na Tabela 4.1, resultando na análise apresentada a seguir.
Primeiramente foi realizado o cálculo da área efetiva, conceito estabelecido por
Hansen (1961), tendo sido utilizadas as formulações presentes em Milititsky (2019), aplicadas
a seguir. O valor da excentricidade no carregamento normal foi determinado na Equação 4.33
e é igual a 2,0 metros.
A partir dos valores da excentricidade e do raio são determinados os valores da área
efetiva, 𝑏𝑒 e 𝑙𝑒, como apresentado nas Equações 4.39 a 4.42.
𝐴𝑒𝑓 = 2(𝑅2. cos−1𝑒
𝑅− 𝑒.√𝑅2 − 𝑒2)
Eq. 4.39
𝐴𝑒𝑓 = 2 . [8,52 . cos−1 (2
8,5) − 2.√8,52 − 2²] = 159,6 𝑚² Eq 4.40
𝑏𝑒 = 2. (𝑅 − 𝑒) = 2 . (8,5 − 2, ) = 13, 𝑚
Eq. 4.41
𝑙𝑒 = 2. 𝑅√1 − (1 − 𝑏𝑒2. 𝑅
)2
= 2 . 8,5 . √1 − (1 −13,
2 . 8,5)2
= 16,5 𝑚
Eq. 4.42
Posteriormente foram determinados os valores de largura e comprimento efetivos, a
partir das Equações 4.43 e 4.44. Essas podem ser verificadas na Figura 4.2.
𝐿′ = √𝐴𝑒𝑓 . 𝑙𝑒
𝑏𝑒= √
159,6 . 16,5
13, = 14,2 𝑚
Eq. 4.43
𝐵′ =𝐿′
𝑙𝑒. 𝑏𝑒 =
14,2
16,5 . 13, = 11,2 𝑚
Eq. 4.44
76
Figura 4.2: Área efetiva para o carregamento normal
Fonte: Elaboração própria
Para determinação dos parâmetros de capacidade da equação da capacidade de carga
utilizou-se o valor do ângulo de atrito do solo de fundação, igual a 40°. Desse modo, os
parâmetros foram obtidos com uso da Tabela 2.2 e tem-se Nc igual a 75,31; Nq igual a 64,20
e Nγ, segundo Hjiaj, Lyamin e Sloan (2005), igual a 85,11.
Como já mencionado anteriormente, a coesão do solo de fundação foi desprezada, ou
seja, c igual a zero. Já a tensão vertical efetiva no nível da base da fundação (q) é obtida pelo
produto entre o peso específico do solo natural e a profundidade de assentamento, ou seja, q
igual 54,0 kN/m².
Completando a análise da capacidade de carga foram determinados os fatores de
influência. Os fatores de inclinação do terreno e da profundidade de assentamento foram
desprezados na análise, visto que a região de assentamento da base da fundação é horizontal,
e a segunda foi desprezada por se tratar de conduta a favor da segurança (Vesic, 1975). Os
demais fatores foram obtidos através das análises a seguir:
Para o cálculo do fator de forma da fundação, sq e sγ, foram utilizadas as Equações 4.45
e 4.46, obtendo-se os seguintes resultados:
𝑠𝑞 = 1 + tan𝛷′ = 1 + tan 4 ° = 1,84 Eq. 4.45
𝑠𝛾 = ,6 Eq. 4.46
77
Já para os fatores de inclinação de carga, iq e iγ, serão aplicadas as equações 4.48 a
4.51, além da 4.47 correlata, obtendo-se os seguintes resultados:
𝑚 =2 + 𝑅
𝑅⁄
1 + 𝑅𝑅⁄=2 +
1
1
1 +1
1
= 1,5 Eq. 4.47
𝑖𝑞 = [1 −𝐹ℎ′
𝐹𝑣 + 𝐵′. 𝐿′. 𝑐. 𝑐𝑜𝑡 𝛷]
𝑚
Eq. 4.48
𝑖𝑞 = [1 −41 ,31
3 21,8 + 13288 + 2689 + ]1,5
= ,968 Eq. 4.49
𝑖𝛾 = [1 −𝐹ℎ′
𝐹𝑣 + 𝐵′. 𝐿′. 𝑐. 𝑐𝑜𝑡 𝛷]
𝑚+1
Eq. 4.50
𝑖𝛾 = [1 −41 ,31
3 21,8 + 13288 + 2689 + ]2,5
= ,947 Eq 4.51
Por fim será realizada a verificação do fator de compressibilidade do solo. Esse será
feito mediante comparação entre o índice de rigidez, Ir, do solo, Equação 4.52, e o índice de
rigidez crítico, Ir,crit, Equação 4.53, ressaltando-se que os fatores de redução de capacidade de
carga só serão aplicados nos casos em que Ir for inferior ao Ir,crit. Desse modo tem-se:
𝐼𝑟 =𝐺
𝑐 + 𝜎 tanФ=
639
+ 18 . (8,5 + 3). tan 4 °= 368,9 Eq. 4.52
𝐼𝑟,𝑐𝑟𝑖𝑡 =1
2. 𝑒[(3,30−0,45.
𝐵
𝐿)cot(45−
Ф
2)] =
1
2 . 𝑒[
(3,30−0,45.1) cot(45−40
2)] = 225,6 Eq 4.53
O valor de σ é referente à tensão atuante em B/2 abaixo da cota de assentamento
(Vesic, 1975), que para a fundação circular assume o valor do seu raio. Utilizou-se, ainda, um
peso específico de referência de 18 kN/m³.
A partir da comparação entre os valores de rigidez do solo e sua rigidez crítica, não
haverá necessidade de uso do fator de redução da capacidade de carga por influência da
compressibilidade, portanto cq e cγ assumem valor unitário. Cabe salientar, que o valor de Ir,crit
obtido foi compatível com o verificado em Velloso e Lopes (2004).
78
A partir da obtenção de todos os parâmetros necessários, a capacidade de carga foi
determinada a partir das Equações 4.54 a 4.56.
𝑞𝑟𝑢𝑝 = 𝑐.𝑁𝑐 . 𝑠𝑐 . 𝑖𝑐 . 𝑏𝑐 . 𝑔𝑐 . 𝑐𝑐 + 𝑞.𝑁𝑞 . 𝑠𝑞 . 𝑖𝑞 . 𝑏𝑞 . 𝑔𝑞 . 𝑐𝑞 +𝐵′
2. 𝛾. 𝑁𝛾 . 𝑠𝛾 . 𝑖𝛾 . 𝑏𝛾. 𝑔𝛾 . 𝑐𝛾
Eq 4.54
𝑞𝑟𝑢𝑝 = 54, .64,2 .1,84. ,968 +11,2
2. 18. 85,11 . ,6. ,947 = 11 𝑀𝑃𝑎 Eq 4.55
𝑄𝑟𝑢𝑝 = 𝑞𝑟𝑢𝑝. 𝐴𝑒𝑓 = 11 49 . 159,6 = 176342 𝑘𝑁 Eq. 4.56
Sabe-se que a tensão máxima atuante no solo ocorre em um dos bordos da estrutura de
fundação. Portanto, a partir da equação 4.57, tem-se:
𝑞𝑚á𝑥 =𝐹𝑣𝐴+𝑀𝑥𝑦. 𝑅
𝐼𝑥𝑦=18999,5
𝜋 . 8,5²+37974,5 . 8,5
𝜋 .8,54
4
= 162,4 𝑘𝑃𝑎 Eq. 4.57
Desse modo, os fatores de segurança tanto para carga quanto para tensão foram obtidos
através das relações entre os valores de resistência e os valores atuantes, obtendo os seguintes
resultados.
𝐹𝑆𝑞 =11 49
162,4= 68, Eq 4.58
𝐹𝑆𝑄 =176342
18999,5= 92,8 Eq 4.59
b) Carregamento Extremo
Assim como para o carregamento normal, no carregamento extremo foram utilizadas
as solicitações fornecidas pela fabricante, e os pesos da fundação e aterro obtidos no
dimensionamento, resumidas na Tabela 4.1.
Por conta da aplicação de maiores valores de momento, será gerada uma maior
excentricidade no carregamento, que, para o caso de carregamento extremo, é igual a 3,68 m
como visto na Equação 4.36, resultando na redução da área efetiva da fundação.
Como já foi visto anteriormente, a partir dos valores da excentricidade e do raio são
determinados os valores da área efetiva, 𝑏𝑒 e 𝑙𝑒, como apresentado a seguir:
79
𝐴𝑒𝑓 = 2(𝑅2. cos−1𝑒
𝑅− 𝑒.√𝑅2 − 𝑒2)
Eq. 4.60
𝐴𝑒𝑓 = 2 . [8,52 . cos−1 (3,68
8,5) − 3,68√8,52 − 3,68²] = 1 5,9 𝑚² Eq. 4.61
𝑏𝑒 = 2. (𝑅 − 𝑒) = 2 . (8,5 − 3,68) = 9,64 𝑚 Eq. 4.62
𝑙𝑒 = 2. 𝑅√1 − (1 − 𝑏𝑒2. 𝑅
)2
2 . 8,5 . √1 − (1 −9,64
2 . 8,5)2
= 15,3 𝑚
Eq. 4.63
Posteriormente foram determinados os valores de largura e comprimento efetivos, a
partir das Equações 4.64 e 4.65 a seguir, e que podem ser verificadas na Figura 4.3.
𝐿′ = √𝐴𝑒𝑓 . 𝑙𝑒
𝑏𝑒= √
1 5,9 . 15,3
9,64= 13, 𝑚 Eq. 4.64
𝐵′ =𝑙𝑒𝑓
𝑙𝑒. 𝑏𝑒 =
13,
15,3 . 9,64 = 8,2 𝑚 Eq. 4.65
Figura 4.3: Área efetiva para o carregamento extremo
Fonte: Elaboração própria
Nessa segunda análise de capacidade de carga, foram utilizados os mesmos parâmetro
Nc, Nq e Nγ, visto que esses são função apenas do ângulo de atrito do solo. Foram utilizados,
80
também, os mesmo valores de fator de forma, fator de compressibilidade relativa, inclinação
do terreno e inclinação da base, visto que essas características não foram modificadas de uma
análise para a outra
Entretanto, fez-se necessário calcular novos valores de inclinação de carga, visto que
esses são função da magnitude do carregamento. Desse modo, assim como na análise para o
carregamento normal, para obtenção dos fatores iq e iγ, a partir das Equações 4.68 a 4.71.
No caso do carregamento extremo, uma das solicitações existente é a de Momento
Torsor. Portanto, como já mencionado anteriormente, faz-se necessário corrigir o valor de
esforço horizontal aplicado na torre, que será feito a por meio das Equações 4.66 e 4.67.
𝐹ℎ′ =
2.𝑀𝑧
𝐿′+ √𝐹𝑥𝑦² + (
2.𝑀𝑧
𝐿′)2
Eq 4.66
𝐹ℎ′ =
2 . 9 5,5
12,97+ √878,15² +
2 . 9 5,5
12,97= 1 29 𝑘𝑁 Eq 4.67
𝑖𝑞 = [1 −𝐹ℎ′
𝐹𝑣 + 𝐵′. 𝐿′. 𝑐. 𝑐𝑜𝑡 𝛷]
𝑚
Eq. 4.68
𝑖𝑞 = [1 −1 29
3 15,5 + 13288 + 2689 + ]1,5
= ,92 Eq. 4.69
𝑖𝛾 = [1 −𝐹ℎ′
𝐹𝑣 + 𝐵′. 𝐿′. 𝑐. 𝑐𝑜𝑡 𝛷]
𝑚+1
Eq. 4.70
𝑖𝛾 = [1 −1 29
3 15,5 + 13288 + 2689 + ]2,5
= ,87 Eq. 4.71
A partir da obtenção de todos os parâmetros necessários, a capacidade de carga será
avaliada mediante teoria analítica, conforme apresentado nas Equações 4.72 a 4.75.
𝑞𝑟𝑢𝑝 = 𝑐.𝑁𝑐 . 𝑠𝑐 . 𝑖𝑐 . 𝑏𝑐 . 𝑔𝑐 . 𝑐𝑐 + 𝑞.𝑁𝑞 . 𝑠𝑞 . 𝑖𝑞 . 𝑏𝑞 . 𝑔𝑞 . 𝑐𝑞 +𝐵′
2. 𝛾. 𝑁𝛾 . 𝑠𝛾 . 𝑖𝛾 . 𝑏𝛾. 𝑔𝛾 . 𝑐𝛾
Eq 4.72
𝑞𝑟𝑢𝑝 = 54, . 64,2.1,84. ,92 +8,2
2. 18. 85,11. ,6 . ,87 = 9147 𝑘𝑃𝑎 Eq. 4.73
81
𝑄𝑟𝑢𝑝 = 𝑞𝑟𝑢𝑝. 𝐴𝑒𝑓 Eq. 4.74
𝑄𝑟𝑢𝑝 = 9147. 1 5,9 = 968667 𝑘𝑁 Eq. 4.75
Sabe-se que a tensão máxima atuante no solo ocorre em um dos bordos da estrutura de
fundação. Portanto, a partir da Equação 4.76, tem-se:
𝑞𝑚á𝑥 =𝐹𝑣𝐴+𝑀𝑥𝑦. 𝑅
𝐼𝑥𝑦=18993
𝜋 . 8,5²+69966 . 8,5
𝜋 .8,54
4
= 228,7 𝑘𝑃𝑎 Eq 4.76
Desse modo, os fatores de segurança tanto para carga quanto para tensão foram obtidos
através das relações entre os valores de resistência e os valores atuantes, tendo sido obtidos os
seguintes resultados.
𝐹𝑆𝑞 =9147
228,7= 4 , Eq 4.77
𝐹𝑆𝑄 =968667
18993= 51, Eq 4.78
Assim como avaliado na verificação do deslizamento, esse é um mecanismo que
encontra-se com elevada folga com relação ao fator de segurança, em relação ao valor de três
indicado na norma, mostrando que o mesmo não é um condicionante para o dimensionamento
realizado. Cabe frisar que tal fato não torna dispensável a sua verificação, visto que esse é um
possível mecanismo de falha que deve ser assegurado.
4.3.3 Deslizamento
Devido à elevada solicitação horizontal gerada pelas cargas de vento, faz-se necessário
analisar se a interação solo-estrutura existente é capaz de garantir a estabilidade da torre em
relação à movimentação horizontal. Como já foi visto anteriormente, essa análise é realizada
a partir do equilíbrio das forças horizontais, a partir da Equação 2.27.
Cabe ressaltar que essa é uma verificação de estado limite último de resistência, sendo
avaliada para os casos de carregamento normal e extremo.
82
a) Carregamento Normal
Para verificação do deslizamento, no caso de carregamento normal, foram utilizadas
as solicitações fornecidas pela fabricante, e os pesos da fundação e aterro obtidos no
dimensionamento, essas são apresentadas resumidamente na Tabela 4.1 e Figura 4.4, e
resultam na análise apresentada pelas Equações 4.79 e 4.80.
𝐹𝑆𝑑𝑒𝑠𝑙𝑖𝑧𝑎𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 =𝐴𝑒𝑓 . 𝑐𝑑 + 𝐹𝑣. tanФ𝑑
𝐹ℎ′≥ 1,5
Eq. 4.79
𝐹𝑆𝑑𝑒𝑠𝑙𝑖𝑧𝑎𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 = + 18999. tan(
2
3. 4 )
41 = 23,3 ≫ 1,5 Eq 4.80
Figura 4.4: Componentes de forças da análise de deslizamento para o carregamento normal
Fonte: Elaboração própria
Cabe ressaltar que, como a combinação normal de esforços fornecidos pelo fabricante
não apresenta Momento Torsor, não foi aplicada a correção do valor das forças horizontais.
b) Carregamento Extremo
Para verificação do deslizamento, no caso de carregamento extremo, foram, também,
utilizadas as solicitações apresentadas na Tabela 4.1, resumindo as solicitações fornecidas
pela fabricante e além dos pesos da fundação e aterro obtidos no dimensionamento, Figura
4.5.
𝐹𝑆𝑑𝑒𝑠𝑙𝑖𝑧𝑎𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 =𝐴𝑒𝑓 . 𝑐𝑑 + 𝐹𝑣. tanФ𝑑
𝐹ℎ′≥ 1,5 Eq. 4.81
𝐹𝑆𝑑𝑒𝑠𝑙𝑖𝑧𝑎𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 = + 18993. tan(
2
3. 4 )
1 29= 9,27 ≫ 1,5 Eq. 4.82
83
Figura 4.5: Componentes de forças da análise de deslizamento para o carregamento extremo
Fonte: Elaboração própria
Com a realização das duas análises, tanto para o caso normal de carregamento, quanto
para o caso o extremo, foi possível atestar a segurança da estrutura segundo o mecanismo de
falha de deslizamento, para as dimensões avaliadas.
Foi possível perceber, também, que esse é um mecanismo que encontra-se com elevada
folga com relação ao fator de segurança, mostrando que o mesmo não é um condicionante
para o dimensionamento realizado. Cabe frisar que tal fato não torna dispensável a sua
verificação, visto que esse é um possível mecanismo de falha que deve ser evitado.
4.3.4 Tombamento
Outra verificação a ser realizada para garantir a estabilidade da estrutura é a segurança
em relação ao tombamento. Para a torre eólica essa é uma importantíssima análise, devido ao
elevado valor de momento fletor, oriundo, tanto da geometria assimétrica da turbina, que gera
um carregamento excêntrico na fundação, quanto do carregamento de vento atuante ao longo
de toda extensão da torre.
Como já foi mencionado anteriormente, essa análise é realizada a partir do equilíbrio
dos momentos em relação a um ponto da fundação. Todavia, como foi apresentada também,
a verificação do fator de segurança torna-se dispensável quando o carregamento encontra-se
aplicado no núcleo central da fundação da torre, que para o caso de fundação circular, ocorre
quando o valor de excentricidade das cargas é inferior a um quarto do raio.
Do mesmo modo que a análise do deslizamento, essa também é uma verificação de
estado limite último, sendo avaliada para os casos de carregamento normal e extremo.
84
a) Carregamento Normal
Assim como na análise do deslizamento, para a verificação do tombamento, no caso
de carregamento normal, também foram aplicadas as solicitações fornecidas pela fabricante,
e os pesos da fundação e aterro, resumidos na Tabela 4.1.
Todavia, para a análise de tombamento, o esforço relevante a ser avaliado é o de
momento fletor, que é função tanto das magnitudes dos momentos e das forças, quanto dos
braços de alavanca. Com isso, foi avaliado o momento em relação ao ponto A, como pode ser
verificado na Figura 4.6.
Figura 4.6: Componentes de forças e momentos da análise de deslizamento para o
carregamento normal
Fonte: Elaboração própria
Avaliando inicialmente a excentricidade, tem-se:
𝑒 =𝑀𝑥𝑦𝑟
𝐹𝑣=
36661,5 + 41 ,3 . 3,2
3 21,8 + 13288 + 2689= 2 𝑚 < 2,15 𝑚 Eq 4.83
Como o valor de excentricidade obtido é igual a um quarto do raio, não faz-se
necessário verificar a segurança. Entretanto, para avaliação do fator de segurança, optou-se
por prosseguir com a análise, conforme apresentado nas Equações 4.34 e 4.35:
𝐹𝑆𝑡𝑜𝑚𝑏 =𝑀𝐸𝑠𝑡
𝑀𝐷𝑒𝑠=
𝐹𝑣. 𝐷ℎ𝑀𝑥𝑦 + 𝐹ℎ′. 𝐷𝑣
≥ 1,5 Eq. 4.84
𝐹𝑆𝑡𝑜𝑚𝑏 =18999 . 8,5
36661,5 + 41 ,3 . 3,2= 4,25 > 1,5 Eq 4.85
85
b) Carregamento Extremo
Assim como para o carregamento normal, para o carregamento extremo foram
utilizados, para avaliação de momentos, os valores presentes na Tabela 4.1, como pode ser
melhor verificado na Figura 4.7.
Figura 4.7: Componentes de forças e momentos da análise de deslizamento para o
carregamento extremo
Fonte: Elaboração própria
Avaliando inicialmente a excentricidade, tem-se:
𝑒 = 𝑀𝑥𝑦𝑟
𝐹𝑣=
66619,1 + 1 29 . 3,2
3 21,8 + 13288 + 2689= 3,68 𝑚 >
8
4= 2,15 𝑚 Eq 4.86
Como o valor de excentricidade obtido é superior a um quarto do raio, faz-se
necessário verificar a segurança através do cálculo do fator de segurança em relação ao
tombamento, conforme apresentado a seguir:
𝐹𝑆𝑡𝑜𝑚𝑏 =𝑀𝐸𝑠𝑡
𝑀𝐷𝑒𝑠=
𝐹𝑣. 𝐷ℎ𝑀𝑥𝑦 + 𝐹ℎ′. 𝐷𝑣
≥ 1,5 Eq. 4.87
𝐹𝑆𝑡𝑜𝑚𝑏 =18993 . 8,5
66619,1 + 1 29 . 3,2= 2,31 > 1,5 Eq 4.88
Com a realização das duas análises, tanto para o caso normal de carregamento, quanto
para o caso o extremo, foi possível atestar a segurança da estrutura segundo o mecanismo de
falha de tombamento, segundo as dimensões avaliadas.
Diferentemente do que foi verificado na análise do deslizamento, esse é um
mecanismo que praticamente não apresenta folga no momento da verificação, fato que torna
86
essa uma das mais importantes análises a ser realizada para esse tipo de estrutura, sendo um
dos condicionantes do dimensionamento.
4.3.5 Excentricidade de Carga
A verificação da excentricidade de carga, a princípio, não representa uma análise de
segurança do projeto. Entretanto, consoante ao critério presente na norma brasileira de
fundações, ABNT NBR 6122 (2019), que estabelece que, para o carregamento normal, toda
fundação deve permanecer comprimida, e, para o carregamento excêntrico, estabelece um
mínimo de 2/3.
a) Carregamento Normal
Para verificação do critério de excentricidade mais rígido, fixado pelas fabricantes de
torre, para os carregamentos normais, será utilizada a expressão de momento mínimo atuante
na fundação, e sabe-se que se o mesmo atingir valores negativos, parte da fundação não está
comprimida. Desse modo, tem-se:
𝑞𝑚í𝑛 =𝐹𝑣𝐴−𝑀𝑥𝑦. 𝑅
𝐼𝑥𝑦=18999
𝜋 . 8,52−37974 . 8,5
𝜋 .8,54
4
= 5, 𝑘𝑃𝑎 Eq. 4.89
Com isso, verifica-se que a fundação encontra-se com sua base totalmente
comprimida, atendendo os critérios estabelecidos pelas fabricantes das torres eólicas.
b) Carregamento Extremo
Já para verificação do critério de excentricidade para os carregamentos extremos, será
utilizada a expressão de momentos máximo e mínimo atuante na fundação, e a partir da
linearidade de tensões na base, será verificada a região de compressão da fundação. Com isso,
tem-se:
𝑞𝑚á𝑥 =𝐹𝑣𝐴+𝑀𝑥𝑦. 𝑅
𝐼𝑥𝑦=18993,1
𝜋 . 8,5²+69966, . 8,5
𝜋 .8,54
4
= 228,7 𝑘𝑃𝑎 Eq. 4.90
87
𝑞𝑚í𝑛 =𝐹𝑣𝐴−𝑀𝑥𝑦. 𝑅
𝐼𝑥𝑦=18993,1
𝜋 . 8,52−69966, . 8,5
𝜋 .8,54
4
= −61,4 𝑘𝑃𝑎 Eq. 4.91
A partir dos valores de tensões máxima e mínima, tem-se a seguinte região de área
comprimida.
228,7
17 − 𝑥=61,4
𝑥∴ 𝑥 = 3,6 𝑚 <
17
3𝑚 = 5,67 𝑚 Eq. 4.92
Sendo,
x = comprimento da base, a partir da borda esquerda, que apresenta tensão nula.
Com isso é possível verificar que foram cumpridos os critérios de excentricidade
estabelecidos pela norma e pelo fabricante, tanto para o carregamento normal, que exige que
toda região abaixo da sapata seja comprimida, quanto para o carregamento extremo que
permite que 1/3 da área da sapata encontre-se fora da região de compressão,
4.3.6 Recalques
A verificação dos recalques é um tipo de análise necessária a qualquer projeto de
fundação, e tem como objetivo atestar se o nível de deformações induzidas no solo é
compatível com o aquele suportado pela estrutura.
O tipo de recalque mais importante para a verificação de danos estruturais é o recalque
distorcional, isto é, a relação entre o recalque diferencial e a distância entre os pontos
analisados, que, conforme estabelecido pelo documento da Fabricante, deve ser inferior a 3
mm/m.
Essa é uma verificação de estado limite de serviço, sendo avaliada apenas para o
carregamento normal. Para tanto serão utilizadas as relações estabelecidas pela teoria da
Elasticidade.
A equação 4.64 presente na ABNT NBR 6122 (2019) estabelece que para a fundação
ser considerada rígida, a altura da fundação deve ser superior à relação aplicada. Apesar desse
critério não ser confirmado na fundação estudada, essa foi, conservativamente, avaliada como
um corpo rígida, visto que, nesse caso, tal consideração retorna maiores valores de recalques
diferenciais e, consequentemente distorcionais.
88
𝐻𝑓 ≥𝐿 − 𝑙𝑡𝑜𝑟
3=17 − 6
3= 5,5 > 3,2 Eq. 4.93
Sendo,
𝐻𝑓: altura da estrutura da fundação
𝑙𝑡𝑜𝑟: largura da base da torre eólica.
L= Diâmetros da fundação
a) Estimativa de recalque baseada na Teoria da Elasticidade
Na análise que se segue, será utilizado o somatório dos efeitos de rotação de corpo
rígido com os recalques induzidos na borda de maior carregamento, sendo assim, verificado
o recalque distorcional ocorrido na estrutura, que será efetuada a comparação com o valor
máximo estabelecido pela fabricante
Para obtenção dos fatores de forma, Is e Im, fez-se uso das Tabelas 2.5 e 2.6. Os fatores
de espessura da camada compressível e de profundidade de embutimento foram,
conservativamente, desprezados na análise. Para o valor de σ utilizou-se a tensão máxima
atuante na borda da fundação (qmax), que foi obtido através da equação 4.57. Desse modo tem-
se:
𝜌 = 𝜎. 𝐵1 − 𝜈²
𝐸. 𝐼𝑠. 𝐼𝑑 . 𝐼ℎ Eq 4.94
𝜌 = 162,4 . 17 .1 − ,37²
175 . ,79 = , 11 𝑚 = 11 𝑚𝑚 Eq. 4.95
tan 𝜃 =𝑀𝑥𝑦
𝐿. 𝐵².1 − 𝜈²
𝐸. 𝐼𝑚 Eq 4.96
tan 𝜃 =37974,5
17³ .1 − ,372
175 . 5,53 = , 21 Eq. 4.97
A partir da combinação dos valores obtidos nas análises anteriores, tem-se o seguinte
valor de recalque distorcional, conforme apresentado na Figura 4.8.
𝜌𝑚í𝑛 = − tan𝜃 . 𝑅 = − , 21 . 8,5 = −1,79 𝑚𝑚 Eq. 4.98
89
𝜌𝑚á𝑥 = 𝜌 + tan𝜃 . 𝑅 = 11 + 1,79 = 12,79 𝑚𝑚 Eq. 4.99
𝜌𝑑𝑖𝑠𝑡 =𝜌𝑚á𝑥 − 𝜌𝑚í𝑛
2. 𝑅=12,79 + 1,9
17= ,86
𝑚𝑚
𝑚< 3,
𝑚𝑚
𝑚 Eq. 4.100
Figura 4.8: Combinações de efeitos de recalque diferencial e rotação
Fonte: Elaboração própria
Dessa forma, mesmo com a adoção de uma série de medidas conservadoras para a
análise, tal como meio semi infinito, somatório de efeitos de rotação de corpo rígidos, e não
utilização de fatores da análise da estabilidade, é possível perceber que foi garantida a
segurança para tal análise, visto que a distorção obtida de 0,86 mm/m foi inferior ao limite de
3,0 mm/m.
5 CONSIDERAÇÕES FINAIS
Tendo em vista todas as verificações de segurança que foram executadas ao longo do
capítulo 4 do presente trabalho, fica atestada a segurança geotécnica da Turbina Eólica
Gamesa G114 de 2,1 MW e 80 metros de altura, para as condições geotécnicas supracitadas.
Para tanto, fez-se necessário o dimensionamento de uma estrutura de fundação em concreto
armado de base circular, com 3,0 metros de altura e 17 metros de diâmetro, com resultado do
dimensionamento resumido na Tabela 5.1.
Pode-se constatar, que o condicionante no dimensionamento foi a verificação da
excentricidade a partir do critério recomendado pela fabricante, em que para o carregamento
normal, toda base da fundação deve encontrar-se comprimida. Tal fato decorre dos elevados
valores de momento que geram grandes excentricidades de carregamento.
Outras duas importantes análises que apresentaram-se próximas ao limite da segurança
estabelecidos são: as verificações do tombamento e da rigidez rotacional.
A importância da verificação do tombamento advém, assim como a excentricidade,
dos elevados valores de momento que atuam na base da fundação, que para serem anulados,
90
geram a necessidade de elevadas dimensões de fundação, de modo a garantir, peso próprio e
braço de alavanca suficientes para garantir a segurança do elemento.
Já a relevância da rigidez rotacional reside no fato dessa verificação apresentar um
resultado com baixa folga na segurança do dimensionamento, e, por ser afetada pela interação
solo-estrutura, depende tanto de parâmetro geométricos, do raio da fundação, e de parâmetros
elásticos do solo, principalmente o módulo de cisalhamento do solo.
Com isso, cabe ressaltar a necessidade de execução ensaios de campo mais
sofisticados, principalmente para a obtenção dos parâmetros elásticos do subsolo de estudo,
visto que a não utilização dos resultados dos ensaios sísmicos pode levar a aplicação de
módulo de cisalhamento muito conservativo, ocasionando aumento significativo das
dimensões, que em um projeto real, resultaria no aumento dos custos do empreendimento,
podendo, em algumas situações tornar o projeto menos atraente.
Tabela 5.1: Resumo dos resultados do dimensionamento geotécnico
Análise Dados do solo Dados das cargas Resultado Critério FS obtido
Capacidade de
Carga (Normal)
Φ' = 40° c' = 0 kPa
γ = 18 kN/m³ G = 63,9 MPa
Fxy = 410 kN
Fz = 3022 kN
Mxy = 36661 kN.m
Mz = 0 kN.m
qrup = 11,0
MPa FS ≥ 3,0 FS = 68,0
Capacidade de
Carga
(Extremo)
Φ' = 40° c' = 0 kPa
γ = 18 kN/m³ G = 63,9 MPa
Fxy = 878 kN
Fz = 3016 kN
Mxy = 66619 kN.m
Mz = 906 kN.m
qrup = 9,1
MPa FS ≥ 3,0 FS = 40,0
Deslizamento
(Normal)
Φ' = 40° c' = 0 kPa
γ = 18 kN/m³
Fxy = 410 kN
Fz = 3022 kN
Mz = 0 kN.m
Rd = 9500
kN FS ≥ 1,5 FS = 23,2
Deslizamento
(Extremo)
Φ' = 40° c' = 0 kPa
γ = 18 kN/m³
Fxy = 878 kN
Fz = 3016 kN
Mz = 906 kN.m
Rd = 9500
kN FS ≥ 1,5 FS = 9,3
Tombamento
(Normal) γ = 18 kN/m³
Fxy = 410 kN
Fz = 3022 kN
Mxy = 36661 kN.m
Mz = 0 kN.m
Mest = 161,5
MN.m FS ≥ 1,5 FS = 4,2
Tombamento
(Extremo) γ = 18 kN/m³
Fxy = 878 kN
Fz = 3016 kN
Mxy = 66619 kN.m
Mz = 906 kN.m
Mest = 161,5
MN.m FS ≥ 1,5 FS = 2,3
91
Recalque
(Normal)
E = 175 MPa
ν = 0,37 γ = 18 kN/m³
Fxy = 410 kN
Fz = 3022 kN
Mxy = 36661 kN.m
Mz = 0 kN.m
tan θ = 0,86
mm/m
tan θ ≤ 3
mm/m Não se Aplica
Rigidez
Rotacional
G = 63,9 MPa
ν = 0,37 Não se Aplica
kθ = 166,1
GN.m/rad
kθ min =
79,28
GN.m/rad
FS = 2,1
Rigidez
Translacional
G = 63,9 MPa
ν = 0,37 Não se Aplica
kx = 2710
MN/m
kx min = 6,1
MN/m FS = 444
Excentricidade
(Normal) γ = 18 kN/m³
Fxy = 410 kN
Fz = 3022 kN
Mxy = 36661 kN.m
Mz = 0 kN.m
e = 2,0 m e ≤ 2,15 m Não se Aplica
Excentricidade
(Extremo) γ = 18 kN/m³
Fxy = 878 kN
Fz = 3016 kN
Mxy = 66619 kN.m
Mz = 906 kN.m
e = 3,6 m e ≤ 5,67 m Não se Aplica
Sendo,
Φ’ = ângulo de atrito efetivo do solo;
c’ = coesão efetiva do solo;
γ = peso específico do solo;
ν = coeficiente de Poisson;
G = módulo de cisalhamento;
E = módulo de elasticidade;
Fxy = força horizontal, dado fornecido pela fabricante;
Fz = força vertical, dado fornecido pela fabricante;
Mxy = momento fletor atuante na base, dado fornecido pela fabricante;
Mz = momento torsor atuante na base, dado fornecido pela fabricante;
qrup = tensão de ruptura do solo;
Rd = resistência ao deslizamento;
Mest = momento estabilizante;
e = excentricidade do carregamento;
tan θ = tangente do ângulo de rotação da base;
kθ = rigidez rotacional do conjunto solo-fundação;
kx = rigidez translacional do conjunto solo-fundação
kθ min = rigidez rotacional mínima recomendada pela fabricante;
92
kx min = rigidez translacional mínima recomendada pela fabricante;
FS = fator de segurança.
Para as verificações de deslizamento, rigidez translacional da fundação, e capacidade
de carga e, foram obtidos fatores de segurança muito superiores aos limites mínimos
estabelecidos, não estando, esses, no caminho crítico do dimensionamento.
A elevada segurança em relação à primeira verificação (deslizamento) deriva do fato
dos carregamentos horizontais, apesar de apresentarem elevadas magnitudes, serem mais
relevantes pelos elevados momentos que geram. A segunda (rigidez translacional) provém do
fato de que quanto maior a rigidez rotacional necessária, menor a rigidez translacional limite,
conforme apresentado na Tabela 4.1.
Já o elevado fator de segurança obtido na verificação da capacidade de carga é oriundo
da presença de um subsolo de elevada competência, podendo ser, por outro lado, importante
verificação em outros sítios que não apresentem subsolo com bom desempenho em termo de
resistência
5.1 SUGESTÕES PARA PESQUISAS FUTURAS
Em termos das informações e dados apresentados nesse trabalho, sugere-se a
realização de uma análise de sensibilidade, tanto em relação à adoção de novos parâmetros de
resistência e de deformabilidade otimizados, quanto em relação à adoção de novas dimensões
da estrutura de fundação, aferindo a influência dessas no fator de segurança da análise.
Embora as dimensões adotadas sejam tipicamente sugeridas para serem adotadas inicialmente
para fins de verificações para a torre em questão.
Adicionalmente, sugere-se a realização de uma análise de custo, de materiais e
logística, bem como sua otimização, tanto em relação à solução de fundação superficial
utilizada no presente trabalho, quanto a partir de novas dimensões estudadas. Avaliando-se,
deste modo, a possibilidade de redução no consumo dos insumos requeridos e na mão-de-obra
utilizada. Verificar, também, a possibilidade de adoção de soluções profundas e os respectivos
custos desta solução, visando a comparação entre os tipos de soluções.
Outra sugestão refere-se a realização de análise estrutural da fundação, visando o
dimensionamento completo, contemplando todas as verificações necessárias ao
93
estabelecimento das armaduras, incluindo a realização de uma análise dinâmica para
verificação de fadiga da torre e da fundação.
Por fim, recomenda-se a utilização de outras metodologias de análise da fundação
superficial a partir da adoção de fatores de segurança parciais, além de análises probabilísticas,
com uso da grande quantidade de dados disponibilizados para o trabalho. E, ainda, utilização
de softwares que permitam melhor avaliação geotécnica da estrutura, para comparação com
os valores aqui obtidos.
94
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98
ANEXO: ENSAIOS DE CAMPO
Figura A.1: Boletim SM-ES-01
99
Figura A.2: Boletim SM-ES-02
100
Figura A.3: Boletim SM-ES-03
101
Figura A.4: Boletim SM-ES-04
102
Figura A.5: Boletim SM-ES-05
103
Figura A.6: Boletim SM-ES-06
104
Figura A.7: Boletim SM-ES-07
105
Figura A.8: Boletim SM-ES-07 (continuação)
106
Figura A.9: Boletim SM-ES-07B
107
Figura A.10: Boletim SM-ES-07B (continuação)
108
Figura A.11: Boletim SM-ES-08
109
Figura A.12: Boletim SM-ES-09
110
Figura A.13: Boletim SM-ES-10
111
Figura A.14: Boletim SM-ES-11
112
Figura A.15: Boletim SM-ES-12
113
Figura A.16: Boletim SM-ES-13
114
Figura A.17: Boletim SM-ES-14
115
Tabela A.1: Resultado do ensaio Downhole – ES 07
-1 987 409 258 107 126 0.17 249 296
-2 986 585 258 106 126 0.38 293 348
-3 985 791 302 146 173 0.41 412 489
-4 984 797 327 171 203 0.40 478 568
-5 983 762 329 173 206 0.39 481 571
-6 982 749 353 199 237 0.36 541 642
-7 981 765 406 264 314 0.30 689 818
-8 980 860 435 303 360 0.33 805 956
-9 979 1012 421 284 337 0.40 793 941
-10 978 981 431 297 352 0.38 819 972
-11 977 952 394 248 294 0.40 693 823
-12 976 1030 397 253 300 0.41 713 847
-13 975 1012 436 305 362 0.39 845 1003
-14 974 967 404 261 310 0.39 728 865
-15 973 946 494 390 463 0.31 1024 1216
-16 972 906 458 335 398 0.33 890 1057
-17 971 913 469 352 417 0.32 929 1103
-18 970 896 470 354 420 0.31 927 1101
-19 969 941 526 443 526 0.27 1128 1339
-20 968 914 496 394 467 0.29 1017 1207
-21 967 944 559 499 593 0.23 1229 1459
-22 966 940 499 398 473 0.30 1039 1234
-23 965 962 478 365 434 0.34 977 1160
-24 964 947 542 471 559 0.26 1182 1404
-25 963 1011 557 497 590 0.28 1273 1512
Emín (MPa) Emáx (MPa)
Donwhole - ES 07
Prof. (m) Elevação
(m)Vp (m/s) Vs (m/s) Gmín (MPa) Gmáx (MPa) Poisson
116
Figura A.18: Comparação entre MASW e Downhole para o furo 07
