Aulas Fundacoes Ufersa 003 Sapatas

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Prof. John Eloi FUNDAÇÕES - UFERSA 1 Prof. John Eloi Bezerra FUNDAÇÕES EM SAPATAS UNIVERSIDADE FEDERAL RURAL DO SEMI-ÁRIDO CURSO DE ENGENHARIA CIVIL Disciplina: FUNDAÇÕES

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Introdução ao projeto de fundações em sapatas.

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Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 1

Prof. John Eloi Bezerra

FUNDAÇÕES EM SAPATAS

UNIVERSIDADE FEDERAL RURAL DO SEMI-ÁRIDO

CURSO DE ENGENHARIA CIVIL

Disciplina: FUNDAÇÕES

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Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 2

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

Projeto de fundações

No projeto de fundações por sapatas deverão constar as seguintes informações:

a. Tensão admissível do solo.b. Dimensões geométricas das sapatas.c. Cota de arrasamento das sapatas.d. Eixos de locação.e. Resumo dos consumos de concreto.f. Volume de movimentação de solo.g. Detalhes esquemáticos para construção.h. Outras informações.

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Prof. John Eloi - FUNDAÇÕES - UFERSA 3

0.49

58.8 3

0.4

0.4

9

0.4

0.4

0.4

3

9.4

0.40.4

0.40.4

3

0.4

135.9

3

283.4510280.6229.4510510257.6252.4256.2253.8197.6282.4

147

130.1

130.1

9

7

114.1

130.1

77 7

65.5

65.5

65.5

65.5

65.5

130.1

130.1

16

862.2

171.5

177.5

327.6

201.4

266

13121110987654321

G

F

E

D

C

B

A

HF=60CA=1.09m/-13.09m60/60BPM2

HF=60CA=1.09m/-13.09m60/60BPM1

HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B7

HF=60CA=-0.80m/-14.80m135/60B42

HF=100CA=-1.20m/-15.20mB18 HF=60

CA=-0.80m/-14.80m60/60B23

HF=60CA=-0.80m/-14.80m60/60B22

HF=100CA=-1.20m/-15.20mB10

HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B5

HF=100CA=-1.20m/-15.20mB35

HF=100CA=-1.20m/-15.20mB33

HF=60CA=-0.80m/-14.80m60/60B44

HF=60CA=-0.80m/-14.80m60/60B43

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B41HF=60

CA=-0.80m/-14.80m60/60B40

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B39

HF=60CA=-2.29m/-16.29m135/60B38

HF=60CA=-2.29m/-16.29m135/60B37

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B36

HF=100CA=-1.20m/-15.20mB34

HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B32

HF=100CA=-2.29m/-16.29m215/80B30

HF=60CA=-0.80m/-14.80m70/70B31

HF=100CA=-2.29m/-16.29m215/80B29

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B28

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B24

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B27

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B26

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B25

HF=100CA=-1.20m/-15.20mB17

HF=60CA=-0.80m/-14.80m135/60B21

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B20

HF=60CA=-0.80m/-14.80m70/70B19

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B16

HF=100CA=-1.20m/-15.20mB15

HF=100CA=-1.20m/-15.20mB14

HF=100CA=-1.20m/-15.20mB13

HF=100CA=-1.20m/-15.20mB12

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B11

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B9

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B8

HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B6

HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B4

HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B3

HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B2

HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B1

Elem FZ MAX-ELU2-Verificações

de estado limite último -

Pilares e fundações

Fz Mx My

B1 32.1 -0.3 0.0B2 65.6 0.0 0.2

B3 73.6 0.0 0.1

B4 62.1 -1.1 0.1

B5 58.9 -1.1 0.0

B6 60.1 -1.3 0.1

B7 65.5 -1.4 -0.3B8 47.7 -0.2 0.0

B9 58.5 -0.4 0.0

B10 90.6 -0.1 0.2

B11 52.9 0.2 0.2

B12 85.8 -1.9 -0.1B13 104.6 -2.2 0.2

B14 103.8 -2.6 0.5

B15 105.7 -2.8 -0.4

B16 57.3 0.5 0.0

B17 92.5 -0.5 0.7

B18 78.2 -0.1 -0.3B19 13.0 0.0 0.2

B20 41.9 0.0 0.0

B21 31.5 0.0 0.0

B22 8.9 0.0 0.0

B23 9.1 0.0 0.0

B24 53.6 -0.3 0.0B25 48.2 0.1 0.1

B26 46.0 0.0 0.0

B27 38.0 0.0 0.0

B28 61.4 0.0 0.0

B29 50.0 0.8 1.2

B30 61.3 0.7 -1.4B31 29.5 -0.1 0.0

B32 74.1 4.8 0.3

B33 94.9 7.2 0.2

B34 90.7 6.8 0.3

B35 95.5 6.0 -0.1

B36 38.1 0.0 0.0B37 24.9 0.0 0.0

B38 30.3 0.0 -0.2

B39 53.1 -0.3 0.1

B40 8.3 0.0 1.1

B41 53.9 -1.0 0.0B42 25.3 -1.1 -0.1

B43 8.8 0.0 0.0

B44 9.2 0.0 0.0

BPM1 6.1 0.0 0.0

BPM2 5.4 0.0 0.0

Observações:============ 1 - Esforços com valores característicos 2 - Forças em tf 3 - Momentos em tf.m 4 - Sistema de coordenadas GLOBAL 5 - CA é a cota de arrasamento/assentamento da fundação

11) Telhado composto por chapas metálicas galvanizadas e terças sobre pilaretes metálicos;

12) Alvenaria de blocos de concreto (espessuras iguais a 19 cm e 14 cm);

13) Lajes compostas por vigotas pré-moldadas protendidas

com enchimento de lajotas cerâmicas, com capa de concreto (h>5cm)

com resistência à compressão maior ou igual a 25 MPa, aos 28 dias;

14) Divisórias apoiadas na laje com ação permanente de 0.1 kN/m.

15) O projeto das vigotas pré-moldadas protendidas e o dimensionamento e

46

30

15

Símbolo Quant.

1445

1435

1425

(cm)(cm)

L fusteø

+40 / -

+28 / -

+18 / -

(tf)

P adm.

2.226

1.347

0.687

(m3)

Vc unit.

102.40

40.41

10.31

(m3)

Vc total

153.11

LOCAÇÃO DE ESTACAS

FEV. 2009 1:50

ESTRUTURAS PROJETO EXECUTIVO

CAMPUS 1 - UNIVERSIDADE DE SÃO PAULO - SÃO CARLOS

RENATA BOGAS GRADIN

AMPLIAÇÃO BLOCO ICMC - 3

EST 01/29

\\Caiograco\graco_arquivos p.j \USP CAMPUS1\ICMC\logo_icmc_novo.png

Cota de arrasamento: -2.09 m

(Poço do elevador)

Pré-forma estrutural da locação de estacas

Esc. 1:50

ESQUEMA PARA DOBRAMENTOS E DESCONTOS DAS

CC=

R

0

BARRAS INDICADAS

COBR

250 30cm 21 cm

0 12.5

20

16

0

0

15cm

24cm

19cm

CC=

17 cm

R= 7.5 Ø

C= 1 Ø + R

13.5 cm

10.5 cm

C= 1 Ø + R

FUNDACAO

COBRIMENTO

4.0 cm

VIGAS

PILARES

LAJES: ARMADURAS SUPERIOR 2.5 cm

ARMADURAS INFERIOR 2.5 cm

3.0 cm

3.0 cm

BALDRAMES 4.0 cm

detalhamento das armaduras negativas existentes não são de responsabilidadedos autores desse projeto, sendo esta responsabilidade do fabricante da laje.

NOTAS:

1) Classe de agressividade ambiental: II;

2) Cobrimento nominal das barras de aço das armaduras: 30 mm;

3) Consumo mínimo de cimento: 350 kg/m3;

4) Estacas, Lajes, Paredes, Pilares e Vigas:

fck > 25 MPa e Eci = 28000 MPa;

Abatimento: 80 mm + ou - 10 mm;

Respeitar as dimensões dos elementos estruturais;

5) Barras de aço: ver classe dos aço na Tabela de resumo de armaduras;

6) Cotas em centímetros;

8) Desformas após 28 dias da data da moldagem (concretagem).

7) A estrutura de cimbramento é responsabilidade do engenheiro residente;

9) A construção e inspeção dos escoramentos não é responsabilidade dos

dos autores do projeto sim, do responsável técnico da obra, que deve

inspecionar os escoramentos antes, durante e após a moldadem dos

elementos estruturais conforme a NR 18 - Condições e meio de trabalho

na indústria da construção.

10) Projeto desenvolvido de acordo com as normas técnicas específicas

vigentes no país.

N1 - 5 Ø 12,5 (575 cm)

565

10

N1 - 5 Ø 12,5 (575 cm)

21 N

2 c

/ 25 c

m

ESCALA 1:25

ATENÇÃO: ESTACAS COM FUSTE DE 14 m

Ponta

Apiloada

N2 - Ø 5,0 c/25 cm (125 cm)

Ø 45 cm

565

10

N1 - 5 Ø 10,0 (575 cm)

N1 - 5 Ø 10,0 (575 cm)

N2 - Ø 5,0 c/25 cm (95 cm)

21 N

2 c

/ 25 c

m

ESCALA 1:25

Ø 35 cm

ATENÇÃO: ESTACAS COM FUSTE DE 14 m

PontaApiloada

250

10

N1 - 5 Ø 10,0 (260 cm)

N1 - 5 Ø 10,0 (260 cm)

N2 - Ø 5,0 c/25 cm (65 cm)

9 N

2 c

/ 25 c

m

ESCALA 1:25

Ø 25 cm

ATENÇÃO: ESTACAS COM FUSTE DE 14 m

Ponta

Apiloada

BIT COMP Massa/m Massa

Total

Massa

Tot +10%

(mm) (m) (kg) (kg) (kg)

5,0 1680 0.16 267 296

12,5 1007 1.00 1007 1008

2131

RESUMO DE AÇO DAS ESTACAS

10,0 1193 0.63 752 827

ACUMULADA DURANTE A PERFURAÇÃO.

ESTACA TIPO STRAUSS, COMPRIMENTO = 1400 cm (A PARTIR DA COTA DO TERRENO NATURAL, OU SEJA, SEM ATERRO) COM APILOAMENTO NA PONTA DA ESTACA.

DESPREZAR A ALTURA DO ATERRO, NA DETERMINAÇÃO DO COMPRIMENTO DO FUSTE DAS ESTACAS.

RETIRAR O ENCAMISAMENTO METÁLICO, APÓS A CONCRETAGEM DO FUSTE.

IMPORTANTE:

UTILIZAR A SONDA PARA A LIMPEZA DA LAMA E DA ÁGUA

DE CONCRETO SECO NA PONTA DA ESTACA E APILOARESTACAS COM DIÂMETROS DE 25 cm, 35 cm E 45 cm, APLICAR 40 LITROS

Estacas tipo Strauss

Nota: + = compressão admissível na estaca - = tração admissível na estaca

61.5

43.5

52.5 52.549.5 55.5

52.5 52.5

2.0

38.5

30.5

44.5

59.5

45.5

45.5

59.5

44.5

30.5

37.5

37.5

58.1 76.9 67.5 67.5

153.1

153.1

36.1

67.1 67.9

52.5

52.5

52.5

52.5

67.5

67.5

39.0

67.1 67.9

39.077.9

52.5

67.5

67.5

52.5

77.9

39.0

67.1 67.9

39.0

39.0

67.1 67.9

77.9

39.0

67.5

67.5

67.5

67.5

67.5

67.5

39.0

67.1 67.9

77.9

39.0

39.0

67.5 67.5

77.9

39.0

67.5

67.5

52.5

52.5

52.5

52.5

52.5

52.5

13.0

53.5

105.0

67.0

104.5

12.4

67.5 67.5

67.0

104.5

12.4

67.0

104.5

12.4

67.5 67.567.5 67.5

49.5 55.5 37.5 37.5

Page 4: Aulas Fundacoes Ufersa 003 Sapatas

Prof. John Eloi - FUNDAÇÕES - UFERSA 4

V109 19/50

23/5

0

V122

23/5

0

V105

23/50

V119

23/5

0

V120

23/5

0

23/50

V104

V121

19/5

0

V118

23/5

0

V117

19/5

0

19/50

V115

23/5

0

V108 23/50

23/5

0V

125

V124

23/5

0

V102 23/50

V101 23/50

V123

23/5

0

V103 23/50

V111

19/40

V106

19/50

19/50

23/5

0

23/5

0

V113

23/5

0

Vig

a c

ort

ina

19/1

85

VEM01 19/40

VEM0219/40

VE

M03

19/4

0

L101h=12

E1h=15

Desce

A

B

C

D

E

F

G

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13

266

201

.43

27

.61

77

.51

71

.58

62

.2

16

130

.1

130

.1

65.5

65.5

65.5

65.5

65.5

77 7

130

.1

114

.1

7

9

130

.1

130

.1

130

.1

147

146

282.4 197.6 253.8 256.2 252.4 257.6 510 510 229.4 280.6 510 283.4

3

135.9

00.4

3

0.4 0.4 0.4 0.4

9.4

3

0.4

0.40.4

9

0.4

0.4

3

58.8

9 0.4

24

24

BB

A A

B1175/70

B2215/80

B3215/80

B4215/80 B6

215/80

B8175/70

B9175/70 B11

175/70

B12 B13B14 B15 B16

175/70

B1970/70

B20175/70

B21135/60

B17

B25175/70

B26175/70

B27175/70

B24175/70

B28175/70

B29215/80

B3170/70

B30215/80

B32215/80 B34

B36175/70

B37135/60

B38135/60

B39175/70

B4060/60

B41175/70

B4360/60

B4460/60

B33 B35

B5215/80

B10

B2260/60

B2360/60

P119/37

P219/37

P319/37

P419/37

P519/37

P619/37

P719/37

P819/37

P3419/51

P3519/51

P3619/51

P3719/51

P3819/51P42

19/37P4119/37

P2325/19

P2425/19

P2525/19

P1119/51

P1219/51

P1319/51

P1451/19

P3237/19

P3137/19

P4319/37

P1925/19

P1719/51

P3019/51

P3319/19

P1019/51

P919/51

P4019/37

P1619/51

P1551/19

P2219/37

P3919/51

P2125/19

P2025/19

P1837/19

B18

B42135/60

B7215/80

P4419/37

P4519/37

PM0119/19

PM0219/19

PM0419/19

PM0319/19

BPM160/60

BPM260/60

(cm)

Baricentros de pilares

Pilar X Y(cm)

11.10P1 -122.50

491.10P2 -122.50

1001.10P3 -122.50

1511.10P4 -122.50

2021.10P5 -122.50

2531.10P6 -122.50

3041.10P7 -122.50

3551.10P8 -122.50

11.48P9 -388.50

491.50P10 -388.50

1001.49P11 -388.50

1511.49P12 -388.50

2021.49P13 -388.50

2531.49P14 -388.50

3041.10P15 -388.50

3551.10P16 -388.50

11.50P17 -704.00

549.89P18 -720.00

744.88P19 -720.00

1004.11P20 -720.00

1253.49P21 -720.00

491.49P22 -926.50

744.88P23 -917.50

1004.11P24 -917.50

1253.49P25 -917.50

3551.10P30 -917.50

20.50P31 -1095.00

293.50P32 -1095.00

491.10P33 -1095.00

1511.10P34 -1160.50

2021.10P35 -1160.50

2531.10P36 -1160.50

3041.10P37 -1160.50

3551.10P38 -1160.50

11.50P39 -1266.50

302.50P40 -1273.50

491.51P41 -1273.50

1001.11P42 -1273.50

1256.51P43 -1273.50

302.50P44 -2128.75

491.51P45 -2128.75

3575.10PM01 -589.91

3834.50PM02 -589.91

3575.10PM03 -1063.50

3834.50PM04 -1064.50

30

30

30.439

19/51P39

19/37P40

37/19P31

37/19P32

135/60B38

135/60B37

215/80B30

215/80B29

h=12

L101

V112

23/5

0

23/5

0

V114

23/5

0

19/50

V107

19/50V110

V116

Espessura: 3 cmJunta de dilatação

Junta de dilataçãoEspessura: 3 cm

FORMAS DO PAVIMENTO TÉRREO

MARÇO 2009 INDICADA

ESTRUTURAS PROJETO EXECUTIVO

CAMPUS 1 - UNIVERSIDADE DE SÃO PAULO - SÃO CARLOS

RENATA BOGAS GRADIN

AMPLIAÇÃO BLOCO ICMC - 3

EST 02/29

Pilar que morre

Pilar que continua

Pilar que nasce

Pré-forma estrutural do pavimento térreo (NIVEL +843.50m)

Esc. 1:50

52.5

52.5

35.0

35.0

105

.0

35.0 35.0

175

.0

ESC. 1:50

Detalhe típico de blocoscom 02 estacas de Ø35cm

Forma estrutural do poço

Esc. 1:50

do elevador

40.0

67.5

67.5

40.0

40.0 40.0

215

.0

80.0

135

.0

ESC. 1:50

Detalhe típico de blocoscom 02 estacas Ø45cm

ESC. 1:50

Detalhe típico de blocoscom 03 estacas Ø45cm

46.

2

46.2

23.1 23.1

181

.2

181

.2 40.0

40.0

40.0

90.6 90.646.2

117

.93

9.0

40.0

67.5 67.5

181.223.1 23.1

227.4

117

.93

9.0

40.0

40.0

40.0

77.9

77.9

Térreo 0 .000

1o PAVTO 1

3.4

0

3.400

2o PAVTO 2

3.0

0

6.400

Cobertura

3

3.0

0

Cob. elevador 4

0.8

9

10.295

Cobertura cx. d'água 5

3.1

7

13.462

Corte esquematico

30.0 30.0

60.0

60.0

30.0

30.0

ESC. 1:50

Detalhe típico de blocoscom 01 estaca Ø25cm

37.5

37.5

135

.0

30.0

30.0

30.0 30.0

75.0

ESC. 1:50

Detalhe típico de blocoscom 02 estacas Ø25cm

11) Telhado composto por chapas metálicas galvanizadas e terças sobre

12) Alvenaria de blocos de concreto (espessuras iguais a 19 cm e 14 cm);

13) Lajes compostas por vigotas pré-moldadas protendidas

com enchimento de lajotas cerâmicas, com capa de concreto (h>5cm)

com resistência à compressão maior ou igual a 25 MPa, aos 28 dias;

14) Divisórias apoiadas na laje com ação permanente de 0.1 kN/m.

pilaretes metálicos;

177.9

Cota de arrasamento: -2.09 m

(Poço do elevador)

SEM ESCALA

Detalhe típico de blocos

5

Lastro de concetomagro (5 cm)

PIL

AR

Bloco sobre estacas

Topo da fundação

Viga

Cota de arrasamentodas estacas

Piso construído

10

Ver projeto

-0.30 m (exceto na escada)

Ver

pro

jeto

30

Estacas tipo Strauss(diâmetro variado)

+0,00 m

baldrameViga

baldrame

dos b

locos

H =

60/1

00 c

m

9.400

LEGENDA

ESQUEMA PARA DOBRAMENTOS E DESCONTOS DAS

CC=

R

0

BARRAS INDICADAS

COBR

250 30cm 21 cm

0 12.5

20

16

0

0

15cm

24cm

19cm

CC=

17 cm

R= 7.5 Ø

C= 1 Ø + R

13.5 cm

10.5 cm

C= 1 Ø + R

FUNDACAO

COBRIMENTO

4.0 cm

VIGAS

PILARES

LAJES: ARMADURAS SUPERIOR 2.5 cm

ARMADURAS INFERIOR 2.5 cm

3.0 cm

3.0 cm

BALDRAMES 4.0 cm

CP Carga permanente

CA Carga acidental

(Maciça)

(Maciça)

CP = 10.0 kN/m2CA = 3.0 kN/m2

Ações adotadas para projeto:

Ações permanentes:

Concreto: 25 kN/m3;

Lajotas cerâmicas: 18 kN/m3

Ações permanentes nas lajes:

Forro: 0.30 kN/m2;

Regularização (2cm): 0.36 kN/m2;

Piso cerâmico (1cm): 0.18 kN/m2;

Ações acidentais nas lajes:

Sobrecarga para escritório (NBR 6120:1980): 2 kN/m2

Banheiros com acesso público (NBR 6120:1980): 2 kN/m2;

Salas com acesso público (NBR 6120:1980): 3 kN/m2;

Escadas com acesso público (NBR 6120:1980): 3 kN/m2.

Blocos de concreto (19cm): 21 kN/m3

NOTAS:

1) Classe de agressividade ambiental: II;

2) Cobrimento nominal das barras de aço das armaduras: 30 mm;

3) Consumo mínimo de cimento: 350 kg/m3;

4) Lajes, Paredes, Pilares e Vigas:

fck > 25 MPa e Eci = 28000 MPa;

Abatimento: 80 mm + ou - 10 mm;

Respeitar as dimensões dos elementos estruturais;

5) Barras de aço: ver classe dos aço na Tabela de resumo de armaduras;

6) Cotas em centímetros;

8) Desformas após 28 dias da data da moldagem (concretagem).

7) A estrutura de cimbramento é responsabilidade do engenheiro residente;

9) A construção e inspeção dos escoramentos não é responsabilidade dos

dos autores do projeto sim, do responsável técnico da obra, que deve

inspecionar os escoramentos antes, durante e após a moldadem dos

elementos estruturais conforme a NR 18 - Condições e meio de trabalho

na indústria da construção.

10) Projeto desenvolvido de acordo com as normas técnicas específicas

vigentes no país.

15) O projeto das vigotas pré-moldadas protendidas e o dimensionamento e

detalhamento das armaduras negativas existentes não são de responsabilidadedos autores desse projeto, sendo esta responsabilidade do fabricante da laje.

vigas VEM01/VEM02/VEM03Nível do topo dos blocos e das

+845.09 m - Ver corte AA

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FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS

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FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS

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Fundações em Sapatas

7

Por definição de norma, elementos de fundação direta transmitem carga ao solo, predominantemente pelas tensões distribuídas sob a base da fundação.

sendo B a menor dimensão da base, temos:

D < 2B.

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Fundações em Sapatas

8

1. Dimensionamento:

Tensao estrutural:

Tensao de ruptura solo

Critérios:

• Coeficiente de segurança a ruptura ;

• Recalque nos limites aceitáveis.

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Fundações em Sapatas

9

2. Utilização:

• Qualquer nível de carregamento;

• Área máxima 50 a 70%;

• Execução sem equipamentos especiais ;

• Acesso ao solo na base da fundação .

• Cuidados:

• - problemas execução abaixo nível d’água ;

• - manutenção de escavações estáveis ;

• - instabilidade de fundações vizinhas.

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Fundações em Sapatas

10

3. Disposições construtivas

• Dimensão mínima vista em planta não deve ser inferior a 60 cm;

• Profundidade mínima:• Dmín > 1,5m (divisa)• Dmín = 0,80m (geral)

• Não impedir utilização terrenos vizinhos ;• Terrenos acidentados: regularização ;• Fundações em cotas diferentes :

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4. CONSIDERAÇÕES DE PROJETO

4.1 Fatores de Influência:

a) Profundidade da fundação;

b) Dimensões e forma do elemento;

c) Solo abaixo do nível da fundação;

d) Lençol d’água;

e) Modificação das características do solo:

• Alívio de tensões;

• Expansibilidade, compressibilidade.

f) Características da obra;

g) Recalques admissíveis.

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4.2 Cálculos da pressão admissível:

a) Métodos teóricos: conceitos clássicos de Mec. Solos;

b) Prova de carga em placa;

c) Métodos semi-empíricos: conceitos + adaptação (recalques) ;

d) Métodos empíricos: estimativa direta pressão admissível.

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Foto 1 - Vista de obra de fundação por sapatas.

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Foto 2 - Detalhe da armadura e gabarito de sapata isolada .

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Foto 3 - Concretagem da sapata

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Esquema de uma sapata corrida

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Armadura da sapata corrida Cura do concreto da sapata corrida

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CAPACIDADE DE CARGA DAS FUNDAÇÕES DIRETAS

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INTRODUÇÃO

Denomina-se capacidade de carga (R) a tensão que provoca ruptura de um solode fundação.

MODOS DE RUPTURA

Os três principais modos de ruptura por cisalhamento do solo de suporte de uma

fundação, são:

- Ruptura Geral;- Ruptura Local e;- Ruptura por puncionamento.

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

Page 21: Aulas Fundacoes Ufersa 003 Sapatas

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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

RUPTURA GERAL

Caracterizada pela existência de uma superfície de deslizamento contínua que vai da

borda da sapata até o nível do terreno.A ruptura é repentina e a carga definida.Observa-se a formação de uma considerável protuberância na superfície e, a ruptura

é acompanha por um tombamento da fundação.

Figura 01 – Ruptura Geral.

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Figura 03 – Ruptura por puncionamento.

RUPTURA POR PUNCIONAMENTO

Ruptura difícil de ser observada.

Com a aplicação da carga, a sapara tende a afundar significativamente, em funçãoda compressão do solo subjacente.

O solo externo à área carregada praticamente não é afetado, e não há movimentodo solo na superfície. Os equilíbrios vertical e horizontal da fundação são mantidos.

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

RUPTURA LOCAL

Ocorre sob a base da fundação. Apresenta características dos dois modos dos dois

modos de rupturas definidos anteriormente, constituindo-se num caso intermediário.

Figura 03 – Ruptura Local.

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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

Geralmente, o modo de ruptura depende da relativa compressibilidade dosolo e, em particular, da profundidade e das condições de carregamento.

Em casos normais de fundações diretas, ocorre ruptura geral em solosincompressíveis (areias compactas e argilas rijas) e, ruptura porpuncionamento em solos muito compressíveis (areias fofas e argilasmoles).

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Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 25

HIPÓTESES TEÓRICAS

Considere a fundação corrida de lado B, apoiada em solo homogêneo, numaprofundidade D. Substituindo a resistência ao cisalhamento do solo superficial, poruma sobrecarga uniformemente distribuída (q = D)

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

q = D

Figura 04 – Fundação direta (D B).

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HIPÓTESES TEÓRICAS

Considera-se que a região em estado plástico se situa acima da superfície ACDE.

ZONA I: Estado ativo de Rankine – desloca lateralmente a ZONA II.

ZONA II: Estado passivo de Rankine – descola lateramente a ZONA III.

ZONA III: Estado passivo de Rankine.

Em 1921, foi apresenta a primeira proposta para a determinação da capacidade decarga de fundações diretas, por PRANDTL.

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

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Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 27

HIPÓTESES TEÓRICAS

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

Figura 05 – O problema da capacidade de carga em fundações diretas.

ZONA I: Estado ativo de Rankine – desloca lateralmente a ZONA II.

ZONA II: Estado passivo de Rankine – descola lateramente a ZONA III.

ZONA III: Estado passivo de Rankine.

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EQUAÇÃO DE TERZAGUI (1943)

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

γγγσ SNB2

1SNqSNc

_

qqccR

c: coesão do solo;

q: sobrecarga (q = D);

: peso específico efetivo do solo;

B: menor dimensão da sapata;

Nc, Nq e N: fatores de capacidade de carga (ver tabela 01).

Sc, Sq e S: fatores de forma – para considerar o formato da fundação (ver tabela 03).

APENAS PARA SOLOS COMPACTOS OU CONSISTENTES – RUPTURA GERAL.

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Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 29

Para solos passíveis de apresentarem ruptura local.

γλγσ SNB2

1SNqSNc '

_

q'qc

'c

''R

c’: coesão do solo – valor reduzido;

q: sobrecarga (q = D);

: peso específico efetivo do solo;

B: menor dimensão da sapata;

Nc’, Nq

’ e N’: fatores de capacidade de carga (ver tabela 01) – valores reduzidos.

Sc, Sq e S: fatores de forma – para considerar o formato da fundação (ver tabela 03).

c3

2c '

φφ tan3

2tan '

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

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Tabela 01 – Fatores de capacidade de carga, Terzaghi.

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

Tabela 02 – Fatores de forma, Terzaghi.

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EQUAÇÃO DE CAQUOT& KÉRISEL (1953)

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

Por meio de trabalho experimentais, verificou-se que o ângulo (Figura 01) poderáser considerado igual a: 45 + /2.

= 45 + /2

Logo, Caquot-Kérisel (1953), apresentam novos valores para o fator de capacidade decarga N.

Na Tabela 01, apresentam-se os valores de Nc e Nq, segundo Prandtl-Reisser e, N

segundo Caquot-Kérisel.

De Beer (1967) propôs novos valores de forma para a utilização do método propostopor Caquot & Kérisel (1953).

Vesic (1945), sugere que os valores numéricos de N obtidos por Caquot-Kérisel,possam ser aproximados por: N ≈ 2 (Nq + 1) tan ()

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Tabela 04 – Fatores de forma – De Beer.

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

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EQUAÇÃO SKEMPTON (1951)

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

Para estimar a capacidade de carga de uma argila satura ( = 0).

R = c Nc + q

c, é coesão da argila (resistência não drenada);

Nc é um fator de capacidade de carga, função de Df / B;

q, é a sobrecarga (q = h)

Para fundações corridas, quadradas ou circulares, o valor de Nc é obtido por meio daFigura 07.

Df é a profundidade de embutimento da sapata em um solo de resistência igual oumaior aquele que serve de apoio à sapata.

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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

Figura 07 – Fator de Capacidade de Carga de Skempton (Fundações quadradas ou circulares).

Para fundações retangulares:

corrida,ctRe,c NL

B2,01N

Page 36: Aulas Fundacoes Ufersa 003 Sapatas

Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 36

EFEITO DA INCLINAÇÃO E EXCENTRICIDADE DA CARGA

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

Quando o carregamento é excêntrico, asdimensões iniciais da base da sapata (B e L)são substituídos nos cálculos, por valoresfictícios (B’ e L’), dados pela expressão:

B’ = B – 2 eB

L’ = L – 2 eL

Onde eB e eL são as excentricidades da carganas direções dos lados B e L da fundação,respectivamente (ver Figura 08).

Essa simplificação, a favor da segurança,significa considerar uma área efetiva deapoio igual a A’ = L’ B’.

Figura 08 – Carga excêntrica.

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Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 37

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

Figura 09 – Carga Inclinada.

O efeito da inclinação da carga é considerado com a multiplicação dos termos daequação geral de Terzaghi pelos fatores de inclinação ic, iq e i.

Esta expressão foi proposta por Brinch Hansen em 1961.

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Tabela 05 – Fatores de capacidade de carga, Brinch Hansen.

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

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Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 39

Tabela 06 – Fatores de forma, inclinação e profundidade.

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

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SOLO NÃO HOMOGÊNEO – SOLO HETEROGÊNEO

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

Quando a camada superficial é resistente mas abaixo desta há um solo de resistênciamuito menor, pode-se utilizar o método simplificado da U.S. NAVY (1971).

Determina-se a capacidade de carga da camada resistente (R1) e em seguida,verifica-se a ruptura do solo menos resistente (R2) por meio da propagação detensões segundo uma inclinação de 30 com a vertical.

2R30tanH2L30tanH2B

PσΔσ

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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

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Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 45

Exemplo de Cálculo – Sapata Isolada – Tensão Admissível

Uma sapata retangular de 8,50 m de largura e 25,50 m de comprimento será instalada a 3,0 m de profundidade, num maciço de argila mole, com peso específico de 16,8 kN/m³ e nível de água a 2,5 m da superfície. Os parâmetros de resistência do solo, obtidos em ensaios não –drenados rápidos são cu= 22 kPa e u=0, e os valores efetivos obtidos em ensaios drenados lentos são: c'=4 kPa e '=23°. Calcular a capacidade de carga sob duas condições:

a) Admitir que a velocidade de aplicação da carga e rápida de modo a prevalecer condições não-drenadas na ruptura;

b) Admitir que o carregamento seja lento o suficiente par a prevalecer as condições drenadas, com completa dissipação das pressões neutras.

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Exemplo de Cálculo – Sapata Isolada – Tensão Admissível

Solução: Hipótese de ruptura geral

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Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 47

Exemplo de Cálculo – Sapata Isolada – Tensão Admissível

Solução:

Esses cálculos foram feitos com a hipótese de ruptura geral. Para ruptura na ruptura local (argila mole) somente na condição drenada é necessário fazer a redução:

Page 48: Aulas Fundacoes Ufersa 003 Sapatas

Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 48

Exemplo de Cálculo – Sapata Isolada – Tensão Admissível

Solução:

Esses cálculos foram feitos com a hipótese de ruptura geral. Para ruptura na ruptura local (argila mole) somente na condição drenada é necessário fazer a redução:

Mesmo assim, permanece como critico o valo r obtido na condição não-drenada:

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Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 49

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

Ensaios em Placa (diâmetro de 30 a 80 cm)

- Prova de Carga Estática em Placas NBR-6489 "Prova de Carga Direta sobre o Terrenode Fundação"

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Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 50

CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS

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Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 51

Referências Bibliográficas:

1. Soares , J. M. D. Apostila de Fundações. UFSM.2. ALONSO, U. R. Previsão e controle de fundações.

Edgard Blucher, 1991.3. VELLOSO, D.A.; LOPES, F.R. Fundações. 3. ed. Rio de

Janeiro: COPPE-UFRJ, v.1 e 2, 2002.