Trabalho de fundação

7/22/2019 Trabalho de fundação

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FUNDAÇÕES ASPECTOS

GEOTÉCNICOSCENTRO UNIVERSITÁRIO NILTON

LINS

PROFESSOR

JULIO VERNE DE MATTOSPEREIRA DO CARMO RIBEIRO



REFERÊNCIAS BIBLIOGRÀFICAS

• Fundações Volume 1 – Dirceu A. Velloso / Francisco R.Lopes (critérios de projeto – investigação do subsolo – fundações superficiais)

• Fundações Volume 2 – Dirceu A. Velloso / Francisco R.Lopes (fundações profundas)

• Fundações Teoria e Prática

• Estacas Pré – Fabricadas de Concreto Teoria e Prática – Claudio Gonçalves / George de Paula Bernardes / LuisFernando de Seixas Neves







INTRODUÇÃO

Fundação → elemento estrutural que transmite

ao terreno seu peso próprio, o peso

da superestrutura, bem como

quaisquer outras cargas que atuemsobre ela

Estudo da Fundação• estudo do terreno

• cálculo das cargas atuantes na fundação







Jornal A CríticaJulho/2011

















INTRODUÇÃO

Escolha da Solução de Fundação

• condições das edificações vizinhas à obra

• geotecnia local• viabilidade executiva

• existência ou não de mão de obra especializada

• criteriosa análise técnico-econômica das alternativas possíveis



INTRODUÇÃO

Controle do Projeto de Fundações

• escolha da melhor solução técnica e econômica

• projeto executivo bem detalhado• controle de campo da execução do projeto

• medição dos recalques, no caso de fundações superficiais

Cada uma dessas etapas deverá ser acompanhada por engenheiro

especializado





CUSTOS DAS FUNDAÇÕES

O custo de uma fundação representa cerca de 5 a 10% docusto total da obra. A economia nessa fase da obra é aque representa o maior risco, pois de sua segurança eestabilidade depende todo o restante da obra. Um bom

projeto de fundações deve considerar basicamente trêsaspectos:

• Análise técnica – verificação da estabilidade

• Análise econômica – as vezes, um mesmo edifício, num

determinado terreno, admite algumas soluçõestecnicamente viáveis, e aí a solução escolhida será amais econômica (que nem sempre é claramente visível




antes de uma análise orçamentária cuidadosa, sendo queesta análise é delicada, pois interferem:

distância da obra de empresas especializadas (taxas demobilização)

disponibilidade de equipamentos na época daexecução(especulação de preços)

tamanho da obra (empresas especializadas, taxas demobilização fixas independente do vulto da obra)

soluções que implicam na economia global da obra(utilização de estacas de maior capacidade de carga,diminuindo o tamanho dos blocos de fundação)




• Análise executiva – antes de se decidir por uma solução,deve-se analisar soluções que levem em conta:

unidade de solução de fundações (se vão ser usadassapatas num trecho da obra, deve-se sempre quepossível usar sapatas na obra inteira)

analisar as consequências das obras de fundações, nasobras vizinhas (escavações de sapatas e vibração decravação de estacas



RECONHECIMENTO DO SUBSOLO PARA

FINS DE FUNDAÇÃO

• estudo de mapas geológicos• estudo aerofotogramétrico• estudo de sondagens executadas nas vizinhanças da obra• investigação geológica e geofísica do terreno• execução de sondagens com determinação do SPT e coleta de

amostras deformadas e/ou indeformadas dos solos envolvidosno problema

Levantamentos Aerofotogramétricos

→ permitem reconhecer a natureza das superfícies erodidas do solo,

o tipo de vegetação e outras características que após

interpretação podem identificar o solo subjacente




FINS DE FUNDAÇÃO

Interpretação de Fotografias Aéreas

• conhecimento de geomorfologia (estudo das formas da terra)

• conhecimento de geologia e de mecânica dos solos

• experiência no campo de interpretação aerofotogramétrica



RECONHECIMENTO DO SUBSOLO PARAFINS DE FUNDAÇÃO

Investigações Geológicas

→ auxiliam na seleção e prospecção de locais para barragens, túneis,viadutos e outras obras similares

Investigações Geofísicas

• Método elétrico → mede as variações da resistividade elétrica dossolos por meio de eletrodos colocados na superfície do terreno

• Método sísmico → baseado na velocidade de propagação da ondade compressão nos diversos materiais (esse método é maisutilizado que o método elétrico)






FINS DE FUNDAÇÃO

Investigações Geotécnicas

Ensaios de Campo mais utilizados no Brasil

Standard Penetration Test (SPT) / Standard Penetration Test comMedida de Torque (SPT- T)

Ensaio de Penetração de Cone (CPT) / Ensaio de Penetração de

Cone com Medida de Pressão Neutra (CPT-U)

Ensaio de Palheta (Vane Test)

Ensaio de Carregamento de Placa (Prova de Carga)




FINS DE FUNDAÇÃO

Sondagem a Percussão → procedimento capaz de amostrar o subsolo, e que, quando

associado ao ensaio de penetração dinâmica do amostrador padrão

(SPT), mede a resistência à penetração dos solos ao longo daprofundidade perfurada.

As amostras obtidas são acondicionadas e mandadas para o

laboratório para a execução de ensaios.


































FINS DE FUNDAÇÃO

Cuidados na Operação das Sondagens

• Cuidar da partida da moto-bomba, quanto a suaaceleração;

• Verificar o nível de óleo diariamente;• Limpar as roscas;

• Usar graxa nas roscas das hastes e revestimentos;

• Limpar o amostrador entre os ensaios;

• Manter a corda do peso limpa e seca (sem barro), paraevitar que escorregue




FINS DE FUNDAÇÃO

• Cuidar do manuseio do peso de bater e da sua hasteguia;

• Cuidar da montagem e do deslocamento do tripé, paraevitar que tombe;

• Cuidar da subida e descida das hastes, para evitar contragolpe nas ferramentas e mãos do operador;

• Não subir mais do que três hastes por vez (6,0m), paranão desequilibrar o conjunto;

• Calçar os pés do tripé para que não afundem ouescorreguem no terreno ou piso de apoio;




• Tomar cuidado com a colocação dos segmentos dehastes de perfuração, de 6,0m de comprimento, quandoda execução de sondagens profundas (acima de 30m)mantendo-as em pé e apoiadas no eixo da roldana,

evitando que os mesmos possam tombar devido aopeso das hastes;

• Tomar cuidado quanto ao posicionamento dotorquímetro que deve ser operado horizontalmente e de

modo constante;• Não utilizar circulação de água acima do lençol freático




• Manter o local da sondagem limpo de interferências quedificultem o manuseio dos equipamentos, garantindomaior agilidade da equipe, sem causar acidentes;

• Isolar o local de trabalho com uma espécie de tela de

plástico exigida pela NR 18)

Cuidados Especiais

• Na execução do ensaio (bater o peso);

• Na subida e descida do peso;• Na “quebra das hastes” com a chave grifo;




• Na subida das hastes;• Na montagem do tripé;

• No carregamento e descarregamento do caminhão.

Quando trabalhando em locais urbanos, dentro deindústrias ou outras áreas já ocupadas anteriormente,devem ser tomadas precauções adicionais devido apossibilidade de ocorrência de interferências ocultas, tais

como: redes de água ou gás, cabos elétricos energizados,telefones etc..., devendo ser solicitado ao contratante olevantamento cadastral do local.




Recomenda-se iniciar a perfuração com cuidado, à tradocavadeira nos primeiros 2,0 a 3,0 metros, evitando-seexecutar o ensaio SPT. Quando isso ocorrer, o relatóriodeverá conter uma nota explicativa quanto ao perfil

individual do subsolo.Cuidar da limpeza na corda do peso, no cabo dasferramentas e no local de trabalho, principalmente dasáreas próximas ás sondagens



OBSERVAÇÃO DO NÍVEL DO LENÇOLFREÁTICO

Durante a execução da sondagem à percussão sãoefetuadas observações sobre o nível dágua, registrando-se a sua cota, a pressão que se encontra e as condiçõesde permeabilidade e drenagem das camadas

atravessadas.

Quando a perfuração alcança o nível dágua, interrompe-se a operação de perfuração e passa-se a observar a

elevação do nível dágua no furo até sua estabilização.



OBSERVAÇÃO DO NÍVEL DO LENÇOLFREÁTICO

Nos casos onde ocorrem pressão de artesianismo nolençol freático ou fuga de água no furo, deverão ser anotadas as profundidades das ocorrências e do tubo derevestimento.

O nível dágua final da sondagem é determinado notérmino do furo, após o esgotamento do mesmo e após aretirada do tubo de revestimento e decorridas 24 horas



Sondagem na águacom auxílio debalsas






FINS DE FUNDAÇÃO

Ensaio de Resistência à Penetração – SPT

Consiste na cravação no solo de um amostrador padrão (NBR 6484)

através da queda livre de 75cm de altura de um peso de 65Kg. Conta-

se o nº golpes necessários para a cravação de cada segmento de 15cm do total de 3 segmentos. A soma do nº de golpes necessários para

a cravação dos últimos 30cm (dos últimos 2 segmentos) do amostrador

é designado de N

























































Em função do SPT,podem-se estimar o

ângulo de atrito e osfatores de capacidadede carga, utilizando-se o Ábaco de Peck,Hanson e Thornburn(1974)




















FINS DE FUNDAÇÃO

OBJETIVOS DA SONDAGEM

• conhecimento dos tipos de solos atravessados por meio da retiradaa cada metro perfurado de uma amostra deformada

• conhecimento das resistências a penetração (N) oferecidas pelossolos à cravação do amostrador padrão

• conhecimento da posição do lençol freático quando encontrado

durante a perfuração

BOLETIM DE SONDAGEM



BOLETIM DE SONDAGEM

PERFIL GEOTÉCNICO



PERFIL GEOTÉCNICO





































Condomínio Itapuranga

Ponta NegraManaus/AM

































RECONHECIMENTO DO SUBSOLO PARA FINSDE FUNDAÇÃO



LOCAÇÃO DAS SONDAGENS

No caso de edifícios procura-se locar as sondagens próximas aos

limites da obra e nos pontos de maior concentração de cargas.

Os furos não devem ser locados alinhados, para permitir a

interpretação dos perfis do subsolo em diversos planos de corte.

As sondagens deverão ser distribuídas em planta de maneira a cobrir

toda a área em estudo sem necessidade de extrapolações.




PROFUNDIDADE DAS SONDAGENS

Basicamente as sondagens deverão atingir uma profundidade tal quealcance todas as camadas de solo que possam influir no projeto e/oucomportamento das fundações.

Normalmente a profundidade mínima deve ser em torno de 8m, amenos que ocorram materiais não perfuráveis pela ferramenta depercussão da sondagem de reconhecimento.

De acordo com a NBR 6484 a profundidade mínima a ser atingida seráigual a → prof mín (m) = C. B




DE FUNDAÇÃO

C → função da pressão média transmitida ao terreno pela construção.B → a menor dimensão do retângulo de menor área circunscrito à

planta da edificação

pressão média (tf/m2 ) C10 1,0

10 a 15 1,5

15 a 20 2,0

> 20 a estudar em cada caso




DE FUNDAÇÃO

Da experiência dos projetistas de fundação, estima-se que umedifício de concreto armado aplica uma taxa média ao terreno

de cerca de 1,2t/m2 / andar , dessa forma, pode-se interpretar

as recomendações da norma em função do número de andares

da edificação.número de andares pressão no terreno C

9 10,8tf/m2 1,0

9 a 13 10,8tf/m2 a 15,6tf/m2 1,5

13 a 18 15,6tf/m2 a 21,6tf/m2 2,0> 18 > 21,6tf/m2 estudar

em cada caso




Durante a execução de uma sondagem pode ocorrer uma obstrução(matacões dispersos no subsolo). Nesse caso deve-se verificar a

continuidade horizontal da obstrução, a fim de se certificar de que se

trata do embasamento rochoso e não de um matacão.

Em alguns solos residuais o número de matacões pode ser tão grande

que fica praticamente impossível a execução apenas de sondagens a

percussão. Nesses casos pode-se proceder a investigação

empregando-se conjuntamente o equipamento de percussão para as

zonas de solos e o equipamento de sondagem rotativa para perfurar osmatacões.














FINS DE FUNDAÇÃO

Quanto ao número mínimo de sondagens, a ABNT especifica oseguinte :

terrenos até 200 m2 2 sondagens

terrenos de 200 m2 até 1200 m2 + 1 sondagem para cada 200 m2

terrenos de 1200 m2 até 2400 m2 + 1 sondagem para cada 400 m2 terrenos > 2400 m2 deve ser estudado cada caso em

separado


FINS DE FUNDAÇÃO



Ç

Medição do Torque durante a execução do SPT (SPT-T)Para a medição do torque usa-se um torquímetro calibrado para 80

Kgf.m e com aferição periódica.

Admite-se que os valores de torque (T) sofram menos influência daestrutura dos solos do que os valores de (N)

Índice de torque (T/N) – relação entre o valor do torque T (Kgf.m) e o

valor de N

Os valores de N variam com o inverso da eficiência do equipamento doSPT




FINS DE FUNDAÇÃO

Ensaio de Torque (SPT-T)O ensaio deve ser realizado logo após o ensaio depenetração SPT (só é permitido girar o amostrador depoisde cravados os 45cm).

Procedimento

• Na boca do tubo de revestimento deve ser colocado umdisco perfurado cuja função é manter a composição de

hastes centralizada ao revestimento durante a execuçãodo ensaio.




FINS DE FUNDAÇÃO

• A composição das hastes deve ser roscada, com aperto,para não haver folgas durante o ensaio de torque.

• No topo das hastes deve ser roscado o adaptador paraconexão ao torquímetro.

• O torquímetro deve estar devidamente calibrado, ser dotipo relógio, recomendando-se estar provido de ponteirode arraste, que registre o máximo torque obtido noensaio. Para uma adequada precisão nas leituras,recomenda-se a utilização de três torquímetros, comcapacidades máximas de 265Nm, 471Nm e 785Nm.




FINS DE FUNDAÇÃO

• Não deve ser usado nenhum prolongamento (cabo deforça), sendo que o operador deve manuseá-lo de umamaneira correta, através da sua empunhadura,mantendo-o sempre na horizontal.

• Com o torquímetro empunhado, o sondador deve gitar lentamente a composição, fazendo “quebra da amostra”de maneira firme, mantendo-o sempre na horizontal,com velocidade de giro constante. Deve ser observada aleitura máxima atingida pelo ponteiro do relógio do

torquímetro, e após a segunda volta, manter o giro atéque se tenha leitura constante.



Torquímetro – ferramenta mecanizada de controle manual paramedição de torque. A sua capacidade mínima deve ser 50 Kgf x m.

Entretanto, recomenda-se o torquímetro com capacidade de 80 Kgf xm, preferencialmente com ponteiro de arraste






Um SPT com 45% de eficiência fornece valores de N duas vezesmaiores do que um SPT com 90% de eficiência

Segundo Schmertmann e Palacios (1979) para se utilizar correlações

estabelecidas em outros países, deve-se fazer os ajustes de eficiência

N1 E1 = N2 E2

Segundo Decourt e outros, quando o SPT brasileiro é executado

rigorosamente de acordo com a NBR 6484 sua eficiência é em média

72%




Valores de Id (índice de compacidade relativa) em função de (N1)60 para areias naturais

(Id) % 0 15 35 65 85 100

(N1)60 0 3 8 25 42 58

muito fofa fofa média compactamuito

compacta




Skempton (1986) →para valores de Id entre 35% e 85%

areias médias (N1)60 ≈ 60

I2d

areias médias finas (N1)60 ≈ 55

I2d

areias médias grossas (N1)60 ≈ 65

I2d




Décourt (1989) → desde que as sondagens e os ensaios deLaboratório sejam confiáveis, recomenda que a resistência não

drenada (Su) seja dada por :

Su ≈ 12,5 N (KN/m2) (o valor de N será a média dos N ao longo

da camada)Décourt (1991b e 1995) e Briaud e Jeanjean (1994) →

sugerem que a tensão convencional de ruptura r para

sapatas quadradas em areias possa ser obtida pela relação

r ≈ 95 N60 (KN/m2) ou r ≈ 115 N72 (KN/m2)




Informações Relevantes que podem ser obtidas através doensaio SPT-T

• ocorrência de pedregulhos no interior de uma massa de solosedimentar e de fragmentos de rocha em solos saprolíticos

• Identificação de solos colapsíveis

Décourt (1992)

→ valores de T/ N entre 1,0 e 1,2 → solos estáveis → Ic (índice decolapsividade) ≤ 2%

→ valores de T/ N ≥ 2,5 → solos instáveis → Ic (índice decolapsividade) > 2%



AMOSTRAGEM DOS SOLOS



• deformada → obtida com o amostrador SPT → não hápreocupação de se manter inalteradas a umidade e a estrutura dossolos

• indeformada → obtida com amostradores de paredes finas tiposhelbies → há preocupação de se manter a umidade e a estruturaencontradas no estado natural

Amostragem deformada → utilizada para : • determinação das características físicas do material (granulometria,

limite de liquidez e limite de plasticidade)• estudo de jazidas para material de empréstimo• determinação dos parâmetros de compactação, bem como da

resistência dos solos compactados




Procedimentos para a Amostragem Deformada• Quando se utiliza trados deve-se observar as mudanças dascamadas de solo e recolher amostras de cada camada emrecipientes separados e perfeitamente identificados (local, nº dofuro, profundidade, etc...).

• Armazenar em cápsulas de alumínio uma certa quantidade dematerial representativo.

• As amostras coletadas devem ser armazenadas e identificadaspreferencialmente em sacos plásticos. A identificação deve conter todas as informações necessárias como ; no da amostra,

profundidade, tipo de material, posição em relação ao nível d„água ,etc.... É recomendável a identificação interna e externa dos sacosplásticos.




Amostragem Indeformada → para a realização de ensaiosespeciais de laboratório

Qualidade da amostra indeformada depende de:• diâmetro do amostrador (quanto maior o diâmetro melhor a

qualidade da amostra).• forma de embalagem, acondicionamento e transporte da amostra

do campo para o laboratório.• forma e tempo de armazenamento no laboratório.• método de extração da amostra do amostrador para a realização

dos ensaios.• cuidados adotados quando do manuseio da amostra durante a sua

preparação para os ensaios.






Fatores que influenciam na escolha do tipo deamostragem indeformada:

• profundidade de extração da amostra

• tipo de material a ser amostrado• posição do nível d‘água em relação a camada onde a amostra

vai ser coletada

Tipos de amostras indeformadas → amostras tipo Blocos

amostras Shelbies

AMOSTRAS TIPO BLOCOS



Retirados de poços de inspeção quando o material a ser amostrado é

estável e se encontra acima do nível d„água, ou quando apesar da

presença da água, esta pode ser facilmente esgotada para a retirada

dos blocos, sem colocar em risco a estabilidade das paredes do poço.

Após a extração, os blocos são envoltos em tela de tecido (evitar a

desagregação) e parafinados (manutenção da umidade natural). Em

seguida são colocados em caixas com serragem ou isopor para

minimizar os efeitos de trepidação e vibração durante o transporte parao laboratório.

LABORATÓRIO DE MECÂNICA DOS SOLOSDA PUC / RIO DE JANEIRO





POÇO DE INSPEÇÃO PARA RETIRADA DE AMOSTRASTIPO BLOCOS







AMOSTRADORES SHELBIES



São tubos (amostradores) de paredes finas utilizados para amostrar solos de baixa resistência (argilas moles, turfas etc...). Podem ser de

latão, alumínio ou aço inoxidável (mais caros e usados para casos

especiais).

A cravação do amostrador deve ser estática, contínua e rápida, e apósa sua retirada deve-se imediatamente selar as suas extremidades com

parafina para evitar a perda de umidade. Em argilas muito moles a

cravação em geral é conseguida manualmente, sob o peso da

composição da sondagem. Em argilas mais consistentes, usa-se um

sistema de reação.







Amostrador de paredes finastipo shelbyGREGORYTSCHEBOTARIOFF













AMOSTRADORES SHELBIES



Consequências Mecânicas da Amostragem• Distorção estrutural (amolgamento)

• Variação de tensões efetivas

Alívio de tensões Anel de amolgamento

Evaporação

Variação de temperatura





EXTRAÇÃO DE AMOSTRADOR DE PAREDES FINAS TIPO SHELBYOBRA DA LIGHT – BARRA DA TIJUCA – RIO DE JANEIRO / RJ











Amostrador shelby 4” Projeto RioRio de Janeiro/RJ

LABORATÓRIO DE MECÂNICA DOS SOLOSDA PUC / RIO DE JANEIRO






Quanto maior o diâmetro do amostrador melhor a qualidade daamostra. Diâmetros comuns → 3'„ e 4'„ (para pesquisas usa-sediâmetros de 6'„).

O shelby deve ser mantido na vertical e colocado em caixa comserragem para o seu transporte do campo para o laboratório.

ENSAIOS DE CAMPO



Ensaio de Penetração Estática de Cone (CPT)

O ensaio consiste na cravação no solo, com uma velocidade constante

de 1cm/s, de uma ponta cônica acoplada a hastes. Quando se crava

todo o conjunto (hastes com o cone e tubos) mede-se a força total, que

é igual ao esforço da ponta acrescido do atrito lateral (tubos). Fazendo

- se penetrar através das hastes interiores apenas o cone, tem-se a

resistência de ponta, e por diferença obtém-se a resistência devido ao

atrito lateral.























ENSAIOS CPT



Vantagens do Ensaio

• rapidez de execução e confiabilidade dos resultados.

• obtenção de medidas contínuas de resistência total e de ponta.

• obtenção da estratigrafia do terreno.

• permitir investigações em camadas profundas e extensas de solosmoles (onde a dificuldade e/ou impossibilidade de uma amostragemindeformada pode conduzir a incertezas no projeto.

Fatores que interferem nos resultados → inerentes ao terreno

→ inerentes ao

equipamento

ENSAIOS CPT



Fatores inerentes ao terreno

• tamanho, forma e graduação dos grãos• densidade relativa• grau de saturação

Fatores inerentes ao equipamento

• forma e dimensão do cone• diâmetro das hastes em relação ao cone

• linearidade das hastes• velocidade de penetração do cone

ENSAIOS CPT



Desvios da Vertical →De Ruiter (1971) considera que na maioria

dos ensaios sempre ocorre algum desvio, e que esse problema é uma

das maiores fontes de erros, sobretudo em ensaios profundos. De

Ruiter destaca que as causas mais comuns de desvios são obstruções

(pequenas pedras) e o uso de hastes não perfeitamente retilíneas

principalmente próximas ao cone.

Ensaio com Piezocone → consiste na incorporação ao ensaio

com o cone elétrico, de elemento de medida de poro-pressão (pressão

neutra).

















ENSAIO COM O PIEZOCONE

Aplicações dos Ensaios de Cone e Piezocone



Aplicações dos Ensaios de Cone e Piezocone

• Obtenção da estratigrafia e classificação dos solos• Obtenção de parâmetros geotécnicos• Projeto de fundações

Obtenção de parâmetros geotécnicos (piezocone relativo asolos sedimentares (Lunne e outros 1989 e 1997)

Solos não Coesivos (areias)

• Dr (densidade relativa)

• ‘(ângulo de atrito interno efetivo) • Ko (coeficiente de empuxo no repouso)

ENSAIOS DE CAMPO – ENSAIO COM OPIEZOCONE



Solos Coesivos (argilas)

• Su (resistência não drenada)

• c‘ e ‘(coesão e ângulo de atrito interno efetivos)

• Kv e Kh (coeficientes de permeabilidades vertical e horizontal)

• Eu (módulo de elasticidade não drenado)

ENSAIO COM O PIEZOCONE

Aplicação ao Projeto de Fundações



Aplicação ao Projeto de Fundações

• Estimativa da capacidade de carga de estacas e de fundaçõessuperficiais

• Estimativa de recalques de fundações superficiais

• Avaliação da capacidade de carga de fundações para estruturasoffshore

Correlações entre SPT e CPT

Devido a existência de um extenso banco de dados no Brasil e noexterior relacionando resultados de SPT, CPT e de Piezocone ao

CORRELAÇÕES ENTRE OS ENSAIOSSPT e CPT

comportamento de fundações é conveniente que se disponha de



comportamento de fundações, é conveniente que se disponha de

correlações entre esses ensaios.

Para o emprego dessas correlações é fundamental que se leve em

conta os níveis de energia relacionados aos equipamentos do SPT.

Valores de K sugeridos por Danziger e Velloso (1986/1995) para solos

do Rio de Janeiro, através do método original de Aoki e Velloso (1975)

com os valores de N(SPT) sem correção.

qc = KN K (MPa/golpe/0,3m)


Tipo de Solo K



Tipo de Solo K

areia 0,60

areia siltosa, areia argilosa, areia com argila e silte 0,53

silte, silte arenoso, argila arenosa 0,48

silte com areia e argila, argila com silte e areia 0,38

silte argiloso 0,30

argila, argila siltosa 0,25

Valores de K sugeridos por Alonso (1980) para solos de São Paulo

relativos a volores de N(SPT) sem correção.qc = KN K (MPa/golpe/0,3m)


Tipo de Solo K



Tipo de Solo Kareia argilosa 0,56 0,94areia fina argilosa pouco siltosa 0,64areia argilo siltosa 0,61areia argilosa pouco siltosa 0,38

areia pouco argilosa pouco siltosa 0,60silte arenoso (residual) 0,52

silte arenoso pouco argiloso (residual) 0,31 0,34silte argilo arenoso (residual) 0,33silte pouco arenoso pouco argiloso (residual) 0,26

silte pouco argiloso pouco arenoso (residual) 0,50silte argiloso com areia fina 0,21


argila arenosa 0 27



argila arenosa 0,27

argila silto arenosa 0,35

argila siltosa pouco arenosa 0,33 0,28

argila siltosa (residual) 0,72

Em ambas as tabelas foi usado o equipamento mecânico do CPT.Mais de um valor na tabela indica mais de um local onde houve

correlações.

Excetuando-se alguns casos isolados de Alonso (1980) pode-seconsiderar que os valores de K situam-se na faixa de 0,6 a 0,2

Mpa/golpe/0,3m

Ensaio de Carregamento de Placa – Provas deCarga



O ensaio consiste na aplicação de forças de compressão ao terrenoatravés de uma placa distribuidora de pressões. As forças são transmitidas por meio de macacos hidráulicos reagindo contra sistemas dereação tais como :• caixões de areia

• plataformas carregadas• vigas ancoradas no terreno

É usual a utilização de placas circulares de ferro fundido ou aço com80cm de diâmetro

O ensaio permite a determinação do módulo de elasticidade E (tf/m2)que varia com o nível de deformação ou de tensão considerado









Ensaio de Carregamento de Placa – Provas deCarga



A placa pode ser assentada na superfície ou em cavas abertas noterreno. Os resultados dos ensaios dependem das condições deassentamento da placa (Barata 1962)

A NBR 6489 considera como tensão admissível do terrenoadm o

menor valor entre q10 e ½q25 , respectivamente as tensõescorrespondentes as deformações de 10mm e 25mm do ensaio de placa

• Segundo Teixeira (1966) e Décourt (1995) a condição ½q25 é sempre amais crítica

• Fundações dimensionadas pelo critérioadm

= ½q25

têm FS = 3 emrelação a ruptura convencional (carga correspondente a umadeformação de 10% do diâmetro da placa).

Placas circulares rígidas com diâmetro (d)

q – tensão aplicada à placa



E – módulo de elasticidade – coeficiente de Poisson

– recalque medido

Placas quadradas rígidas de lado (b)

Não há consenso entre os pesquisadores sobreo valor de I, porém o valor mais usuado é I =0,0846

PROVA DE CARGA SOBRA PLACAS



O problema consiste no fato da prova de carga, devido a pequena

dimensão da placa, só fornecer informações da camada superficial de

apoio das sapatas, nada Informando sobre o comportamento de

possíveis camadas argilosas compressíveis subjacentes que poderão

ser solicitadas quando da construção do prédio.









PROVA DE CARGA EM ESTACA









PROVA DE CARGA EM ESTACA PRÉDIOANEXO AO TCE/AM















Concepção de Obras de Fundação

Elementos (dados) necessários para o desenvolvimento de



um projeto de fundações

Dados Topográficos• levantamento topográfico (planialtimétrico)• dados sobre taludes e encostas no terreno ou em locais que

possam atingi-lo no caso de acidentes• dados sobre erosões

Dados Geológicos-Geotécnicos• mapas, fotos aéreas, informações de obras executadas na áreaou em locais próximos

• investigação do subsolo





Concepção de Obras de Fundação

Dados da Estrutura a Construir



• tipo do sistema estrutural• cargas (ações nas fundações)

Dados sobre Construções Vizinhas• tipos de estruturas e fundações (desempenho)• número de pavimentos• existência ou não de subsolo• possíveis consequências de escavações e/ou vibraçõesprovocadas pela nova obra

No caso de fundações de pontes é fundamental o

conhecimento do regime do rio para avaliação de possíveiserosões e escolha do método executivo mais adequado.





















Todas as cargas na fundação, fornecidas pelo projetista da estrutura,devem ser acrescidas de 5%, a fim de se considerar o peso próprio

da estrutura de fundação













































FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS

Bloco – elemento de fundação de concreto simples, dimensionado de

forma que as tensões de tração nele produzidas possam ser resistidas



forma que as tensões de tração nele produzidas possam ser resistidas

somente pelo concreto


Sapata – elemento de fundação de concreto armado (armadura

projetada para resistir as tensões de tração)



projetada para resistir as tensões de tração)





FUNDAÇÕES SUPERFICIAISConsiderações sobre o uso de Sapatas

• É um dos tipos de fundações mais usadas, pelo seu

baixo custo e por não exigir equipamento especializado



baixo custo e por não exigir equipamento especializado• Sua vida útil pode ser comprometida por raízes,

infiltrações de água (esgoto, águas pluviais) eformigueiros

• A norma de concreto armado NBR 6118/2003, item22.4, se refere à sapatas rígidas e sapatas flexíveis

• Obras próximas que abaixem o lençol freático do terrenopodem ocasionar recalques em sapatas apoiadas em

solo arenoso (dão logo sinal) e em solo argiloso (podemlevar meses ou anos para dar sinal)








Fundação associada (sapata associada) – é adotada quando:

• as áreas das sapatas isoladas se aproximam muito ou mesmo se



as áreas das sapatas isoladas se aproximam muito ou mesmo seinterpenetram (devido a cargas elevadas e/ou tensões admissíveisdo terreno baixas)

• se deseja minimizar os recalques diferenciais

Quando essas condições acontecem em parte da obra, pode-se adotar fundação associada nessa parte e sapatas isoladas no restante daobra.

Quando essas condições acontecem em toda a obra, o projetista podeoptar pelo radier como solução.


Quando a área total das fundações ultrapassar 50% da área da

construção, o radier passa a ser indicado como solução.



ç , p ç

No estudo de alternativas deve-se levar em consideração os custos e

os prazos de execução.

Na avaliação de custos e prazos, quando necessário deve-se levar em

conta os custos de escavações e reaterros, bem como a

necessidade ou não de rebaixamento do lençol freático (nível dágua)







RADIER PROTENDIDO



FUNDAÇÕES PROFUNDAS

Estaca – elemento de fundação profunda, executado por cravação,



Estaca ç p p çprensagem, vibração ou escavação, ou ainda podendo envolver

mais de um desses processos.

Tubulão – elemento de fundação profunda, de formato cilíndrico, emque, pelo menos na sua fase final de execução, há a descida de

operários para o alargamento da sua base.



ESTACAS BROCAS

A técnica de execução desse tipo de estaca consiste na

escavação manual a trado com diâmetro de 20 a 30cm,



ç ,podendo chegar a 7m de profundidade. As brocas podem

trabalhar:

• Flutuando – quando o mais importante é o atrito lateral

• De ponta – quando o mais importante é a reação daponta

T d f ã d b



Trados para perfuração de brocas oupara sondagens expeditas do terreno



Considerações sobre o uso de Estacas Brocas

• Não são aplicáveis em locais com o nível do lençol



p çfreático muito elevado

• Para grandes profundidades (>7m) tem-se que tomar muito cuidado quanto a verticalidade do furo (prumo)

• A qualidade da estaca depende do atrito “estaca x solo”e da qualidade do concreto. Deve-se tomar cuidado como lançamento do concreto de grandes alturas

Considerações sobre o uso de Estacas Brocas

Segundo o eng Meirelles, estacas brocas com mais de 7m não sãoaconselhá eis pela dific ldade e ec ti a pois o esforço para a



aconselháveis pela dificuldade executiva, pois o esforço para a

escavação se torna muito grande, sendo preferível usar outro tipo

de estacas. Esse limite depende muito do solo, com solos superficiais

muito fracos (SPT de 2 a 3) a perfuração pode chegar até 8 a 9m,

porém, além dessa profundidade, mesmo que se consiga executar o

furo pode-se ter problemas com a sua verticalidade e com a qualidade

do concreto que é lançado no furo sem revestimento. Portanto

aconselha-se a limitar o comprimento desse tipo de estaca a 7m

CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS BROCAS

O cálculo da capacidade de carga de estacas brocas pode

ser feito através da fórmula de Dorr:





CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS BROCAS

R → capacidade de carga da estaca (Kg)



p g ( g)d → diâmetro da estaca (m)

→ peso específico do solo (Kg/m3)

H → altura da estaca (m)

→ ângulo de atrito interno do solo

K → coeficiente de atrito lateral





ESTACAS STRAUSS

É um tipo de estaca moldada no solo que requer um

equipamento simples como: um tripé com guincho (de 1tacoplado a motor a explosão ou elétrico) um pequeno



acoplado a motor a explosão ou elétrico), um pequenopilão (entre 150Kg e 300Kg), uma ferramenta deescavação, e tubos de revestimento (elementos de 2,0 a

3,0 metros de comprimento). Sua qualidade depende muitodo trabalho da equipe encarregada.

Começa-se por descer no terreno um tubo de revestimento(cujo diâmetro determina o da estaca), por um processosemelhante ao das sondagens a percussão ou por escavação do interior do tubo com uma ferramentachamada sonda ou piteira.

ESTACAS STRAUSS

Atingida a cota desejada, enche-se o tubo com cerca de

75cm de concreto úmido, que se apiloa a medida que sevai retirando o tubo A manobra é repetida até o concreto



vai retirando o tubo. A manobra é repetida até o concretoatingir a cota de arrasamento.

As estacas strauss podem ser armadas com uma ferragemlongitudinal (barras retas) e estribos que permitam livrepassagem do soquete de compactação e garantam umcobrimento da armadura no mínimo de 3cm. Quando nãoarmadas, deve-se providenciar uma ligação com o bloco,

por meio de uma ferragem simplesmente cravada noconcreto fresco.











Considerações sobre o uso de Estaca Strauss

• É executada por firmas especializadas

• A medição do serviço é feita pelo comprimento cravado(existe um comprimento mínimo e uma taxa de



(existe um comprimento mínimo e uma taxa demobilização do equipamento)

• Sua boa qualidade depende do operador da cravação e

da concretagem• Em terreno arenoso abaixo do nível d‟água há o risco de

seccionamento da estaca por invasão do solo

• Em terrenos muito moles (argilas orgânicas) sua

execução é quase impraticável


Especial atenção deve ser dada à concretagem das

estacas, por ser esta etapa, a mais importante daoperação



operação.

• O tubo de revestimento deve ser sacado contínua elentamente ao mesmo tempo em que o soquete repousa

sobre o volume de concreto, ou com movimentosrepetidos do tubo de revestimento para adensamento doconcreto;

• É recomendável golpear com o soquete a boca do tubo

de revestimento, de modo a transmitir essa vibração àcoluna de concreto


• O revestimento deve ser puxado para cima

preferencialmente com o uso de guincho manual, moitãoe cabo de aço próprio;



e cabo de aço próprio;

• No caso do equipamento dispor de guincho de tambor duplo, para subida do revestimento, o controle da

velocidade de subida, sem movimentos bruscos, deveser ainda mais rigoroso;

• A sua consistência deve ser plástica para garantir opreenchimento da perfuração e a retirada da tubulação

sem que ocorra a descontinuidade do fuste devido àaderência do concreto na parede interna do tubo.


Seu uso é recomendado em:

Solos coesivos com ou sem lençol freático superficial.No caso do lençol estar superficial executa se a



No caso do lençol estar superficial, executa-se acravação com tubo de revestimento

Solos muito coesivos com lençol profundo (existe a

possibilidade de não ser necessário o tubo derevestimento)

Em terrenos que propiciem comprimentos decravação variáveis, onde o uso de estacas pré-

moldadas redundaria em sobras excessivas


O uso de Estacas Strauss com revestimento em solo pouco

coesivo, com o lençol freático superficial não é recomendável,pois no momento de se sacar o tubo de revestimento uma



pois no momento de se sacar o tubo de revestimento, uma

operação mal conduzida pode provocar o seu seccionamento e

penetração do solo na estaca.

O comprimento da estaca Strauss não deve ir além de 15m,

pois comprimentos muito grandes implicam em:

Dificuldade em sacar o tubo de revestimento

Desvio da verticalidade











EXECUÇÃO DE ESTACAS PRÉ-MOLDADAS DECONCRETO / RIO DE JANEIRO/RJ



EXECUÇÃO DE ESTACAS PRÉ-MOLDADAS DECONCRETO / RIO DE JANEIRO/RJ











ESTACAS PRÉ-MOLDADAS DECONCRETO

Definições:

• Fundação profunda em estacas pré-moldadas det i t f d l j t d l t



concreto – sistema formado pelo conjunto do elementoestrutural de estaca pré-moldada de concreto armado ouprotendido, vibrado ou centrifugado e o maciço de solo

envolvente, ao longo do fuste e sob a base, com amplafaixa de capacidade de carga, desde 100KN até5000KN, com seções transversais variando entre 15cme 80cm


• Nega – penetração permanente de uma estaca,

causada pela aplicação de um golpe do martelo. Emgeral é medida por uma série de 10 golpes do martelo.



Esse comprimento varia em torno de 15 a 25mm. Ao ser fixada ou fornecida, deve ser sempre acompanhada dopeso do martelo e da altura de queda ou da energia decravação no caso de martelos automáticos.

• Repique – parcela elástica do deslocamento máximo deuma seção da estaca, decorrente da aplicação de umgolpe do martelo. É obrigatória a medição do repique em

todas as estacas da obra.


• Cepo – elemento de madeira dura, com fibras dispostas

paralelamente ao eixo da estaca, colocado sobre ocapacete metálico, sobre o qual se deixa cair o martelo.



• Capacete – elemento metálico, instalado no topo daestaca (cabeça), cuja função é distribuir uniformemente

as tensões dinâmicas que surgem em decorrência doimpacto do martelo sobre a cabeça das estacas.

• Coxim – chapa de madeira de espessura variável,colocada entre a cabeça da estaca e o capacete, comdimensões em planta e fôrma, compatíveis com as dasestacas a serem cravadas.


• Martelo – componente do equipamento de cravação, o

qual fornece a energia necessária à instalação daestaca. Constitui-se de uma massa que cai, sobre a



estaca, em queda livre ou de modo automático.

• Suplemento – elemento metálico ou de concreto,

desligado da estaca propriamente dita, utilizado paracravação da estaca no caso em que a cota dearrasamento estiver abaixo do plano de cravação, sendoretirado após a cravação.


• Carga característica – carga, num determinado lote de

estacas com mesmas características e comportamentosemelhante, cuja probabilidade de ocorrência de valor



menor seja igual a 5%

• Capacidade de carga – carga admissível das estacas

constando nos documentos referentes aos dados e àsespecificações do projeto, os quais devem estar disponíveis na obra. Poderá ser, alternativamente,entendida como a carga característica requerida peloprojeto.


• Capacidade de carga na ruptura – capacidade de carga

última, verificada por meio de ensaio de carregamentodinâmico ou por prova de carga estática.



• Diagrama de cravação – documento de registro do nº degolpes necessários para a penetração, em geral de

0,50m ou 1,00m de estaca, para uma determinada alturade queda do martelo.

• Prova de carga estática – ensaio de carga realizadoapós a cravação da estaca de acordo com a NBR12131.


• Ensaio de carregamento dinâmico – ensaio realizado

durante ou após a cravação da estaca, comcarregamento dinâmico, com energia obtida a partir da



queda do martelo, utilizando uma instrumentaçãofundamentada na aplicação da teoria da “equação daonda” conforme a NBR 13208.

• Boletim de previsão de negas e repiques – documentoque utiliza métodos baseados nas fórmulas dinâmicas ena teoria da “equação da onda” elaborados a partir desondagens, do estudo de cravabilidade e da capacidade

de carga especificada no projeto.


• Boletim de controle da cravação de cada estaca –

documento que deve ser preenchido durante a cravaçãode todas as estacas, registrando;



Data da cravação;

Identificação da estaca;

Características da estaca;

Número de referência de fabricação da estaca;

Cota de cravação;

Composição dos elementos da estaca;

Comprimento cravado;

Peso do martelo; Altura de queda;


Peso do capacete;

Altura do cepo;

Altura do coxim;

Di d ã



Diagrama de cravação;

Nega;

Repique;

Observações pertinentes;

Nome e assinatura do engenheiro supervisor da empresa deestaqueamento e dependendo de acordo contratual o ciente doprojetista da fundação;

Nome e assinatura do contratante.


































Um dos problemas no uso desse tipo de estaca, é a

dificuldade de se prever o seu comprimento exato. Por melhor que seja a previsão, sempre ocorre uma

di ê i t i t li d d id



divergência entre o previsto e o realizado devido a

heterogeneidade dos solos, bem como variações nas suas

espessuras. Se a camada resistente apresentar grandesvariações na sua profundidade, e se a previsão de

comportamento não for feita cuidadosamente, ter-se-á de

enfrentar o problema do corte ou emenda de estacas, com

prejuízo para a economia da obra.


Para se evitar a perda excessiva de estacas por previsão

inadequada de comprimento, costuma-se comprar um lotepequeno, pois um acompanhamento cuidadoso do



estaqueamento desse lote, fornecerá importantes

informações para a compra e a cravação das outras

estacas.

BATE ESTACAS HIDRÁULICO



ESQUEMA DO BATE ESTACASSOBRE ROLOS



ESQUEMA DO GUINDASTESOBRE ESTEIRAS






O fabricante de estacas pré-moldadas de concreto deve

manter um programa da qualidade assegurada, quepermita a produção de elementos pré-moldados quesatisfaçam as especificações:



satisfaçam as especificações:

• De resistência dos materiais de concreto e aço;

• Das fôrmas e das dimensões dentro das tolerâncias;• Referentes aos critérios para aceitação ou rejeição;

• Das curvas de interação de flexão composta doelemento estrutural.

Em cada estaca deve constar uma identificação da data desua moldagem.


Os esforços resistentes devem ser calculados conforme a

NBR 6122 que prescreve:• Levar sempre em conta os esforços de tração que podem decorrer da cravação da própria estaca ou de estacas vizinhas;



ç p p ;

• Dimensionar, não só para suportar os esforços nelas atuantes comoelemento estrutural de fundação, como também aqueles que

decorram do seu manuseio, transporte, levantamento ou içamento ecravação;

• Para a fixação da carga estrutural admissível, deve-se adotar coeficiente de minoração da resistência característica do concreto

c = 1,3 quando se utiliza controle sistemático, caso contrário,

utilizar c = 1,4


Para grandes cargas e grandes comprimentos tem sido

utilizado estacas de concreto pr otendido, às quais seatribuem as seguintes vantagens:

• Elevada resistência na compressão na tração e na



• Elevada resistência na compressão, na tração e naflexão;

• Maior capacidade na manipulação e cravação, e menor fissuração (daí sua maior durabilidade);

• Capacidade de suportar forças de tração elevadas(como ancoragens, proteção de pilares de pontes etc...)


• Facilidade de serem moldadas com qualquer

configuração de seção transversal, maciça ou oca, paraatender exigências de projeto;

• Possibilidade de serem executadas com seções



• Possibilidade de serem executadas com seçõestransversais de grandes dimensões e grandescomprimentos. Na ponte de Oesterchelde (Holanda)foram executadas estacas cilíndricas de concretoprotendido com até 4m de diâmetro, e em plataformasde petróleo no Golfo de Maracaibo na Venezuela, foramexecutadas estacas com até 70m de comprimento.


Nos estaqueamentos com verificação da capacidade decarga na ruptura, a carga característica é obtida pelamedição da carga de ruptura por meio de provas de carga



medição da carga de ruptura, por meio de provas de cargaestática ou ensaios de carregamento dinâmico, numaquantidade de amostras não menor do que 1% ou 5%,respectivamente, de estacas de comportamentosemelhante na obra, determinando-se estatisticamente acarga cuja probabilidade de ocorrência de valor menor sejaigual a 5%


Quando a verificação da capacidade de carga é feita a

partir da carga admissível para atender ao recalqueadmissível, deve-se adotar como admissível o valor dacarga que corresponde a 1/1,5 daquela que produz o



g q p , q q precalque admissível de projeto, medido no topo da estaca,a partir do repique ou ensaio de carregamento dinâmico.

Considera-se que esta carga é satisfatória quando o seuvalor medido é maior ou igual ao valor acima determinado.


Emendas de Estacas Pré-Moldadas

Em uma obra com estacas pré-moldadas, tem-se deprever a possibilidade de emenda de elementos. As

d d f it d d õ



emendas devem ser feitas de modo que as seçõesemendadas possam resistir à todas as solicitações que

nelas ocorram durante a cravação e a utilização da estaca.Na maioria das estacas fabricadas no Brasil, a emenda éfeita soldando-se luvas ou anéis metálicos incorporados aoconcreto. Essas emendas permitem transmitir compressão,tração e flexão.




Preparo da Cabeça da Estaca e Ligação com o Bloco

de CoroamentoO preparo da cabeça da estaca para a ligação com o blocod t l t d t “ t d



de coroamento, envolve o corte da estaca na “cota dearrasamento” por um processo que preserve o concreto e

a armadura no trecho necessário para a ligação. Deve-seusar um processo de corte manual do concreto componteiras e talhadeiras que trabalhem horizontalmente, aoinvés de marteletes/rompedores pneumáticos quetrabalhem verticalmente.


A penetração do concreto da estaca no bloco deve ser, no

mínimo, de 5cm (preferencialmente 10cm), certificando-sede que o concreto da estaca esteja perfeitamente íntegroapós o corte. A penetração da armadura no bloco depende



p p ç pdo tipo de vínculo (rótula ou engaste, estaca trabalhando atração etc...) previsto no projeto e os detalhes da armadura

a ser preservada devem constar no projeto. Quando nãohá necessidade de penetração da armadura da estaca nobloco, não se cortam, necessariamente, os ferroseventualmente remanescentes acima da cota de

arrasamento.


É preciso atentar para o fato de que estacas de concreto

protendido por cabos de aço, no caso de alguns tipos devínculos (engaste e/ou estaca trabalhando a tração),precisam ter uma armadura convencional (“dura”), ou não



p ( )poderão ser utilizadas.

Caso o topo da estaca, após a cravação ou após aremoção do concreto danificado, fique abaixo da cota dearrasamento, é possível completar a estaca com concretode alta qualidade ou, preferencialmente, com argamassaespecial (grout), sempre considerando a questão da

armadura a ser emendada.

ESTACAS DE CONCRETO – TESTE DEINTEGRIDADE DO FUSTE DA ESTACA - PIT

Um dos problemas mais sérios em obras de fundaçõesprofundas, é a integridade das estruturas de fundações. As

estacas cravadas podem ser danificadas durante a sua



estacas cravadas podem ser danificadas durante a sua

instalação, devido as altas tensões axiais ou de flexão. As

estacas escavadas ou do tipo Franki podem experimentar separação do concreto, estrangulamento, vazios, baixa

qualidade do concreto e outros defeitos.


Após a instalação, qualquer tipo de estaca pode ter seu

fuste danificado devido a movimentos laterais provocadospelo impacto de equipamentos pesados ou desabamento

de estruturas de contenção etc



de estruturas de contenção, etc...

Submeter todas as estacas de uma obra à uma prova decarga estática é impraticável. Condenar todas as estacas

suspeitas pode ser uma solução eficiente, porém a um

custo muito elevado. Uma alternativa racional é submeter

as estacas a um teste de integridade.


Os testes de integridade consistem em submeter o

material das estacas a uma excitação mecânica externa,por exemplo através de ondas sonoras, de um vibrador ou

de um impacto momentâneo



de um impacto momentâneo.

Eventuais irregularidades são detectadas examinando-se apropagação desta excitação ao longo do material da

estaca, como variações na velocidade de propagação,

variações da resposta de frequencia ou reflexões, são

indícios de alterações nas características das estacas.


Nos casos dos testes em que a excitação das estacas é

produzida por um impacto, esta pode ser produzida por ummartelo de cravação (teste de alta deformação) ou por um

martelo de mão (teste de baixa deformação)



martelo de mão (teste de baixa deformação)

Teste de baixa deformação – consiste na colocação deum acelerômetro de alta sensibilidade no topo da estaca

(com a superfície perfeitamente lisa), mantido em contato

com a mesma por uma cera adesiva especial.


Após, aplica-se diversos golpes com um martelo de mão.

Ao receber cada um dos golpes do martelo, a estacaadquire uma aceleração, que varia com o tempo a medida

que a onda de tensão provocada pelo golpe se propaga ao



que a onda de tensão provocada pelo golpe se propaga ao

longo do fuste. O acelerômetro converte esta aceleração

em sinal elétrico. Este sinal é amplificado e digitalizadopara processamento em computador. O software especial

utilizado integra o sinal de aceleração para obter o de

velocidade.


O software permite também escolher os melhores dentre

os diversos golpes aplicados, para que seja obtido umsinal resultante da média dos sinais escolhidos.



Pelo registro do tempo que a onda de tensão gerada pelo

golpe volta ao topo da estaca (detectado pelo acelerômetro),

infere-se o comprimento do trecho íntegro da estaca. Se a

onda de tensão voltar antes de 2L/C (C velocidade da

onda e L comprimento da estaca), a estaca tem uma

interrupção no seu fuste.











ARENA DA AMAZÔNIATESTE DE INTEGRIDADE DAS

ESTACAS HÉLICES CONTÍNUAS



ESTACAS HÉLICES CONTÍNUAS



ESTACA HÉLICE CONTÍNUA





ESTACA HÉLICE CONTÍNUA























ESTACAS HÉLICESPRÉDIO ANEXODO TCEMANAUS / AM









ARENA DA AMAZÔNIA – ESTACASHÉLICES















ESTACAS HÉLICES CONTÍNUASPROBLEMAS EXECUTIVOS

• Remoção do solo durante o processo de introdução dotrado, aliviando as tensões horizontais existentesquando da execução da estaca e reduzindoconsideravelmente a resistência lateral antes verificada(Van Well, 1988; Van Impe e outros 1991 e Lacy e



( , ; p youtros 1994) mostram esse efeito em solos granulares

sem coesão.• Equipamento sem capacidade (torque insuficinte ou

haste curta) para atingir a profundidade de projeto,resultando em estacas de resistência inferior à projetada


• Concreto inadequado, com trabalhabilidade e agregadograúdo em desacordo com a boa prática e necessidadespara o bombeamento (slump típico 22 2cm0, econsumo baixo de cimento (inferior a 400Kg de cimentopor metro cúbico).



p )

• Descontinuidade causada por execução sem controle,

com velocidade excessiva de subida do trado.• Dificuldade ou impossibilidade de colocação da

armadura projetada por problemas em seudetalhamento, baixa trabalhabilidade do concreto

utilizado ou demora no processo.


• Dano na estaca provocado pela colocação de armadurade forma inadequada (choque ou uso de equipamentomecanizado impróprio). Em solos muito moles, já foiverificada por inspeção a posição da armadura fora docorpo da estaca devido a procedimentos impróprios de



p p p pcolocação.

• Execução de concretagem não pressurizada até o topoda estaca, provocando descontinuidade ou falha nocorpo do elemento

ESTACA HÉLICE MONITORADA

















ESTACAS HÉLICES EXECUTADAS COMO FUNDAÇÃODE PRÉDIO NA PONTA NEGRA













SEQUÊNCIA EXECUTIVA DE UMA ESTACA HÉLICE NA OBRAARENA DA AMAZÔNIA





















































ESTACAS ESCAVADAS









ESTACAS ESCAVADAS



ESTACAS ESCAVADAS





ESTACAS ESCAVADAS



















ESTACA RAIZ









ESTACA RAIZ









TUBULÃO

A CEU ABERTO A AR COMPRIMIDO



TUBULÃO A CÉU ABERTO





SEQUÊNCIA EXECUTIVA

DETUBULÃO A CEU ABERTO



























TUBULÃO A AR COMPRIMIDO



























EXECUÇÃO DE TUBULÕES A CÉU ABERTO E A AR

COMPRIMIDO NA CONSTRUÇÃO DA RODOVIA DOSIMIGRANTES – SP/CAPITAL















ESCOLHA DO TIPO DE FUNDAÇÃO

Deve-se levar em conta os seguintes fatores

Esforços nas Fundações• nível das cargas nos pilares

• ocorrência de outros esforços além do de compressão

C t í ti d L l d Ob



Características do Local da Obra• terrenos acidentados dificultando o acesso de equipamentos

pesados (bate-estacas etc...)

• locais com telhados e lajes dificultando o acesso deequipamentos altos


• ocorrência de lâmina d„água

• obra muito distante de um grande centro encarecendo o transporte

de equipamentos pesados

Características do Subsolo quanto a existência de:• argilas muito moles dificultando a execução tanto de estacas de

concreto moldadas in loco quanto a cravação de estacas de

concreto pré moldadas



concreto pré-moldadas• solos muito resistentes ou com pedregulhos dificultando ou mesmo

impedindo a cravação de estacas de concreto pré-moldadas

• solos com matacões dificultando ou até impedindo o emprego deestacas cravadas de qualquer tipo




• lençol freático elevado dificultando a execução de estacas deconcreto moldadas in loco sem revestimento ou uso de lama

• aterros recentes (em processo de adensamento) sobre camadasmoles indicando a possibilidade da ocorrência de atrito negativo;nesse caso estacas mais lisas ou com tratamento betuminoso sãoindicadas

Características das Construções Vizinhas



Características das Construções Vizinhas• tipo e profundidade das fundações

• existência ou não de subsolos

• sensibilidade a vibrações

• danos já existentes












Quando o terreno é formado por uma espessa camada superficial

suficientemente compacta ou consistente adota-se previamente uma

fundação superficial.

Quando o terreno é formado por uma camada superficial mole, porém

existem camadas firmes a profundidades entre 7 e 25 metros, deve-se

adotar preliminarmente fundações por estacas ou tubulões.



Quando for necessário a execução de fundação superficial sobre

terreno compressível, deve-se tentar aprofundar a fundação, de tal

forma que o peso da terra escavada seja semelhante ao da estrutura

que será construída.


Um caso em que o tipo de fundação superficial praticamente se impõe,

é quando o subsolo é formado por um terreno cuja resistência à

penetração é crescente com a profundidade.

Uma camada superficial espessa de argila muito mole ou turfa,

praticamente impõe a utilização de uma fundação profunda e elimina a

utilização de uma fundação superficial.

Não se adotará uma solução de fundações diretas no caso de solos



Não se adotará uma solução de fundações diretas no caso de solos

porosos e/ou colapsíveis (cuja quebra de estrutura poderá levar a

recalques consideráveis da fundação), nem no caso de aterros que

tenham sido executados sem qualquer controle de compactação.

OS PRÓXIMOS SLIDES

APRESENTAM EXEMPLOS DEESCOLHAS DE FUNDAÇÕESELABORADOS PELO

PROFESSOR MILTON VARGAS



PROFESSOR MILTON VARGAS

DadosDoIPT



IPTSão Paulo

Terzaghie Peck























ESTRUTURAS PARTICULARES

Edifícios Industriais

• grandes vãos dificultando a utilização de cintas e vigas de equilíbrio

→ cada fundação deve ser estável isoladamente• pilares altos sujeitos a momentos

• máquinas que provocam vibrações permanentes (motores,compressores, etc...) ou transientes (prensas, forjas, etc...)

Numa indústria muitas vezes se tem que projetar um sistema de



q p j

isolamento de vibrações que pode ser ativo quando executado na

máquina geradora das vibrações e passivo quando executado na

máquina sensível as vibrações

GALPÃO INDUSTRIAL



GALPÃO INDUSTRIAL




Pontes e Viadutos → suas fundações diferem das fundações das

estruturas usuais, pelos esforços que chegam até elas.

No caso das pontes, devido a possibilidade de erosão, deve-se ter informações sobre :

• regime dos rios como níveis d„água máximo e mínimo

• velocidade máxima da correnteza

• história do comportamento de outras pontes nas proximidades



p p p

Esses aspectos geralmente impõem uma fundação profunda, pois a

utilização de uma fundação superficial corre o risco de ocorrência de

solapamento de sua base

Fundação de pilar deuma ponteRio Branco / AC




Pilares próximos das margens → para a execução de suas fundações(estacas ou tubulões) é possível a utilização de bate-estacasconvencional sobre plataformas provisórias de madeira ou bate-

estacas automáticos que atuam suspensos por lanças e guindastes

Pilares distantes das margens → suas fundações (estacas outubulões) podem ser executadas a partir de flutuantes ou plataformasauto-elevatórias.

Os tubulões a ar comprimido continuam a ser uma das soluções de



Os tubulões a ar comprimido continuam a ser uma das soluções defundação de pontes mais adotadas no Brasil.














































Tanques e Silos de Armazenamento → essas estruturas em

que a carga viva supera a carga morta exigem cuidados especiais no

estudo das suas fundações.

No caso de tanques, o peso próprio é desprezível diante da carga útil,

a qual pode ser totalmente aplicada em questão de horas.

O primeiro enchimento na realidade é uma prova de carga, e énormalmente feito de uma forma controlada medindo-se os recalques



normalmente feito de uma forma controlada medindo se os recalques

resultantes.

PARTICULARIDADES DE ALGUMAS

ESTRUTURAS Os tanques de armazenamento de produtos são estruturas

cilíndricas de aço que se caracterizam por sua extrema leveza

comparada com o peso de seu conteúdo. No caso dos tanquesde maior diâmetro, seu peso próprio á da ordem de somente 2%

do peso total. Isso resulta que, ao contrário das cargas das

estruturas convencionais, que tem cerca de 80% de seu valor

aplicado paulatinamente ao solo durante a construção, aspressões transmitidas pelos tanques são praticamente



p p q p

instantâneas. A solicitação do solo passa em curto prazo de

praticamente zero para pressões da ordem de 15t/m2

PARTICULARIDADES DE ALGUMAS

ESTRUTURASFace a grande área carregada, as tensões aplicadas aos solosalcançam grandes profundidades, correndo o risco de atingir solosmenos resistentes

No caso dos silos além da carga total poder ser aplicada rapidamente,existe também a possibilidade de carregamentos diferenciados nasvárias células que compõem o silo.

Burland e outros (1977) descrevem o caso de uma bateria de silos quesofreu danos estruturais severos apesar dos recalques medidosestarem na faixa de valores normalmente aceitáveis para outros tipos



estarem na faixa de valores normalmente aceitáveis para outros tiposde estruturas.











SILOS DE ARMAZENAMENTO ITACOATIARA /AM









TANQUES DE ARMAZENAMENTO DE ÓLEO

BOCA DO ACRE / AM






COARI / AM






COARI / AM



CAIXA DÁGUA CONJUNTO NOVA CIDADE –

MANAUS / AM

















FUNDAÇÕES DE ESTRUTURAS SUJEITAS Á

CARGAS ACIDENTAIS

• painéis publicitários de grande altura e pequeno peso próprio

• caixas d„água altas e esbeltas • chaminés

• galpão industrial em estrutura metálica com fechamento leve(peso próprio pequeno, grande efeito de vento)

• ponte rolante

• pontes rodoferroviárias (esforços longitudinais e transversaisde vento, frenagem, multidão etc...)



de vento, frenagem, multidão etc...)







FUNDAÇÕES SUJEITAS Á CARGAS

ACIDENTAISSegundo a NBR 6122/94

Quando forem levadas em consideração todas as combinações

possíveis entre os diversos tipos de carregamentos previstos pelas

normas estruturais, inclusive ação do vento, pode-se na combinação

mais desfavorável majorar em 30% as cargas atuantes nas fundações.



DIMENSIONAMENTO DA BASE DE

FUNDAÇÕES DIRETASSapatas Isoladas

Pilar retangular de dimensões b x l transmitindo para a fundação uma

carga Q. A área necessária da sapata será : A = Q / adm = B x L



DIMENSIONAMENTO DA BASE DE

FUNDAÇÕES DIRETASO dimensionamento econômico será aquele que conduz a momentos

aproximadamente iguais nas duas abas em relação a mesa da sapata.

Para isso os balanços devem ser iguais nas duas direções.

B = b + 2d + 5cm L = l +2d + 5cm

L – B = l +2d + 5cm – (b + 2d + 5cm) = l +2d + 5cm – b – 2d – 5cm

L – B = l – b

A = Q / adm = B x L L – B = l – b



adm









PROCEDIMENTOS PARA PROJETOS DE

FUNDAÇÕES DE EDIFÍCIOSReferentes a projetos de fundações de edifícios de até 20 andares,

construídos em São Paulo envolvendo solos de origem sedimentar e

solos residuais provenientes da decomposição de rochas metamórficas

(gnaisses) resultando em solos siltosos com características variáveisem profundidade e em extensão.

Execução de sondagens a percussão com determinação do

N(SPT) → a opção por fundação superficial fica bem definida quando se encontram solos com N ≥ 15 acessíveis após escavação

para implantação das fundações → e fica vetada quando se encontram



para implantação das fundações → e fica vetada quando se encontram

solos com N < 6 se estendendo além das cotas das escavações para

implantação das fundações →


FUNDAÇÕES DE EDIFÍCIOSnos casos em que os solos não são nitidamente bons ou ruins, torna-se necessário uma investigação adicional como :

Execução de Poço Exploratório → que oferece as seguintesvantagens :• é rápida e de baixo custo• verifica a profundidade do nível d„água (condicionante na escolha

do tipo de fundação)

• permite a inspeção dos solos (nem sempre classificadoscorretamente na verificação táctil visual)• permite aferir a consistência dos solos usando-se um penetrômetro



permite aferir a consistência dos solos usando se um penetrômetromanual (barra de aço de diâmetro = 12,5mm)

• permite a coleta de amostras indeformadas tipo bloco


FUNDAÇÕES DE EDIFÍCIOSEnsaio de penetração estática de cone → vantagens :

• rapidez (resultados saem na hora)

• investiga bem as areias acima ou abaixo do NA• define bem as transições• executado ao lado das sondagens ajuda a aferir seus resultados• avalia a variabilidade na horizontal das características dos solos

pela execução de furos próximos

• é praticamente a única opção para investigar solos residuais

Ensaios de laboratório → limitados para solos coesivos que podem



ser amostrados ou através de blocos indeformados ou por meio deamostradores de paredes finas tipo shelbies

CRITÉRIOS PARA FIXAÇÃO DA PRESSÃO

ADMISSÍVEL DO TERRENO DE APOIO

Critério de segurança à ruptura → normalmente satisfeito pela

aplicação de um coeficiente de segurança adequado à tensão quecausa a ruptura do solo r

Critério de recalques admissíveis → governa a maioria dos

projetos de fundações → consiste na adoção de uma tensão queconduza a fundação a recalques que a superestrutura possa suportar



MÉTODOS PARA ESTIMATIVA DAS

PRESSÕES ADMISSÍVEIS• teóricos

• semi-empíricos

• empíricos

Método teórico → consiste na aplicação de uma fórmula de

capacidade de carga para estimativa da tensão de ruptura do solo de

apoio r

A tensão admissível se obtém dividindo-ser por um coeficiente de

segurança FS



segurança FS


PRESSÕES ADMISSÍVEIS

adm = r / FS 2 ≤ FS ≤ 3

Obtidoadm procede-se a uma análise dos recalques para saber se

o critério está satisfeito ou não. Caso negativo reinicia-se todo o

processo.

As dificuldades do método teórico estão na imprecisão das fórmulas decapacidade de carga e na avaliação da resistência ao cisalhamento

dos solos envolvidos



dos solos envolvidos.


PRESSÕES ADMISSÍVEIS Depois de se obter a pressão admissível pela análise deruptura para toda a obra, ou para uma regiãorepresentativa, deve-se verificar se não ocorrerãorecalques excessivos. Se essa pressão conduzir arecalques inferiores ao valor admissível previamenteestabelecido, será confirmada como pressão admissível.Caso contrário, o seu valor deverá ser reduzido até que

sejam obtidos recalques admissíveis.adm adm



adm adm

é o recalque correspondente à aplicação de adm ,



limitado pelo recalque admissível adm

Segundo a NBR 6122/2010, pressão admissível “É apressão adotada em projeto que, aplicada ao terreno pelafundação superficial ou pela base do tubulão, atende comcoeficientes de segurança predeterminados, aos estadoslimites últimos (ruptura) e de serviço (recalques, vibrações

etc...)




PRESSÕES ADMISSÍVEISMétodos Semi-Empíricos → são métodos que relacionam

resultados de ensaios SPT (N(SPT)) e CPT(qc) com

pressões admissíveis. Devem ser observados os domíniosde validade de suas aplicações, bem como as dispersões

dos dados e as limitações regionais associadas a cada um

dos métodos.




PRESSÕES ADMISSÍVEISMétodo Empírico → a tabela a seguir é o resultado da última revisão

da NBR 6122/94.

adm(MPa)

Rocha sã, maciça, sem sinal de decomposição 3,0

Rocha laminada com pequenas fissuras estratificada 1,5

Rocha alterada ou em decomposição Solo granular concrecionado 1,0

Solo pedregulhoso compacto a muito compacto 0,6

Solo pedregulhoso fofo 0,3



Areia muito compacta 0,5

Areia compacta 0,4


PRESSÕES ADMISSÍVEIS Areia medianamente compacta 0,2 Argila dura 0,3 Argila rija 0,2 Argila média 0,1Silte duro (muito compacto) 0,3Silte rijo (compacto) 0,2Silte médio (medianamente compacto) 0,1

para rocha alterada ou em decomposição tem que ser levado em

conta a natureza da rocha mãe e o grau de decomposição ou alteração

No caso de calcário ou qualquer outra rocha cárstica devem ser feitos



No caso de calcário ou qualquer outra rocha cárstica devem ser feitosestudos especiais.


PRESSÕES ADMISSÍVEISOs valores da tabela foram determinados para sapatas com 2m de

largura e apoiadas a 1m de profundidade.

Determinação da Tensão Admissível através dos valores

de N (SPT) → adm = 0,02 N (MPa) válida para qualquer solo

natural no intervalo 5 ≤ N ≤ 20 esse intervalo de validade objetiva

não permitir o emprego de fundação direta quando o solo for mole ou

fofo (N < 5) e limitar o valor de adm obtida por essa fórmula a

0 4 MPa (valores maiores somente com ensaios complementares e/ou



0,4 MPa (valores maiores somente com ensaios complementares e/ou

assistência de especialista em fundações).





A recomendação adm = 0,02 N pressupõe que a

sondagem e o ensaio de penetração sejam confiáveis(Teixeira 1974). O valor de N que entra na expressão é o

valor médio representativo da camada de apoio, estimado

dentro do bulbo de pressões da sapata.




PRESSÕES ADMISSÍVEISO emprego da expressão adm = 0,02 N supõe que abaixo da cota

de apoio das sapatas não ocorram solos com parâmetros deresistência inferiores aos da camada de suporte.

Na hipótese da ocorrência de uma camada menos resistente, seránecessário verificar se as tensões propagadas pelas sapatas ao topoda camada menos resistente são compatíveis com as condições de

resistência e compressibilidade dessa camada.

Nessa verificação pode-se empregar a simplificação sugerida peloódi d B t d it t õ i d



código de Boston, que admite que as tensões se espraiam segundoum ângulo de 30 graus com a vertical.

























DADOS DA EMPRESA CONCRESONDA











DISTRIBUIÇÃO DE PRESSÕES DEVIDO A

CARGAS APLICADASConhecendo-se num determinado ponto P o tensor de tensões iniciais

[o ], deseja-se encontrar para uma determinada carga Q o tensor

das tensões finais [f ] . Para isso é necessário que se conheça o

tensor dos acréscimos de tensões [ ∆ ]

[f ] = [o ] + [ ∆ ]



DISTRIBUIÇÃO DE TENSÕES DEVIDO A

CARGAS APLICADAS[ ∆ ] → calculados pela Teoria da Elasticidade onde a hipótese

fundamental é a existência de uma relação constante entre as tensões

aplicadas e as deformações decorrentesOutras hipóteses consideradas

• o meio é homogêneo (suas propriedades são constantes de ponto aponto)

• o meio é isotrópico (suas propriedades são as mesmas em todas asdireções que passam pelo ponto considerado)




CARGAS APLICADAS As fórmulas da Teoria da Elasticidade são aplicáveis no cálculo dos

acréscimos de pressão no interior de uma massa de solo devido á

cargas aplicadas desde que as tensões induzidas pela aplicação de

cargas externas sejam de pequena intensidade. Nessa condiçãoadmite-se a proporcionalidade entre tensões e deformações.

Nas deduções das fórmulas foi admitido que o do meio é zero. Com

isso, para a obtenção das tensões totais deve-se adicionar as tensõesverticais e horizontais devidas ao peso do solo




CARGAS APLICADASCarga Pontual e Vertical (Boussinesq 1885)




CARGAS APLICADAS

→ coeficiente de Poisson do solo

R2 = Z2 + r 2

z → tensão normal vertical

r → tensão normal radial e horizontal

t → tensão normal horizontal circunferencial

rz → tensão tangencial nas direções de r e z








CARGAS APLICADASUma conclusão importante é que os acréscimos de tensões vertical e

cisalhante ∆z

e ∆rz independem do tipo de solo.

Os acréscimos de tensões horizontais ∆r e ∆t só dependem do

coeficiente de Poisson que para a maioria dos solos varia entre 0,2

e 0,5. Essas equações se aplicam para solos razoavelmente

homogêneos, no início do carregamento (FS alto) e para uma camada

de solo espessa



de solo espessa.





DISTRIBUIÇÃO DE TENSÕES DEVIDO ACARGAS APLICADAS

Carregamento Circular Uniformemente Distribuído








Essa situação corresponde aos casos de fundações de silos ou

tanques cilíndricos ou de chaminé circular de raio R que transmitem

carga distribuída q ao terreno. O ábaco fornece isóbaras de v

/ q em função do afastamento e da profundidade relativos x / R e z / R

Bulbo de Pressões → conjunto de linhas isobáricas ao longo das

quais é transmitida uma mesma fração da tensão q aplicada pela

fundação. Para fins práticos considera-se o bulbo de pressões limitado

pela isóbara ∆z = 0.1 q






A profundidade atingida pelo bulbo é de ≈ 2B sendo B a largura ou o

diâmetro do carregamento








Quando se projeta a fundação de um prédio ao lado de um outro, pode

ocorrer uma interação entre os respectivos bulbos. O bulbo resultante

terá profundidade igual a 2 (B1 + B2) onde B1 é a largura do 1º prédio

e B2 a do segundo.

O engenheiro projetista deverá sempre analisar as fundações dos

prédios vizinhos, pois, se as camadas abrangidas pelo bulbo resultante

das fundações vizinhas atingirem camadas moles eventualmenteexistentes, os recalques poderão ser excessivos levando a exclusão

desse tipo de fundação.








Placa Retangular (Dimensões BxL) Uniformemente Carregada

(Newmark 1935)

A tensão vertical é calculada para os pontos situados na vertical,

passando por um dos vértices do retângulo.








z = q.I

I → fator de influência de tensões obtido através de um ábaco emfunção de m = B/z e n = L/z

No caso do cálculo do acréscimo de tensão num ponto que não esteja

sob um dos vértices da área carregada, utiliza-se o princípio da

sobreposição, determinando-se os fatores de influência de tensões deretângulos cujos vértices se situem sobre o ponto considerado e

fazendo-se sua somatória algébrica.










I ABCD = I AGOE – IDHOE – IBGOF + ICHOF

Como a fundação de um edifício é composta por um conjunto desapatas ou por grupos de estacas, os bulbos de tensões das sapatasou do grupo de estacas se sobrepõem sendo necessário o cálculo das



ou do grupo de estacas se sobrepõem, sendo necessário o cálculo dasresultantes dessas tensões nas camadas de interesse.









RECALQUES DE FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS

Aplicação da carga → recalque inicial → recalque por

adensamento → recalque secundário

Recalque inicial (elástico ou imediato) → ocorre quase quesimultâneamente com a aplicação da carga → sua grandeza é

estimada pela Teoria da Elasticidade

Recalque por adensamento (primário) → decorre da dissipação dos

excessos de pressão neutra (poro pressão) (deformaçõesvolumétricas pela diminuição do índice de vazios do solo)

Recalque secundário (secular) → ocorre depois da dissipação total

dos excessos de pressão neutra (poro pressão)



dos excessos de pressão neutra (poro pressão)




Os recalques elásticos de uma sapata apoiada em solo

homogêneo podem ser estimados pela teoria da

elasticidade.






Recalque por Adensamento

Além da espessura e profundidade de ocorrência, é necessário o

conhecimento dos seguintes parâmetros da camada compressível

• peso específico ()

• indice de vazios inicial (eo)

• indice de compressão (cc)

• indice de recompressão (cr )

• tensão de pré-adensamento (pa)

A localização a mais exata possível do NA é de muita importância



A localização a mais exata possível do NA é de muita importância


Determina-se, no meio da camada compressível, o valor da tensão

geostática efetiva inicial ('vo), verifica-se se a camada é

normalmente adensada 'vo = pa ou 'vo > pa

Por meio das fórmulas / ábacos de distribuição de tensões devido a

cargas aplicadas, calcula-se o acréscimo de tensão z devido a carga

de uma determinada fundação, e após calcula-se o recalque (a)






RECALQUE POR ADENSAMENTO DEFUNDAÇÕES SUPERFICIAIS




Argilas Pré-Adensadas

No caso de argila pré-adensada é normal se considerar o índice derecompressão igual ao índice de expansão medido durante o

descarregamento no ensaio de adensamento.

Excluindo as argilas expansivas, o índice de expansão de argilas de

atividade normal é da ordem de 1/5 a 1/10 do seu índice de

compressão (Ce 1/5 a 1/10 Cc)




Argilas da cidade de São Paulo → Ce ≈ 1/5Cc

Argilas da Baixada Santista → Ce ≈ 1/11Cc

No cálculo da tensão geostática inicial deverá ser levado em conta ocaso de ocorrer um alívio de pressões devido, por exemplo, a uma

escavação para subsolo de um edifício.

Recalques secundários → parcela do recalque total de uma

fundação decorrente das deformações que continuam se processando,

após a dissipação total dos excessos de poro-pressão. O recalque

secundário pode ter muito significativo nas turfas e em solos argilosos



muito plásticos e orgânicos.


A experiência (ensaios e medidas de recalques) mostra que os

recalques secundários evoluem lenta e linearmente com o logarítmo do

tempo.

s = C H log ts/tp

C → índice de compressão secundária

H → espessura da camada compressível

ts → tempo estimado da vida útil da obra

tp → tempo de ocorrência do recalque primário

s → recalque secundário




C → considerado como sendo a deformação específica por um ciclo

do logarítmo do tempo no gráfico recalque x log do tempo

Valores típicos de C • argilas pré-adensadas (OCR 2) → C < 0,001

• argilas normalmente adensadas e de atividade normal → C variade 0,005 a 0,002

• argilas muito plásticas e orgânicas → C 0,03

• turfas → C 0,02




Tempo de Ocorrência do Recalque por Adensamento → aexperiência prática da observação de recalques de obras (aterros eedifícios) tem mostrado que o tempo de ocorrência dos mesmos émenor que o tempo teórico calculado com o coeficiente de

adensamento (cv) determinado de ensaios de laboratório.

Massad (1985) → a velocidade dos recalques de aterros na BaixadaSantista é cerca de 50 vezes maior do que a velocidade calculada com

o cv de laboratório.Teixeira (1944) → para edifícios da orla praiana da cidade de Santos, avelocidade dos recalques real é da ordem de 20 vezes a estimadaatravés de ensaios de laboratório.




As razões para essas diferenças são as seguintes :

• frequentemente os depósitos sedimentares de argila têm lentes

delgadas de areia fazendo com que ocorra uma drenagemhorizontal considerável.

• relação entre as dimensões da área carregada e a espessura dacamada compressível → quanto maior essa relação maisrapidamente se darão os recalques

• relação entre o acréscimo de pressão despertado na camada e apressão geostática inicial → quanto maior essa relação maisrapidamente se darão os recalques primários



OUTRAS CAUSAS DE RECALQUES

Rebaixamento do Lençol Freático (temporário ou permanente)

É frequente se promover o rebaixamento do lençol freático para a

execução da infra-estrutura de um edifício. Caso haja no subsolo

alguma camada compressível, havendo um rebaixamento do lençol,

ocorrerá nessa camada, um aumento das pressões geostáticas

independentemente da aplicação de carregamento externo.



REBAIXAMENTO DO LENÇOL FREÁTICO



REBAIXAMENTO DO LENÇOL FREÁTICO






Ocorrência de Solos Colapsíveis

Esses solos são caracterizados por sua porosidade elevada. Quando

situados acima do nível d„água têm suas partículas cimentadas entre sipor materiais ligantes como calcáreo ou mesmo por argila coloidal.

Porém, quando entram em contato com a água, seja por penetração

pela superfície, seja por elevação do lençol freático, ocorre a

destruição dessa cimentação intergranular, resultando um colapso

súbito da sua estrutura. Esse colapso causa recalques, mesmo sem

haver aumento de pressões por carregamento externo.




Na capital de São Paulo é comum a existência de argilas porosas

vermelhas com macroporos visíveis a olho nu, formados pela lixiviação

de colóides. No interior é comum a presença de areias fofas

(sedimento cenozóico laterizado). A estrutura desses solos é destruídaquando saturados, causando os recalques das fundações ou de

aterros neles apoiados.

No caso de fundações por estacas, se estas estiverem inteiramente

embutidas em solos colapsíveis, há a perda da sua capacidade decarga, e se apenas parte do fuste da estaca estiver no solo onde

ocorre a redução brusca de volume, elas serão sobrecarregadas por

tensões de atrito lateral negativo.



tensões de atrito lateral negativo.


Escavações em Área Adjacente à Fundação

É comum a execução de escavações para a construção de subsolos

junto a edificações já existentes. Essas escavações, mesmo comparedes escoradas, causam movimentos do maciço arrimado,

podendo ocorrer como consequência, recalques nas estruturas

apoiadas nesse maciço.

Como os maiores recalques ocorrem junto as escavações e sereduzem gradativamente com a distância das escavações, os

recalques diferenciais decorrentes podem danificar as edificações

situadas nessa área de influência.





EXECUÇÃO DE GRANDES ESCAVAÇÕES PRÓXIMO ÀCONSTRUÇÕES (JARBAS MILITITSKY / NILO CESAR

CONSOLI / FERNANDO SCHNAID)Escavações e deslocamentos – a execução de

escavações provoca, necessariamente, a movimentação

da massa de solo junto a elas ou a estruturas de

contenção, em razão da perda de material, variação no

estado inicial de tensões ou rebaixamento do lençol

freático, com eventual adensamento de solos saturados.

Esses efeitos dependem das fundações existentes nasproximidades e da sensibilidade aos recalques das

estruturas próximas. A ABNT NBR 9061/1981 regulamenta

a execução de escavações a céu aberto



a execução de escavações a céu aberto.


CONSOLI / FERNANDO SCHNAID)Como os efeitos originados afetam o estado de tensões da

massa de solo, mesmo fundações profundas são afetadas

(Finno e outros 1991, Poulos e Chen 1997).

O tema deslocamentos relacionados com os solos

solicitados e processos construtivos foi objeto de inúmeras

publicações já foi objeto de inúmeras publicações, entre as

quais a referência clássica de medições de deslocamentos jun to à escavações, de Peck (1969), mostrada na figura

a seguir.






CONSOLI / FERNANDO SCHNAID)

A figura a seguir, mostra resultados de estudos de casos

em que foram monitorados os valores de deslocamentos

verticais e horizontais para diferentes materiais.













Com base nos dados coletados por Peck (1969); Clough e

O‟ Rourke (1990); Ranzini e Negro Jr (1998) propuzeram

(Fig 5.7) forma expedita de prever deslocamentos verticais

e horizontais máximos em escavação escorada com

qualidade de execução.







Na Fig 5.8, os autores mostram um caso de acompanhamento

das diversas etapas de implantação de escavação com

17,5m (contida por parede diafragma atirantada) junto a

prédios com fundações superficiais e profundas em Porto

Alegre.








CONSOLI / FERNANDO SCHNAID) O deslocamento lateral do elemento de contenção permite

extensão lateral e recalque (deslocamento vertical do

terreno), quando a massa de solo vizinha à escavação se

movimenta em direção à região escavada.

Segundo Puller (1996), os recalques resultantes de

escavação em frente à cortina de contenção são

influenciados por:





Variação de tensões devido a escavação;

Resistência e rigidez do solo;

Variação das condições do lençol freático

Rigidez da parede e do sistema de suporte;

Forma e dimensão da escavação;

Preparação do local; Qualidade executiva dos serviços.




Vibrações

Vibrações oriundas da operação de equipamentos (bate – estacas,

rolos compactadores vibratórios etc...), de desmonte de rocha nãocontrolado e mesmo do tráfego viário, podem causar recalques de

fundações com consequente danos das edificações

Os danos são causados por vibrações de frequências na faixa de 15 a

30 ciclos/segundo e amplitudes de vibração de 1 a 0,2 mm





DANOS CAUSADOS POR MOVIMENTOS DEFUNDAÇÕES

• Danos arquitetônicos → são aqueles visíveis ao observador comum, causando algum tipo de desconforto como : trincas emparedes, recalques de pisos, desaprumo de edifícios, desaprumo demuros de arrimo, etc...

• Danos causados a funcionalidade ou uso da construção → odesaprumo de um edifício pode causar desgaste excessivo deelevadores, inverter declividades de pisos e tubulações. Recalquestotais excessivos podem inverter declividade ou mesmo romper tubulações, prejudicar o acesso etc.... Recalques diferenciais

podem causar o emperramento de portas e janelas, causar trincaspor onde pode passar umidade, etc.... Recalques de pisosindustriais podem prejudicar a operação de máquinas,empilhadeiras, estocagem de material etc...



DANOS CAUSADOS POR MOVIMENTOS DEFUNDAÇÕES

• Danos estruturais – são aqueles causados à estruturapropriamente dita, podendo comprometer sua estabilidade

Recalques Admissíveis

Na maioria dos problemas práticos, o projeto de fundações é

governado por considerações de recalques. Diante dos problemas

decorrentes de movimentos apreciáveis de fundações, tentou-se

estabelecer limites aceitáveis para esses movimentos.



RECALQUES ADMISSÍVEIS

Grant e outros (1974) ao estudarem a relação entre a distorção angular

e o número de pavimentos de edificações (empregando sistemas

tradicionais de construção com estruturas de aço ou concreto),

reuniram 25 casos de fundações em sapatas distribuídos da seguinteforma :

• até 5 andares 10 casos

• de 6 a 10 andares 8 casos

• de 11 a 20 andares 2 casos

• de 21 a 27 andares 4 casos• de 32 andares 1 caso

É fundamental que o engenheiro saiba distinguir os casos rotineiros

que se encaixam na experiência acima dos casos especiais que



que se encaixam na experiência acima, dos casos especiais que


exigem uma análise mais criteriosa dos recalques (edifícios ≥ 50

andares, com alturas diferentes, grandes vãos, vigas de grande

inércia, etc...).

A tabela abaixo apresenta dados fornecidos por Sowers (1962) combase nos efeitos do recalque sobre as utilidades dos prédios








Da análise das tabelas verifica-se que as limitações quanto aorecalque diferencial em prédios de concreto armado situam-se entre1/400 (0,0025) e 1/250 (0,004) da distância entre dois pontos daestrutura.

Tais valores situam-se em torno do valor 1/300 indicado por Bjerrum(1963) onde deve-se esperar o início do fissuramento em painéis deparedes, e são pouco superiores ao valor 1/500 indicado como segurocontra o fissuramento.

















INFLUÊNCIA MÚTUA DE CONSTRUÇÕESVIZINHAS

No cálculo da distribuição das pressões e dos recalques

correspondentes, não deve ser esquecida a influência mútua das

construções vizinhas (principalmente no caso da ocorrência no subsolo

de solos compressíveis), devido a superposição dos bulbos depressões. Devido a superposição dos campos de pressões de

construções vizinhas estas podem ter uma influência recíproca muito

importante.

Construção simultânea de duas edificações → pode acontecer umasuperposição das pressões das duas construções com tendência à

incliná-las uma para a outra







Construções sucessivas → a construção da primeira estrutura

adensa o terreno não somente sob a construção, como também num

raio considerável conforme as dimensões da construção e as

espessuras e cotas das camadas compressíveis existentes no subsolo.O pré adensamento do solo devido a primeira construção poderá ser

considerável em relação ao peso da nova. A nova encontra o terreno já

adensado de um lado e inclina-se para o lado contrário, enquanto a

construção antiga tende a acompanhar o movimento da nova. Nessecaso existem algumas variantes possíveis.











VERIFICAÇÕES DE PROJETO DE FUNDAÇÕESSUPERFICIAIS

O projeto de fundações superficiais deve passar necessáriamente pela

verificação dos seguintes itens :

A) Análise da viabilidade técnica e executiva da solução adotadaobservando os seguintes aspéctos

• homogeneidade do solo abaixo do apoio

• necessidade de escavações profundas para atingir solosresistentes

• estabilidade lateral das cavas

B) Adoção de tensões admissíveis corretas verificadas pelosmétodos conhecidos



VERIFICAÇÕES DE PROJETO DE FUNDAÇÕESSUPERFICIAIS

C) A área da sapata projetada deve ser maior ou igual a relação

entre a carga (N) do pilar e a tensão admissível (adm)

A (área da sapata projetada) ≥ N / adm

D) A locação do centro de gravidade da sapata deve coincidir com o

centro de gravidade do pilar ou centro de força de dois ou mais

pilares

E) Devem ser verificados a parte os pilares submetidos a flexo-compressão (devido por ex ao vento) no que se refere a tensõesmáxima e mínima



CONTROLE DA EXECUÇÃO DE SAPATAS

Consiste em fazer com que as sapatas sejam apoiadas sobre os solos

previstos no projeto.

Para tanto, é sempre recomendável que as escavações para a

execução das sapatas se iniciem nas imediações das sondagens, para

permitir a comparação in loco do previsto com o real.

Nessa fase inicial pode-se analisar eventuais variabilidades nas

características dos solos de apoio, visando estabelecer níveis quepermitam o escalonamento entre sapatas apoiadas em cotas

diferentes.

















































CAPACIDADE DE CARGA DE FUNDAÇÕESSUPERFICIAIS

Método de Terzaghi

Solos argilosos rijos a duros e arenosos compactos a muito compactos→ ruptura generalizada → tensão de ruptura →

r = CNCSC+ ½ BNS + qNqSq

Solos argilosos moles e arenosos fofos → ruptura localizada → tensão

de ruptura → r = 2CNCSC+ ½BNS + qNqSq3




C – coesão do solo (KN/m2)

– peso específico médio efetivo abaixo da cota de apoio da sapata

até a profundidade B (KN/m3)

B – menor dimensão da sapata (m)q – pressão efetiva na cota de apoio da sapata (KN/m2)

Fatores de Forma

sapata corrida → Sc = 1,00 , S = 1,00 , Sq = 1,00

sapata retangular → Sc = 1,10 , S = 0,90 , Sq = 1,00sapata quadrada → Sc = 1,30 , S = 0,80 , Sq = 1,00

sapata circular → Sc = 1,30 , S = 0,60 , Sq = 1,00









Conclusões

Para solos argilosos ( C = Su , = 0 )

• tensão de ruptura independe da largura B da sapata

• tensão de ruptura independe da presença de água abaixo do apoioda sapata

• tensão de ruptura depende do embutimento da sapata no solo• a sapata corrida tem capacidade de carga menor que as demaissapatas




Para solos arenosos ( C = 0 , 20o ≤ ≤ 40o )

• tensão de ruptura depende da largura B da sapata

• tensão de ruptura depende da presença de água abaixo da cota deapoio da sapata

• tensão de ruptura depende do embutimento da sapata no solo

• a sapata corrida tem capacidade de carga maior que as demaissapatas

Recomenda-se que para a tensão admissível do solo seja adotado um

coeficiente de segurança (FS) igual a 3




Verificar o projeto da fundação abaixo para uma carga de 3000 KN,

sabendo-se que as dimensões B x L da sapata podem variar de 2 a 4m




Considerando as seguintes dimensões B x L = 2,50 x 3,00m

Cálculo da tensão na base da sapata = 3000 KN / (2,50x 3,00)m2

= 3000 / 7,50 = 400 KN / m2

Verificação da tensão admissível


q = 19 KN / m3 . 2,0m = 38 KN /m2

B = 2,50m




= 0 → Nc = 5,7 , N = 0 , Nq = 1,0

sapata retangular → Sc = 1,10 , S = 0,90 , Sq = 1,0

r = 200 KN /m2 .5,7.1,1 + 38 KN /m2 .1,0.1,0 = 1292 KN /m2

adm

r / 3 1292/3 = 430,6666..... KN /m2






Influência do Lençol Freático

Terzaghi e Peck (1948) consideravam que essa influência não existia

quando o NA ocorria numa profundidade maior do que a largura B da

sapata, contada a partir da base da sapata.




r = CNCSC+ ½ BNS + qNqSq q = .D

NA na posição NA1

→ todos os serão n

NA na posição NA2 → o da parcela da base será o ponderado e o

da parcela do embutimento será o n




NA na posição NA3 → o da parcela da base será o sub e o da

parcela do embutimento será o ponderado nesse caso a capacidade

de carga (tensão de ruptura) será dada por

r = CNCSC+ ½ subBNS + n a + n b .DNqSq

D




Calcular a capacidade de carga do terreno indicado no perfil

geotécnico abaixo para receber uma sapata corrida (2m x 6m) que

será solicitada por uma carga de 350tf devido a construção de um

prédio de 18 pavimentos. Considerando obrigatório o uso de um FS =

3, você como o engenheiro responsável pelo projeto deverá decidir se

a sapata com essas dimensões poderá ser executada na profundidade

indicada. Caso não seja possível, você deverá propor uma outra

solução.







do ábaco de Tergaghi para = 35° → Nc = 58 , N = 42 , Nq = 43

sapata corrida → Sc = 1 , S = 1 , Sq = 1


r = CNC + ½ BN + qNq como C = 0 temos

r = ½ BN + qNq




r = ½ 2 tf/m3 . 2 m . 42 + 1,6 tf/m3 . 1,5 m . 43 = 187,2 tf/m2

adm r / 3 tf/m2 187,2 / 3 tf/m2 = 62,40 tf/m2

Pressão que a sapata com a carga de 350 tf exercerá no terreno

Q = 350/12 tf/m2 = 29,17 tf/m2

Com toda a segurança, a sapata poderá ser executada conformeindicado no perfil geotécnico




Após a descoberta de que houve erro na determinação do nível

d„água, pois na realidade o NA ocorre na cota da base da sapata,

pede-se fazer nova verificação do projeto.

Com a nova posição do NA, o da parcela da base será o sub

r = ½ (2,1 – 1) tf/m3 . 2 m . 42 + 1,6 tf/m3 . 1,5 m . 43 = 149,40 tf/m2

adm r / 3 tf/m2 149,40/ 3 tf/m2 = 49,80 tf/m2




Como a nova tensão admissível de 49,80 tf/m2 continua maior que a

tensão solicitada pela sapata de 29,17 tf/m2, o projeto continua seguro.

No caso de haver uma inundação e o NA ficar na superfície do

terreno teremos:

Nesse caso o da parcela do embutimento também será sub

r

=

½

subBN

S

+

subDN

q= ½ (1,1).2.42 + (1,6 – 1,0).1,5.43 =

46,2 + 38,7 = 84,90 tf/m2 ≈ 85 tf/m2




adm r /3 tf/m2 85 /3 tf/m2 = 28,33 tf/m2

A tensão admissível sendo da mesma ordem da tensão que a

sapata exercerá no terreno (29,17 tf/m2

) , o projeto continuaria seguro

Calcular a capacidade de carga do terreno cujo perfil geotécnico é o

mostrado abaixo, para receber uma sapata quadrada (2m x 2m de

base) com uma carga de 90 tf na profundidade mostrada no perfil

geotécnico. Verificar se é possível a execução da sapata levando em

conta um coeficiente de segurança igual a 3.



















Pela comparação dos resultados, verifica-se a importância

de se ter sondagens confiáveis, de forma que não haja

dúvidas quanto aos tipos de solos encontrados, para a

elaboração do perfil geotécnico, bem como quanto acorreta posição do nível d‟água.

O valor do ângulo de atrito interno tem fundamental

influência nos valores dos coeficientes Nc , N e Nq .Entende-se assim, a grande responsabilidade do projetista

na adoção adequada dos valores dos parâmetros de




resistência ao cisalhamento c e dos solos envolvidos no

problema.

É fundamental se entender que os parâmetros c e

não

são características dos solos, e sim que dependem para

um mesmo solo, de vários fatores como nível de tensões,

tipo e condições da realização dos ensaios de resistência

de laboratório, bem como da velocidade de realizaçãodesses ensaios.








Observa-se que a diferença entre os resultados é muito

grande. O bom senso nos diz que o valor real estará entre

os valores de 42tf/m2 e 200tf/m2.

Se o valor de H sob a base da sapata for grande (3m < H <

4m) predominará a influência da argila e se for pequeno

(1m < H < 2m) predominará a influência da areia. Caberá

ao projetista decidir a luz do bom senso e de suasexperiências anteriores em casos semelhantes.



ESCOLHA DO FATOR DE SEGURANÇA (FS)

Segundo Vesic (1975) a escolha do FS depende de:

• das características e do tempo de vida previsto para aestrutura

• da consequência de uma ruptura (perigo de perda devidas humanas)

• Dos cuidados e da técnica usados na prospecção doterreno (sondagens), do tipo de amostragem e da

determinação dos parâmetros c e (ensaios delaboratório, ensaios de campo, correlações com osvalores de N (SPT) ou de qc (CPT)




No caso de fundações superficiais, a escolha do FS é

importante mas não é crítica, tendo em vista que a tensão

de projeto é determinada pelo critério de recalques

admissíveis e não o de ruptura






Para estruturas temporárias o FS pode ser reduzido em

25%, porém em nenhum caso usar FS < 2. Para estruturas

excepcionalmente altas (torres, chaminés, caixas d‟água) o

FS pode ser majorado de 20% a 50%. Deve-se atentar para a possibilidade de inundação, erosão ou de

escavação do terreno.

Todas as fundações deverão também ser analisadas sob ocritério de recalque total máximo e diferencial admissíveis.



CAPACIDADE DE CARGA DE FUNDAÇÕESPROFUNDAS

Tubulões a Céu Aberto

São executados com a abertura (manual ou mecânica) de

um poço até que se atinja um solo de boa qualidade. Após

a abertura do poço executa-se o alargamento da base

objetivando a distribuição das cargas de maneira uniforme

no terreno de apoio.




A adoção de tubulões a céu aberto, é uma boa solução

técnica, pois possibilita a verificação do solo de apoio e

das dimensões finais da escavação do fuste e da base.

Deve-se levar em conta a viabilidade executiva deste tipo

de fundação, já que problemas relacionados a

desbarrancamentos, excesso de água e ocorrência de

matacões de grande porte, podem inviabilizar a suaexecução.






Devido as grandes dimensões da base em relação ao fuste, os

tubulões trabalham por ponta, ou seja, toda a carga proveniente da

superestrutura é distribuída uniformemente na base sem ser levada em

consideração a resistência lateral que existe entre o fuste e o solo

O fuste do tubulão é dimensionado para que o concreto de enchimento

do tubulão trabalhe a compressão simples, sem a necessidade de

armação

Normalmente se utiliza o concreto de enchimento do tubulão com f ck ≥ 13,5 MPa que resulta, após a aplicação dos coeficientes de

majoração de carga e minoração da resistência do concreto, numa

tensão de trabalho do concreto de σc = 5000KN/m2




Caso se utilize concreto com maiores resistências, esta tensão pode

ser aumentada. O ideal é a utilização de concreto auto-adensável com

slump de 9 ± 2cm para garantir o total preenchimento do tubulão

No caso de tubulões submetidos a flexo-compressão com esforçoshorizontais atuando simultâneamente, devem ser verificados as

condições de rigidez do tubulão, os deslocamentos e solicitações que

atuarão nestas fundações e dimensioná-la como uma peça de

concreto armado

Para fustes submetidos a compressão simples e preenchidos com

concreto com f ck ≥ 13,5 MPa




Área necessária do fuste = P/σc = P/5000 = d2/4

d – diâmetro do fuste (mínimo = 70cm)

P – carga do pilar (KN)

σc – tensão de trabalho do concreto (KN/m2)

A base do tubulão é dimensionada para trabalhar com a tensão

admissível do solo (σadm), sem a necessidade da utilização de

armadura

O formato da base em planta pode ser circular ou em falsa elipse



























FAZER A VERIFICAÇÃO DO PROJETO DO TUBULÃO











considerando que acamada de areia finaargilosa, avermelhadanão tenha coesão













MÉTODOS DE AVALIAÇÃO DA CAPACIDADEDE CARGA DE ESTACAS

Métodos Estáticos

• Teóricos – quando o cálculo é feito de acordo com teoriadesenvolvida dentro da Mecânica dos Solos

• Semi-empíricos – quando são usadas correlações com ensaios in

situ. Os FS usados devem ser os recomendados pelos autores dasteorias ou correlações

Na análise das parcelas de resistência de ponta e atrito lateral, é

necessário levar em conta a técnica executiva e as particularidades de

cada tipo de estaca ou tubulão. Quando o elemento de fundação tiver base alargada, o atrito lateral deve ser desprezado ao longo de um

trecho igual ao diâmetro da base acima do início do alargamento da

base.













O método também prevê fatores que levam em conta oprocedimento executivo de cada estaca









Os valores de K e de são dados na

tabela 1.3







D é o diâmetro ou lado da seção transversal do fuste daestaca

Para outros autores, para estacas cravadas, F1 = 1,75





MÉTODO DE TEIXEIRA (1996)

Esse método, baseado nos valores de NSPT propõe oseguinte:

QP = .NP

QL = .NL

NP - valor médio dos N medidos no intervalo entre 4diâmetros acima da ponta da estaca e 1 diâmetro abaixo

NL - valor médio dos N ao longo do comprimento do fusteda estaca

e - parâmetros propostos pelo autor








O autor propõe que seja utilizado um coeficiente desegurança global em relação a ruptura do sistemaestaca/solo igual a 2 para as estacas cravadas.

Para as estacas escavadas a céu aberto o autor propõe aadoção de FS parciais, sendo 4 para a parcelacorrespondente a resistência de ponta e 1,5 para a parcelacorrespondente ao atrito lateral




Os parâmetros e não se aplicam para os casos deestacas pré-fabricadas cravadas em argilas molessensíveis, em que normalmente os valores de N sãomenores que 3. Devido as grandes espessuras quando

ocorrem esses tipos de sedimentos, na maioria dos casos,as estacas neles cravadas não alcançam as camadas desolos residuais existentes mais abaixo, resultando emestacas cuja preponderância de resistência corresponde

ao atrito lateral. Nessas condições o autor recomenda aadoção dos seguintes valores:























Considerando estacas pré-moldadas de concreto centrifugado,cravadas em local cuja sondagem é representada na fig 1,7,com a ponta á cota -13m, fazer a previsão da capacidade de

carga dessa fundação utilizando o método Décourt-Quaresma(1978)









CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACASEFEITO DE GRUPO

Tudo o que foi visto sobre capacidade de carga refere-seao elemento isolado de fundação por estaca. A maioria dasfundações por estacas, porém, emprega grupos,geralmente de 2 a 9 estacas interligadas por um bloco de

coroamento de concreto. A capacidade de carga do grupo pode ser diferente dasoma dos valores de capacidade de carga dos elementosisolados que o compõem. Assim, pode haver um efeito de

grupo sobre a capacidade de carga, o qual pode ser quantificado pela chamada eficiência de grupo ()




= Rg / Ri

eficiência de grupo

Rg capacidade de carga do grupo de estacasRg capacidade de carga do elemento isolado defundação

Em princípio, a eficiência do grupo depende da forma e do

tamanho do grupo, do espaçamento entre estacas e,principalmente, do tipo de solo e de estaca.




Antes, considerávamos que a eficiência podia ser menor do que a unidade, de acordo com as fórmulas de eficiênciaempregadas à época. Depois, com a realização de ensaiosem grupos, constatamos que a eficiência geralmente é

igual ou superior à unidade.Em duas condições, a eficiência resulta em torno daunidade:

• Estacas de qualquer tipo em argila

• Estacas escavadas em qualquer tipo de solo




Eficiências superiores a unidade são obtidas para estacascravadas em areia, sobretudo em areia fofa.

De acordo com Vesic (1975), em qualquer caso, a

resistência de ponta do grupo pode ser considerada igual asoma das resistências de ponta dos elementos isolados,mas a resistência por atrito lateral do grupo, em areia,pode ser maior do que a soma dos valores de atrito lateraldos elementos isolados, por causa da compactação

causada pela cravação das estacas dentro de uma árearelativamente pequena.




Não há nenhuma teoria ou fórmula para a estimativa decapacidade de carga de grupo nem da eficiência de grupo.O que existe são resultados experimentais que comprovamvalores de eficiência, de grupo de estacas cravadas em

areia, de até 1,5 ou 1,7 (Vesic 1967b; Cintra e Albiero1989), em grupos de até 9 estacas com espaçamentoentre eixos de 2,5 vezes o diâmetro.

A prática corrente de projetos de fundações por estacas

não leva em conta possíveis benefícios de eficiência degrupo superior a unidade. Assim, na prática, calculamos acapacidade de carga apenas do elemento isolado, com




a hipótese de que tenhamos = 1

Na resistência do grupo de estacas há também acontribuição do próprio bloco de coroamento das estacas,

pois uma parcela da carga total aplicada ao grupo étransmitida ao solo diretamente pelo bloco. Em blocosusuais, essa contribuição é de no máximo 20% (Chen, Xue Wang 1993; Senna Jr e Cintra 1994), para estacascravadas e escavadas, porém essa contribuição costuma

ser negligenciada em projetos.



ESTRUTURAS DE CONTENÇÃO

Contenção → toda estrutura destinada a se contrapor aos empuxos ou tensões gerados em um maciço, cuja condição de equilíbrio foi

alterada, por exemplo, por uma escavação, corte ou execução de

aterro

Muros → estruturas de contenção de paredes verticais ou inclinadas.

Podem ser de alvenaria, concreto simples ou armado. Sua fundação

pode ser direta e corrida ou profunda em estacas e tubulões

Cortinas de Estacas Pranchas → estruturas provisórias ou

permanentes, ancoradas ou atirantadas, caracterizadas pela pequena

deslocabilidade




Podem ser de perfis de aço com encaixes longitudinais, ou de concretoarmado com encaixes tipo macho e fêmea. Formam paredes com

estanqueidade limitada pela permeabilidade das próprias juntas

Paredes Diafragma → caracterizadas pela concretagem submersafeita em trincheiras estreitas escavadas, cuja estabilidade durante a

escavação é obtida enchendo-se a vala com lama bentonítica

(suspensão de bentonita em água) que permite a colocação da

armadura e o enchimento da vala escavada com concreto




















































Escoramentos → estruturas provisórias executadas para possibilitar aconstrução de obras enterradas como o assentamento de tubulações

de esgoto e/ou drenagem. De um modo geral os escoramentos se

compõem dos seguintes elementos

• Parede – parte que fica em contato direto com o solo a ser contido.Geralmente é vertical e formada por materiais como madeira, açoou concreto

• Longarina – elemento linear longitudinal no qual a parede se apoia.Em geral é disposta horizontalmente e pode ser constituída de vigas

de madeira, aço ou concreto armado• Estroncas – elementos de apoio das longarinas e dispostasperpendicularmente as mesmas. Podem ser constituídas de barrasde madeira ou aço




• Tirantes – elementos lineares cravados no maciço por meio desondas rotativas e ancorados fora da cunha potencial de rupturaatravés de um trecho alargado denominado bulbo do tirante.Trabalhando a tração podem suportar as longarinas no lugar dasestroncas, quando a sua utilização for a solução mais adequadatécnica e econômica

A principal dificuldade comum aos vários tipos de escoramentos é aeventual impossibilidade de se conseguir ficha suficiente, o que leva anecessidade de se criar mais apoios horizontais (estroncas provisórias)para contrabalançar os empuxos atuantes nas várias fases da

escavação. Em solos moles com o aprofundamento da escavação há operigo de se atingir a profundidade crítica em relação a ruptura dofundo da base da escavação




Além do efeito imediato de recalques acentuados das superfícieslaterais do terreno, há o perigo de que o solo mole surgindodo fundo da vala, desloque as estroncas inferiores provocando ocolapso instantâneo do escoramento. Mesmo sem atingir a condiçãode ruptura pode haver sobreelevaçaõ do fundo da vala, provocando

ondulações e fissuramento transversal em condutos enterrados

No caso de paredes diafragmas, o maior problema é a fugainstantânea da lama bentonítica que pode ocorrer por exemplo quandoa escavação provoca um rompimento acidental de algum conduto

enterrado. Nesse caso o reenchimento da vala com areia deve ser imediato para impedir um colapso ao redor do elemento que estásendo escavado




















































































Ç

A escolha do tipo mais adequado de escoramento depende dosseguintes fatores :

• profundidade da vala ou escavação

• tipo de solos (coesivos e/ou não coesivos) envolvidos no problema

• dimensões e tipo de tubulação ou elemento a ser enterrado• profundidade do lençol freático

• existência ou não de edificações ou sobrecargas próximas daescavação

Observações

• O escoramento deve tanto quanto possível suprir o confinamentodado pelo próprio solo antes da escavação




Ç

• O escoramento deve ser capaz de impedir deslocamentos lateraisalém dos que ocorrem inevitavelmente no intervalo de tempo entrea escavação e a execução do escoramento

Portanto, durante a execução de um escoramento deve-se ter duas

grandes preocupações

• De instalá-lo o mais rapidamente possível, tendo em vista que osdeslocamentos laterais evoluem com o tempo

• O de evitar espaços vazios entre a parede do escoramento e omaciço escorado

A demora da instalação do escoramento pode levar a significativosdeslocamentos laterais das paredes das valas, devido ao

desconfinamento do maciço escavado










































Muros de Gravidade (Muros de Peso) – são estruturas corridas quese opõem aos empuxos horizontais pelo peso próprio. Em geral são

empregados para desníveis ≤ 5m





Muros de concreto ciclópico








Muro de Flexão – são estruturas mais esbeltas (seção transversal emforma de L), que resistem aos empuxos por flexão, utilizando parte do

peso próprio do maciço arrimado que se apóia sobre a base do L para

se manterem em equilíbrio. Em geral são construídas em concreto

armado, tornando-se antieconômicas para alturas maiores que 7m




Muros de Contrafortes – são os que possuem elementos verticaischamados contrafortes ou gigantes, espaçados de alguns metros e

destinados a suportar os esforços de flexão pelo engastamento na

fundação.









MURO DE CONTENÇÃO – ORLA DE SILVES /AM



MURO DE CONTENÇÃO – ORLA DE COARI /AM












são muros de gravidade

construídos pela superposição

de gaiolões de malhas de

arame galvanizado cheios

com pedras arrumadas cujos

diâmetros mínimos são

abertura da malha das gaiolas

Muro de Gabião





OBRA DE CONTENÇÃO COM GABIÃORIO PRETO DA EVA/AM









CONTENÇÃO EM RIP-RAP (SACOS DE AREIA)COARI



CONTENÇÃO EM RIP-RAP (SACOS DE AREIA)COARI



CANAL DO PASSEIO DO MINDU













CONTENÇÃO

EM PAREDES DIAFRAGMA EESTACÕES INTERCALADOS COMCOLUNAS DE SOLO CIMENTO

LOCAL – SÃO PAULO – AV PAULISTA



PARA ABRIGAR OS SETE SUBSOLOS DA TORRE MATARAZZO E DOSHOPPING SÃO PAULO, ESCAVAÇÃO DE 9 MIL M2 E 25M DEPROFUNDIDADE MOVIMENTOU 250 MIL M3 DE TERRA

O empreendimento, idealizado pela Cyrela CommercialProperties e pela Camargo Corrêa DesenvolvimentoImobiliário é composto pela torre de escritórios triple A de



Imobiliário, é composto pela torre de escritórios triple A, de

22 mil m2

de área privativa total e pelo Shopping São Paulo,Com 17,5 mil m2 de área bruta locável. O terreno de 12 milm2 localiza-se na confluência das Ruas São Carlos do Pinhal,Pamplona e Av Paulista. A escavação com 25m deprofundidade, abrigará sete subsolos e tem exigido, além deum planejamento criterioso, cuidados redobrados devido àproximidade do túnel da Linha 2 – Verde do Metrô de SãoPaulo e ao fluxo intenso de pessoas e trânsito na Av. Alogística abrangeu desde a mobilização dos equipamentos,

que só podiam chegar na obra de noite e entrar emfuncionamento de dia, até o fornecimento de aço e concretoem horários especiais.

Construção junto a RuaPamplona tem estacões de



Pamplona, tem estacões de1,20m de diâmetro intercaladoscom colunas de 80 cm dediâmetro executadas comInjeção de calda de cimento aalta pressão sem ar comprimido,técnica conhecida como

Chemical Chuming Pile (CCP)



Detalhe de uma coluna deuma coluna de solo-cimentodo tipo Chemical ChumingPile (CCP)

A técnica consiste em utilizar perfuratrizes com bomba parainjeções de calda de cimento a alta pressão (400bar a 900bar)



j ç p ( )por meio de jatos horizontais a uma velocidade de cerca de250m/s. Em função do movimento de rotação do equipamento,mesmo sem escavação prévia, o solo se desagrega e semistura com a calda de cimento, criando um composto de solo-cimento na forma de colunas com seção circular, com alta

resistência e estanqueidade, impermeabilizando o solo. Essanata é injetada com bicos de 2mm a 3mm de diâmetro na terra.

A técnica de CCP permite a execução de colunas de diâmetromédio entre 40cm e 80cm sem a utilização de ar comprimido

(característica do jet grouting, indicado para colunas dediâmetro médio entre 90cm e 180cm)

Durante a execução das colunas, o jato funciona como destruidor

do terreno, criando uma sopa. O equipamento perfura o solo



p q p pna descida e, quando sobe, libera a nata de cimento.Segundo Golombek, essa solução foi concebida para suportar

As cargas concentradas dos pilares da torre, que estãoposicionados sobre a cortina, com valores da ordem de 3 mila 4 mil toneladas cada. Segundo Golombek a técnica de

estacas escavadas com CCP (jet grouting), é bem conhecidano Brasil e no mundo em obras de grande porte como metrôs.

A sua utilização nesse caso em empreendimento imobiliáriose revelou muito competitiva em termos de custos e prazo. A

opção pelas estacas escavadas com CCP também se deveao solo do terreno, que no caso é composto de camadas delimonita, que formam lâminas bem duras com 20 até 80cm deespessura.

O túnel do metrô está na lateral da obra e passa no leito da AvPaulista a 20m de profundidade. As fundações do prédio sãobem mais profundas (até 49m de profundidade), e devido a isso



p ( p ),foi necessário contratar instrumentação remota durante as obrasde infraestrutura para monitoramento de toda a região. Foirealizado um mapeamento detalhado do subsolo, com fartadocumentação do trecho.Para a execução dos estacões, a Geosonda está utilizando uma

perfuratriz de 90t equipada com haste telescópica.O primeiropasso é a escavação com um fluido a base de polímeros quepromove a sustentação e a impermeabilização do solo, emsubstituição à lama bentonítica. Depois é feita a concretagem de

baixo para cima, ao mesmo tempo em que o fluido é bombeado.O empreendimento tem ao todo 289 estacas escavadas comdistâncias entre elas variando de acordo com o trecho, e comblocos de fundação de até 66 mil toneladas.





Devido a proximidade com túneis do metrô, a obra está passando por monitoramento constante de recalques do pavimentoasfáltico da Av Paulista. Também estão sendo registrados os



asfáltico da Av Paulista. Também estão sendo registrados os

Deslocamentos provocados pela escavação da obra e aconvergência com o túnel do metrô. Para evitar qualquer risco, nos dois cantos da parede diafragma na divisa com aPaulista, foi utilizado escoramento metálico robusto parasubstituir os tirantes.

Próximo à Rua Pamplona e também abaixo do túnel, foramlocados tirantes inclinados com comprimentos de até 40m,para evitar proximidade com essas estruturas.

A instalação começa com a perfuração baseada no

comprimento total do tirante, com uma perfuratriz de 10t a15t. Depois, são instalados os tubos de revestimento emPVC, que abrigam de 12 a 14 cabos de aço cada.

Esses tubos são preenchidos, em parte, com calda de cimentosob pressão. São deixados trechos livres de cimento para quecada tirante possa trabalhar de acordo com as determinações



cada tirante possa trabalhar de acordo com as determinações

do projeto. A ancoragem dos tirantes é feita com protensãonormal. No total a obra conta com mais de 21 mil metros detirantes com capacidade entre 35t e 140t









Na face do terreno voltadopara a Rua Pamplona acontenção foi feita com



ç

Estacões intercalados comcolunas de solo-cimentodo tipo Chemical ChumingPile (CCP). Tirantesalinhados foram dispostos

1,50m entre si



Ângulo de inclinaçãodos tirantes executados na Parede Diafragma junto à Av Paulista foicuidadosamente

estudado para nãointerferir no túnel doMetrô



CONTENÇÃO TIPO RIP RAP (SACOS DEAREIA) - ITACOATIARA / AM



CORTINA ATIRANTADA – ITACOATIARA / AM





RUPTURA DA CONTENÇÃODA ORLA DE MANACAPURUSETEMBRO DE 2011



























PROJETO DE MUROS DE ARRIMO

O j t d d i d l t ti d



O projeto de um muro de arrimo como o de qualquer outro tipo deestrutura, consiste essencialmente na repetição sucessiva de duasetapas

• determinação ou estimativa das dimensões

• verificação da estabilidade com relação aos esforços atuantes

Conhecidas as forças que atuam na estrutura, tais como o seu peso

próprio, empuxos causados pela pressão de terra, as reações do solo

e eventuais cargas aplicadas no topo do muro, o projetista poderá

então, realizar a análise da estabilidade da estrutura


O excesso de umidade e o solo encharcado d′água aumentam o efeito



O excesso de umidade e o solo encharcado d′água aumentam o efeito

do empuxo sobre o muro. Para se evitar esse efeito, projeta-se um

sistema de drenagem e coloca-se barbacans (tubos de 100cm2 de

seção transversal a cada metro) ao longo da altura do muro

A quantificação da intensidade do empuxo de terra é o dado

fundamental para a elaboração do projeto de uma estrutura de arrimo


E (P ) empuxo ativo se desenvolve quando o retro aterro é



Ea (Pa) – empuxo ativo → se desenvolve quando o retro-aterro é

colocado e quando quaisquer sobrecargas são colocadas na sua

superfície

O empuxo ativo atua empurrando o muro para fora (exterior) e também

para tombá-lo em torno do seu pé

Esse movimento para fora é impedido pela resistência ao deslizamento

ao longo da base do muro (T) e pela resistência passiva do solo abaixo

do pé do muro (Pp), a qual é desprezada por medida de segurança

A resistência ao tombamento é devido ao peso próprio do muro


O peso do muro é muito importante devido a dois aspéctos :



O peso do muro é muito importante devido a dois aspéctos :

• resiste ao tombamento

• ocasiona resistência friccional ao deslizamento na base do muro

O muro de peso de contenção, o retro-aterro e o solo de fundação

constituem um sistema indeterminado. As grandezas das forças que

atuam sobre a estrutura não podem ser determinadas somente pela

estática, pois são afetadas pela sequência de construção e operações

do retro-aterro

O projeto de uma estrutura de contenção é baseado na análise dasforças atuantes que existiriam caso a estrutura começasse a romper,

isto é, começasse a tombar e/ou deslizar


Dessa forma uma proposta para o projeto de um muro de contenção



Dessa forma, uma proposta para o projeto de um muro de contenção

de peso (gravidade) consiste dos seguintes passos

• Selecionar dimensões experimentais para o muro

• Determinar o empuxo ativo contra o muro baseado na hipótese de

que a ruptura por cisalhamento ocorre em toda a zona ativa• Determinar a resistência oferecida pelo peso do muro e a força

cisalhante na sua base

• Comparar o empuxo ativo com a resistência total oferecida, quedeverá exceder o empuxo ativo por um fator de segurança

adequado


Influência da Água efeito direto → resultante do acúmulo de água



Influência da Água - efeito direto → resultante do acúmulo de água

junto ao tardoz interno do muro - efeito indireto → redução da

resistência ao cisalhamento do maciço pelo aumento da poro-pressão

em decorrência do encharcamento. O efeito direto é o mais importante

e pode ser eliminado ou bastante atenuado pela existência de um

sistema eficaz de drenagem

A rigor, no exame da influência da água nas obras de contenção, deve-

se conhecer a rede de fluxo no terrapleno. Só assim é que se poderá

determinar a resultante U do diagrama de pressões neutras sobre o

plano de ruptura, para então considerá-la com as demais forças noestudo do equilíbrio da cunha deslizante e obter o valor do empuxo


Sistemas de Drenagem → devem obedecer aos seguintes princípios



Sistemas de Drenagem → devem obedecer aos seguintes princípios

básicos

• Impedir o acúmulo de água junto ao tardoz interno do arrimo

• Tanto quanto possível, fazer com que na região da cunha potencialde ruptura, a rede de percolação tenha linhas de fluxo verticais

• Ter um sistema de drenagem que seja drenante e filtrante paraafastar o perigo da colmatação ou entupimento do dreno. O sistemadeve impedir também o carreamento de material do maciçoarrimado através dos barbacans

• Procurar separar o sistema de coleta e desvio de águas que

escoam pela superfície do terreno, das que, infiltrando-se irãoatingir o sistema interno de drenagem, para evitar vazões elevadase o carreamento de detritos para o sistema interno de drenagem





ANÁLISE DE ESTABILIDADE DE MUROS DECONTENÇÃO DE PESO

• Segurança contra o Tombamento – a condição para que o muro



• Segurança contra o Tombamento – a condição para que o muro

não tombe em torno da extremidade da base, é que o momento deestabilidade ocasionado pelo peso do muro (Mest) seja maior que omomento de tombamento (Mtomb) devido ao empuxo total atuandosobre o muro

Mest = W . x

Mtomb = Ea . y

W . x Ea . Y

FStomb – normalmente varia entre 1,5 e 2,0 ou seja

1,5 ≤ FS ≤ 2


Dependendo do caso pode-se aceitar que o FStomb seja maior do que 2,



Dependendo do caso pode se aceitar que o FStomb seja maior do que 2,

porém Fstomb 1,5 é inaceitável. Assim temos:

FStomb = W.x / Ea.y ≥ 1,5

Segurança contra o Deslizamento – desprezando-se a contribuição

do empuxo passivo Ep (a favor da segurança), a condição para o muronão deslizar sob a ação do empuxo atuando sobre ele é a seguinte :






• Segurança contra a ruptura e deformação excessiva do terreno de



Segurança contra a ruptura e deformação excessiva do terreno de

fundação

Quando a resultante das forças R cair no terço central da base, odiagrama de pressões no solo será aproximadamente um trapézio e oterreno estará submetido apenas a pressões de compressão

W – peso do muro

Ea – empuxo ativo

b – base do muro

e - excentricidade

ANÁLISE DE ESTABILIDADE DE MUROSDE CONTENÇÃO DE PESO



e = MEST – MTOMBW

1 = W ( 1 + 6e )

b b2 = W ( 1 - 6e )

b b



b

EA

W

R

12


Quando a resultante R cair fora do terço central, a distribuição de



Quando a resultante R cair fora do terço central, a distribuição de

pressões será triangular, porém limitada a parte que gera compressão.

A condição a ser satisfeita é que a pressão 1 seja menor que apressão admissível do terreno

1 = 2W

3e



3e

b

W

R

Ea1


• Segurança contra a ruptura do conjunto solo-muro



g ç p j

A possibilidade de ruptura do terreno segundo uma superfície deescorregamento também deverá ser investigada













PROJETO DE UM ESCORAMENTO

A curva de projeto de distribuição de pressões representa uma



p j ç p p

envoltória das várias distribuições reais possíveis.

De acordo com a distribuição de pressões proposta por Terzaghie Peck, o empuxo total calculado excede o empuxo ativoatuante no escoramento em 28%.

Nenhuma estronca deve ficar super-tencionada, pois, casoisso aconteça e a estronca começar a romper, elatransfere esforça para a estronca adjacente e assim por diante. Se uma estronca começa a romper, suacapacidade de suportar cargas se reduz e o sistema totaldo escoramento poderá entrar em colapso

PROJETO DE UM ESCORAMENTO

O uso de uma envoltória (de todas as distribuições de



( çpressões possíveis) assegura que cada estronca seráprojetada para suportar a maior carga possível.

Dois pontos importantes num sistema de escoramento são:

• A estronca superior estará submetida a cargas maioresdo que as previstas pelas distribuições de pressõesusuais.

• As estroncas sob compressão formam um sistema

quebradiço, e tendem ao colapso tão logo a plastificaçãocomeça.









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Trabalho de fundação