Comprimento de Est Escavadas

UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA MARIA CENTRO DE TECNOLOGIA

PROGRAMA DE PÓS-GRADUAÇÃO EM ENGENHARIA CIVIL

COMPORTAMENTO À COMPRESSÃO DE ESTACAS

ESCAVADAS DE PEQUENO DIÂMETRO EM SOLO

SEDIMENTAR NA REGIÃO DE SANTA MARIA

DISSERTAÇÃO DE MESTRADO

Fabiano Alexandre Nienov

Santa Maria, RS, Brasil

2006

ii

PPG

EC

/UFS

M,R

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Mes

tre

2006

iii

COMPORTAMENTO À COMPRESSÃO DE ESTACAS

ESCAVADAS DE PEQUENO DIÂMETRO EM SOLO

SEDIMENTAR NA REGIÃO DE SANTA MARIA

Por

Fabiano Alexandre Nienov

Dissertação apresentada ao Curso de Mestrado do Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil, na Área de Concentração em Construção Civil e

Preservação Ambiental, da Universidade Federal de Santa Maria (UFSM, RS), como requisito parcial para obtenção do grau de

Mestre em Engenharia Civil

Orientador: Prof. Rinaldo José Barbosa Pinheiro

Santa Maria, RS, Brasil

2006

iv

Universidade Federal de Santa Maria

Centro de Tecnologia Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil

A Comissão Examinadora , abaixo assinada, aprova a Dissertação de Mestrado

COMPORTAMENTO À COMPRESSÃO DE ESTACAS ESCAVADAS DE PEQUENO DIÂMETRO EM SOLO SEDIMENTAR NA REGIÃO DE

SANTA MARIA

elaborada por Fabiano Alexandre Nienov

Com requisito parcial para obtenção do grau de Mestre em Engenharia

COMISSÃO EXAMINADORA:

Rinaldo José Barbosa Pinheiro, Dr. (Presidente/Orientador)

José Mário Doleys Soares, Dr. (UFSM)

Fernando Schnaid, Ph. D. (UFRGS)

Santa Maria, 27 de outubro de 2006.

v

Aos meus familiares. À memória de minha mãe.

vi

AGRADECIMENTOS

Quero expressar meu agradecimento às seguintes pessoas e instituições:

A todos os professores do Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil pelas

informações e orientações durante o curso de Mestrado;

Aos bolsistas Juliano Carvalho e Ricardo e aos colegas Valdi Spohr, Ivair Pasquali e

Leandro Miozzo que auxiliaram na realização dos ensaios;

Ao diretor do Laboratório de Materiais de construção Civil (LMCC), Paulo Obregon

do Carmo, e aos funcionários, João, Marialva e Vitor, que colaboraram com a pesquisa;

Ao secretário do curso do Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil, Eliomar,

por agilizar os trâmites legais junto à instituição;

À empresa Geocentro Geologia, Engenharia e Estaqueamento LTDA e Santa Maria

Construções LTDA por ter colaborado com este trabalho;

A CAPES por conceder um auxílio financeiro através de bolsa de estudos;

Ao Prof. José Mario que contribuiu muito no desenvolvimento desta dissertação;

E, especialmente ao Prof. Rinaldo pela orientação e incentivo para conclusão deste

trabalho.

vii

RESUMO

Dissertação de Mestrado Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil Universidade Federal de Santa Maria, RS, Brasil

COMPORTAMENTO À COMPRESSÃO DE ESTACAS ESCAVADAS

DE PEQUENO DIÂMETRO EM SOLO SEDIMENTAR NA REGIÃO DE SANTA MARIA

AUTOR: FABIANO ALEXANDRE NIENOV ORIENTADOR: RINALDO J. B. PINHEIRO

Data e Local da Defesa: Santa Maria, 27 de outubro de 2006

Neste trabalho estuda-se o comportamento de estacas escavadas de pequeno diâmetro

à compressão executadas em solo sedimentar no Campo Experimental em Engenharia

Geotécnica da UFSM (CEEG/UFSM). Na engenharia geotécnica os projetos de fundações

superficiais e profundas são condicionados pela capacidade de carga e pelos recalques

admissíveis. Na região de Santa Maria as obras geotécnicas e os projetos de fundações

apresentam um caráter eminentemente empírico. Portanto, a pesquisa desenvolvida no

CEEG/UFSM vem suprir esta deficiência do conhecimento regional, por meio de estudos e

pesquisas destinadas à previsão do comportamento de fundações de uso corrente na região. O

CEEG já está implementado com as investigações preliminares do subsolo, ensaios de

caracterização e geotécnicos já realizados por Emmer (2004). A atual fase compreende o

projeto e execução de fundações para verificação do comportamento. Para tal foram

executadas seis estacas de 0,20m de diâmetro com profundidades variáveis de 3,0 a 5,3m e

realizadas provas de carga estática com carregamento lento onde foram aplicados diferentes

critérios de interpretação curva carga-recalque para definição da ruptura. As previsões de

capacidade de carga são obtidas por meio de métodos de correlação com sondagens à

penetração (SPT) e por métodos teóricos, sendo essas previsões posteriormente comparadas

às cargas de ruptura obtidas nos ensaios e interpretadas segundo a Norma Brasileira. A

comparação entre os resultados de provas de carga e os valores de capacidade de carga

calculados pelos métodos estudados, mostram que, para as estacas situadas na camada argilo-

arenosa, esses métodos subestimam os valores da capacidade de carga total e superestimam os

valores da capacidade de carga total para as estacas apoiadas na camada arenosa.

Palavras-chaves: Geotecnia, Fundações Profundas, Prova de Carga.

viii

ABSTRACT

Mastering Dissertation Post-Graduation Program in Civil Engineering

Universidade Federal de Santa Maria, RS, Brazil

THE BEHAVIOR OF SMALL-DIAMETER BORED PILES TESTED UNDER COMPRESSION IN SEDIMENTARY SOIL IN THE REGION

OF SANTA MARIA AUTHOR: FABIANO ALEXANDRE NIENOV

ADVISOR: RINALDO J. B. PINHEIRO Date and Local of Defense: Santa Maria, October 27, 2006.

In this work we study the behavior of excavated small-diameter props to the executed

compression in sedimentary soil at the Experimental testing site of Geotechnical Engineering

at UFSM(CEEG/UFSM). In geotechnical engineering the projects of superficial and deep

foundations are limited by the load capacity and by the permissible stress. In the region of

Saint Maria geotechnical workmanships and the projects of foundations present an eminently

empirical character. Therefore, the research developed at the CEEG/UFSM comes to supply

this deficiency of the regional knowledge, by means of studies and research destined to the

forecast of the behavior of various foundations of current use in the region. The CEEG has

already implemented this with the preliminary inquiries of the subsoil investigation,

characterization and geotechnical assays already carried out by Emmer (2004). The current

phase consists of the project and execution of foundations that will undergo behavior

verification. For such six props of 0,20m of diameter with changeable depths going from 3.0

to 5.3 meters had been executed and submitted to static load tests with slow loads where

different criteria of arched interpretation had been applied to the load-displacement curve to

define rupture. The estimates of bearing capacity are obtained by means of correlation

methods with standard penetration tests (SPT) and by theoretical methods, being these

forecasts later compared with the loads of rupture gotten in the assays and interpreted

according to the Brazilian Norm. The comparison between the results of the load tests and the

values of load capacity calculated by the studied methods, show that, for the props situated in

the sandy-clay layer, these methods underestimate the values of the total load capacity and

overestimate the values of the total load capacity for the piles supported over sandy layer.

Word-keys: Geotechnic, Deep Foundation, Load Test.

ix

LISTA DE FIRGURAS

CAPÍTULO 2

Figura 2. 1 – Esquema da capacidade de carga de fuste e ponta da estaca, figura (a) parcelas

totais, (b) parcelas unitárias...................................................................................5

Figura 2. 2 – Mecanismo de ruptura em estacas (Vesic, 1965)..................................................6

Figura 2. 3 – Efeitos da execução de estacas escavadas sobre o terreno....................................7

Figura 2. 4 – Comparação dos Tempos de execução das provas de carga (Fellenius, 1975)...12

Figura 2. 5 – Curva carga-recalque típica (Fellenius, 1975) ....................................................12

Figura 2. 6 – Extrapolação da curva carga-recalque segundo Van der Veen (Velloso e Lopes,

2002)....................................................................................................................13

Figura 2. 7 – Curva carga-recalque de uma estaca em escalas diferentes distintas (Van der

Veen, 1953) .........................................................................................................14

Figura 2. 8 – (a) Curvas carga-deslocamento típicas de provas de carga com carregamento

axial, (b) Simplificação da curva carga-recalque para estacas escavadas (Hirany

e Kulhawy, 1989) ................................................................................................15

Figura 2. 9 – Curva carga-recalque de estaca a partir da combinação do comportamento do

fuste com o da ponta: (a) estaca esbelta e (b) tubulão com base alargada

(Burland e Cooke, 1974) .....................................................................................16

Figura 2. 10 – Interpretação da curva carga-recalque (Velloso e Lopes, 2002).......................17

Figura 2. 11 – Aplicação do método de interseção de tangentes (Hirany e Kulhawy, 1989) ..19

Figura 2. 12 – Definição da carga de ruptura, método “slope tangent” ...................................20

Figura 2. 13 – Método de Mazurkiewicz..................................................................................21

Figura 2. 14 – Método de Massad (1986).................................................................................22

Figura 2. 15 – Método de Chin (Apud Godoy, 1983) ..............................................................23

Figura 2. 16 – Método da Rigidez (Décourt, 1996) .................................................................24

Figura 2. 17 – Método de Brinch Hansen/80% ........................................................................25

CAPÍTULO 3

Figura 3. 1 – Disposição das estacas de reação e estacas de compressão ................................43

x

Figura 3. 2 - Perfil das estacas de reação e estacas de compressão..........................................43

Figura 3. 3 - Execução da estaca de reação com o caminhão perfuratriz.................................44

Figura 3. 4 - Equipamento utilizado para execução das estacas de compressão ......................44

Figura 3. 5 - Colocação da armadura de reação .......................................................................45

Figura 3. 6 - Blocos de coroamento e pilares desformados......................................................46

Figura 3. 7 – (a) Manômetro e (b) macaco hidráulico..............................................................47

Figura 3. 8 - Disposição dos defletômetros sobre o bloco .......................................................47

Figura 3. 9 - Fixação das chapas metálicas nas barras de ancoragem dos pilares....................48

Figura 3. 10 – Montagem do sistema e realização da pré-carga...............................................49

CAPÍTULO 4

Figura 4. 1 - Vista da área do CEEG/UFSM ............................................................................51

Figura 4. 2 - Localização do Município de Santa Maria no Estado do RS, e do CEEG no

Campus da UFSM ...............................................................................................52

Figura 4. 3 - Croqui do CEEG/UFSM......................................................................................53

Figura 4. 4 - Trincheira TP-1 aberta para retirada de amostras indeformadas (Emmer, 2004) 54

Figura 4. 5 - Interpretação das sondagens a percussão do CEEG/UFSM ................................56

Figura 4. 6 - Variação do limite de liquidez (LL), limite de plasticidade (LP), índice de

plasticidade (IP) e teor de umidade natural (wn) com a profundidade ...............59

Figura 4. 7 - Envoltória da resistência ao cisalhamento direto para valores máximos, médios e

mínimos na ruptura em solo com umidade natural .............................................60

Figura 4. 8 - Envoltória da resistência ao cisalhamento direto para valores máximos, médios e

mínimos na ruptura em solo saturado .................................................................61

CAPÍTULO 5

Figura 5. 1 – Curva carga-recalque das estacas ensaiadas .......................................................62

Figura 5. 2 – Curva carga-recalque da estaca EC1...................................................................63

Figura 5. 3 – Curva carga-recalque da estacaEC2....................................................................64





xi

Figura 5. 8 – Determinação da parcela resistência lateral, Décourt (2002)..............................69

Figura 5. 9 –Relação entre as cargas de ruptura determinada a partir da interpretação da curva

carga recalque das provas de carga com o critério da NBR 6122.......................71

Figura 5. 10 - Carga de ruptura prevista pelos métodos teóricos para as estacas ensaiadas

comparadas com os valores determinados pelo Critério da NBR 6122..............76

Figura 5. 11 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos teóricos) e medida (Critério

da NBR 6122), para estaca EC1 e EC2 (3m). .....................................................76


da NBR 6122), para estaca EC3 e EC4 (4m). .....................................................77


da NBR 6122), para estaca EC5 (5,2) e EC6 (5,3m). .........................................77

Figura 5. 14 - Carga de ruptura prevista pelos métodos semi-empíricos para as estacas

ensaiadas comparadas com os valores determinados pelo Critério da NBR 6122.

.............................................................................................................................80

Figura 5. 15 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos semi-empíricos) e medida

(Critério da NBR 6122), para estaca EC1 e EC2 (3,0m). ...................................80




(Critério da NBR 6122), para estaca EC5 (5,2) e EC6 (5,3m)............................81

Figura 5. 18 - Relação entre a carga lateral prevista (métodos semi-empíricos) e medida

(Critério da NBR 6122), para estaca EC1 e EC2 (3m). ......................................82




(Critério da NBR 6122), para estaca EC4 (5,20m) e EC5 (5,3m).......................83

Figura 5. 21 – Relação entre a carga de ponta prevista (métodos semi-empíricos) e medida


Figura 5. 22 - Relação entre a carga de ponta prevista (métodos semi-empíricos) e medida

(Critério da NBR 6122), para estaca EC3 e EC4 (4m). ......................................84

Figura 5. 23 - Relação entre a carga de ponta prevista (métodos semi-empíricos) e medida

(Critério da NBR 6122), para estaca EC5 (5,2m) e EC6 (5,3m).........................85

Figura 5. 24 – Relação da carga de ruptura prevista (métodos semi-empíricos) e a medida

(critério da NBR 6122) para todas as estacas ensaiadas. ............................................ 85

xii

LISTA DE TABELAS

CAPÍTULO 2

Tabela 2. 1 – Características gerais dos tipos de estacas usuais no Estado do RS (adaptado de

Militistky, 2004)....................................................................................................9

Tabela 2. 2 – Valores de K e α propostos por Aoki e Velloso (1975), Danziger (1982),

Laprovitera (1988) e Monteiro (1997) ................................................................32

Tabela 2. 3 - Valores de K e α para cidade de São Paulo (Alonso 1981).................................33

Tabela 2. 4 – Valores de F1 e F2 (Aoki e Velosso,1975; Laprovitera,1988; Benegas,1993; e

Monteiro,1977)....................................................................................................34

Tabela 2. 5 – Valores de atrito lateral ou adesão (Décourt e Quaresma, 1978) .......................35

Tabela 2. 6 – Fator característico do solo (C)...........................................................................35

Tabela 2. 7 – Valores de α e β em função do tipo de estaca e do tipo de solo (Décourt 1996) 36

Tabela 2. 8 – Valores de a, b, a’, b’ obtidos por Velloso (1981)..............................................37

Tabela 2. 9 – Valores de M1 e M2 (Militistky e Alves, 1985) ..................................................38

Tabela 2. 10 – Valores do parâmetro α e β de Teixeira (1996) ................................................39

Tabela 2. 11 – Grupo de solos e equações para previsão da carga de ruptura de estacas

escavadas (adaptado de Velloso e Lopes, 2002) .................................................40

Tabela 2. 12 – Coeficiente α e β ...............................................................................................41

CAPÍTULO 3

Tabela 3. 1 - Características do concreto utilizado...................................................................45

CAPÍTULO 4

Tabela 4. 1 - Descrição morfológica da trincheira (TP-1) adaptado de Emmer (2004) ...........55

Tabela 4. 2 - Resumo dos ensaios de caracterização realizados do CEEG adaptado de Emmer

(2004) ..................................................................................................................57

Tabela 4. 3 - Resumo da determinação dos índices físicos, análise química e mineralógica dos

ensaios realizados no CEEG adaptado de Emmer (2004)...................................57

xiii

Tabela 4. 4 - Resumo dos resultados dos ensaios de adensamento e de resistência realizados

no CEEG adaptados de Emmer (2004) ...............................................................58

Tabela 4. 5 - Umidade natural, peso específico real dos grãos e limite de consistência com a

profundidade no local de execução das estacas ..................................................59

Tabela 4. 6 - Valores de resistência ao cisalhamento direto (pico) ..........................................60

CAPÍTULO 5

Tabela 5. 1 – Carga de Ruptura medida considerando os métodos apresentados ....................70

Tabela 5. 2 – Resistência total (QR), de ponta (QP) e lateral (QL) das estacas através do critério

da NBR 6122. ......................................................................................................72

Tabela 5. 3 – Valores das resistências à penetração dinâmica (NSPT) ......................................73

Tabela 5. 4 - Previsão da carga de ruptura pelos métodos teóricos para as estacas de 0,2m de

diâmetro e 3,00, 4,00 e 5,25m de comprimento..................................................75

Tabela 5. 5 - Previsão da carga de ruptura pelos métodos semi-empíricos para as estacas de

0,2m de diâmetro e 3,00, 4,00 e 5,25m de comprimento ....................................79

xiv

LISTA DE ABREVIATURAS E SÍMBOLOS

A : área da seção transversal da estaca, NBR 6122 ABNT : Associação Brasileira de Normas Técnicas AP : área da seção transversal na ponta da estaca AL : área lateral do fuste da estaca C : coeficiente para resistência de ponta em função do tipo de solo C1 : coeficiente angular da reta (método de Brinch Hanser /80%) C2 : coeficiente de intercepto no eixo das ordenadas (Brinch Hanser /80%) D : diâmetro da estaca Db diâmetro da base da estaca, método P.P.C. Velloso Df : diâmetro do fuste da estaca, método P.P.C. Velloso CLT ou SCT : Cyclic Load Test ou Swedish Cyclic Test - ensaio cíclico de carga ou ensaio cíclico sueco CPT : sondagem de penetração estática (Cone Penetration Test) CRP : Constant Rate of Penetration - ensaio a velocidade de recalque constante CU : ensaio triaxial adensado, não drenado E : módulo de elasticidade do material da estaca Fd :variação da energia potencial F1 : coeficiente de correção da resistência de ponta, Método Aoki & Velloso F2 : coeficiente de correção da resistência lateral, Método Aoki & Velloso IP : índice de plasticidade K : coeficiente (função do tipo de solo), métodos de previsão de capacidade de carga Ka : coeficiente de empuxo ativo; KL : coeficiente de empuxo lateral; KO : coeficiente de empuxo em repouso L : comprimento da estaca Mm : representa a massa do martelo Mh : representa a massa da haste M1, M2 : coeficientes de proporcionalidade propostos por Milititsky e Alves NP : valor do NSPT na ponta da estaca Nc, Nq, Nγ : fatores de capacidade suporte, função do ângulo de atrito interno do solo NL : valor médio do NSPT para cada camada de espessura ∆l NP : Valor médio do NSPT na ponta da estaca NSPT : número de golpes resultado do ensaio SPT U : perímetro da seção transversal do fuste da estaca P : carga do ensaio da estaca Q : carga de ruptura convencional QL : parcela correspondente à resistência do atrito lateral ao longo do fuste QP : parcela correspondente à resistência de ponta QM ou QML - Quick Maintained Load Test - ensaio rápido de carga constante QR : carga de ruptura ou carga de ajuste Qu : carga de ruptura o pelo método de Brinch Hansen R : Rigidez SM ou SML : Slow Maintained Load Test - ensaio lento de carga constante Su : resistência ao cisalhamento não drenada

xv

XP : coeficiente para determinação da parcela da resistência lateral da estaca, plo método Vorcaro-Velloso XF : coeficiente para determinação da parcela da resistência da ponta da estaca, plo método Vorcaro-Velloso a : coeficiente de ajuste, Método Van der Veen a1 : área lateral total do amostrador SPT a,b,a’,b’ : parâmetros de correlações entre a sondagem de percussão e o ensaio de cone do método P.P.C.Velloso. ap :área de ponta do amostrador SPT c : coesão do solo dc : diâmetro da ponta do cone utilizado no ensaio CPT, Método P.P.C. Velloso fS : atrito lateral médio do CPT para cada ∆L qc : resistência de ponta no ensaio CPT g :aceleração da gravidade qL : resistência lateral unitária qp : resistência ponta da estaca unitária r : deslocamento da cabeça da estaca rU : recalque de ruptura convencional, NBR 6122 w : deslocamento da cabeça da estaca wnat : umidade natural α : coeficiente, métodos de previsão de capacidade de carga β : coeficiente, métodos de previsão de capacidade de carga γ : peso específico do solo δ : ângulo de atrito entre o solo e o concreto da estaca ∆L : espessura de cada camada de solo considerada ∆ρ : penetração do golpe (Método da UFRGS) λ : coeficiente função do tipo de carregamento atuante sobre a estaca, Método P.P.C. Velloso σ’h : tensão efetiva horizontal do solo σv : tensão vertical do solo; σ’v : tensão vertical efetiva do solo; σ’vm : tensão vertical efetiva de pré-adensamento do solo; φ : ângulo de atrito interno φ’ : ângulo de atrito interno efetivo η1 : representa a eficiência do golpe (Método da UFRGS) η2 : representa a eficiência das hastes (Método da UFRGS) η3 : representa a eficiência do sistema (Método da UFRGS)

xvi

SUMÁRIO

RESUMO .................................................................................................................................vii

ABSTRACT.............................................................................................................................viii

LISTA DE FIRGURAS ............................................................................................................ix

LISTA DE TABELAS .............................................................................................................xii

LISTA DE ABREVIATURAS E SÍMBOLOS....................................................................... xiv

1. INTRODUÇÃO...................................................................................................................1 1.1. Objetivo Geral.........................................................................................................................1 1.2. Objetivos Específicos ..............................................................................................................1 1.3. Estrutura da Dissertação........................................................................................................2

2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA ...........................................................................................3 2.1. Introdução ...............................................................................................................................3 2.2. Fundações Profundas .............................................................................................................3 2.1.1. Interação solo-estrutura.................................................................................................................. 5 2.1.2. Estacas Escavadas .......................................................................................................................... 7 2.3. Provas de Carga ....................................................................................................................10 2.3.1. Definição da Carga de ruptura a partir da extrapolação da curva carga-recalque ........................ 12 2.3.2. Interpretação da Curva Carga-Recalque....................................................................................... 13 2.3.2.1. Critérios que se baseiam em valores absolutos ou relativos de recalques .................................... 17 2.3.2.2. Critérios que aplicam uma regra geométrica à curva ................................................................... 18

a) Norma Sueca e De Beer ............................................................................................................... 18 b) Método de Butller e Hoy.............................................................................................................. 18 c) Método de Interseção de Tangentes ............................................................................................. 18 d) Método de Inclinação de Tangentes............................................................................................. 19

2.3.2.3. Critérios que buscam uma assíntota vertical ................................................................................ 20 a) Método de Van der Veen ............................................................................................................. 20 b) Método Mazurkiewicz ................................................................................................................. 21 c) Método Massad ............................................................................................................................ 21 d) Método de Chin............................................................................................................................ 23 e) Método da Rigidez ....................................................................................................................... 23 f) Método de Brinch Hansen............................................................................................................ 24

2.3.2.4. Critérios que caracterizam a ruptura por encurtamento elástico .................................................. 25 a) Método de Davisson (Norma Canadense).................................................................................... 25 b) Norma Brasileira .......................................................................................................................... 25

2.4. Métodos Para Previsão da Capacidade de Carga ..............................................................26 2.4.1. Métodos Racionais ou Teóricos ................................................................................................... 26 2.4.1.1. Resistência de Ponta..................................................................................................................... 27

a) Método de Terzaghi e Peck.......................................................................................................... 28 2.4.1.2. Resistência Lateral ....................................................................................................................... 28

a) Método de Kézdi .......................................................................................................................... 29 b) Método de Chandler..................................................................................................................... 29 c) Método de Burland....................................................................................................................... 30 d) Método de Touma e Reese........................................................................................................... 30

2.4.2. Métodos Semi-Empíricos............................................................................................................. 31 2.4.2.1. Método de Aoki e Velloso ........................................................................................................... 31 2.4.2.2. Método de Décourt e Quaresma................................................................................................... 34 2.4.2.3. Método de P.P.C. Velloso ............................................................................................................ 36 2.4.2.4. Proposta Milititsky e Alves.......................................................................................................... 38 2.4.2.5. Método de Teixeira ...................................................................................................................... 38

xvii

2.4.2.6. Método Vorcaro-Velloso ............................................................................................................. 39 2.4.2.7. Método da UFRGS....................................................................................................................... 40

3. PROGRAMA EXPERIMENTAL ....................................................................................42 3.1. Execução das Estacas............................................................................................................42 3.2. Equipamentos Utilizados na Prova de Carga.....................................................................46 3.3. Prova de Carga Estática.......................................................................................................48

4. ÁREA DE ESTUDO.........................................................................................................51 4.1. Considerações Iniciais ..........................................................................................................51 4.1.1. Geologia....................................................................................................................................... 54 4.1.2. Pedologia...................................................................................................................................... 54 4.2. Sondagens de Simples Reconhecimento..............................................................................55 4.3. Caracterização Geotécnica dos Solos do CEEG/UFSM ....................................................56

5. APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS..................................................62 5.1. Comportamento das Curvas Carga-Recaque ....................................................................62 5.2. Interpretação da Curva Carga-Recalque ...........................................................................69 5.2.1. Determinação da Carga de Ruptura ............................................................................................. 69 5.2.2. Determinação da Carga Lateral e de Ponta .................................................................................. 72 5.3. Análise do Desempenho de Previsão da Capacidade de Carga ........................................73 5.3.1. Métodos Teóricos......................................................................................................................... 74 5.3.2. Métodos semi-empíricos .............................................................................................................. 77

6. CONCLUSÕES E SUGESTÕES.....................................................................................87 6.1. CONCLUSÕES .....................................................................................................................87

a) Quanto ao comportamento das provas de carga ........................................................................... 87 b) Quanto à determinação da carga de ruptura pela análise da curva carga-recalque....................... 87 c) Quanto aos métodos de previsão da capacidade de carga total .................................................... 88 d) Quanto à previsão da parcela da resistência lateral ...................................................................... 89 e) Quanto à previsão da parcela da resistência de ponta .................................................................. 90

6.2. SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS..................................................................90 REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ...................................................................................91

ANEXOS ................................................................................................................................100 ANEXO I: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque

para os métodos de Davisson (1972) , NBR 6122 (1996) e a Prática Inglesa. .....................101 ANEXO II: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque

para os métodos de Intersecção das Tangentes (1983) e Inclinação das Tangentes (1983)..105 ANEXO III: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque

para o método de Van der Veen (1956) ................................................................................109 ANEXO IV: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque

para o método de Mazurkiewicz (1972) ...............................................................................115 ANEXO V: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque

para o método de Masad (1986) ...........................................................................................119 ANEXO VI: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque

para o método de Chin (1970) ..............................................................................................122 ANEXO VII: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque

para o método da Rigidez (1996)..........................................................................................124

xviii

ANEXO VIII: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque para o método Brinch Hansen 80% (1963)...........................................................................126

ANEXO IX: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque para o método Butller e Hoy (Aoki e outros 1998) ..............................................................128

ANEXO X: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque para o método De Beer ( 1967 – 1968).................................................................................131

Capítulo 1 - Introdução

1. INTRODUÇÃO

Com o uso freqüente de estacas escavadas de pequeno diâmetro na engenharia de

fundações na região de Santa Maria, por ser de rápida execução e possuir empresas próximas

que oferecem esse serviço, surgiu à necessidade de fazer um estudo mais aprofundado do seu

comportamento para cargas de compressão.

Muitas empresas, que prestam o serviço de projetos e execução de fundações em

estacas escavadas, utilizam métodos consagrados em seu dimensionamento, principalmente

métodos baseados no ensaio SPT (Standard Penetration Test), cujo banco de dados foi

estabelecido a partir de provas de carga realizadas em outras regiões do país e aliados a

experiência de obras.

A pesquisa realizada vem dar continuidade ao programa que está sendo realizado no

Campo Experimental de Engenharia Geotécnica da Universidade Federal de Santa Maria

(CEEG/UFSM), com o primeiro trabalho de Emmer (2004), Implantação do Campo

Experimental de Engenharia Geotécnica da UFSM, e outros que estão em andamento, entre

os quais a avaliação de desempenho de prova de carga em estacas pré-moldadas e prova de

carga em placas.

1.1. Objetivo Geral

O objetivo consiste em avaliar o comportamento à compressão das estacas escavadas

de pequeno diâmetro, muito utilizado em obras de engenharia de fundações da região de Santa

Maria, interpretados por meio da curva carga-recalque. A comparação desses resultados com

métodos de previsão de capacidade de carga baseados principalmente no ensaio de SPT

fundamentam a presente pesquisa.

1.2. Objetivos Específicos

Para contribuir com o desenvolvimento de projetos e execução de fundações na região

de Santa Maria, este trabalho tem os seguintes objetivos específicos:

Capítulo 1 - Introdução 2

a) fazer uma revisão bibliográfica de execução e interpretação de provas de carga

estática e de métodos de previsão de capacidade carga;

b) interpretar dados de ensaios realizados na pesquisa anterior para poder estimar a

capacidade de carga das estacas ensaiadas;

c) analisar as curvas carga-recalque para determinar a carga de ruptura pelos métodos

citados na revisão bibliográfica;

d) avaliar e confrontar diversos métodos de dimensionamento de fundações;

e) estabelecer um banco de dados que auxilie os profissionais de engenharia nos

projetos e execução de obras na região. 1.3. Estrutura da Dissertação

A estrutura da dissertação está apresentada em seis capítulos e um anexo:

O primeiro capítulo mostra a importância de um estudo sistemático do comportamento

de estacas escavadas de pequeno diâmetro na região de Santa Maria.

No segundo capítulo, aborda-se a revisão bibliográfica dos procedimentos para

execução de provas de carga estática, os critérios de interpretação da curva carga-recalque, e

os métodos para determinação da carga de ruptura.

No terceiro capítulo é mostra toda parte experimental com descrição da execução das

estacas, dos equipamentos empregados e a metodologia adotada no ensaio.

No quarto capítulo, faz-se a caracterização do campo experimental. No capítulo 5 é

realizada uma análise dos resultados obtidos considerando as diferentes interpretações e as

características das estacas ensaiadas. São avaliados também os métodos de previsão descritos

no segundo capítulo com base nos resultados experimentais.

No sexto capítulo são expostas as conclusões da dissertação e sugestões para futuros

trabalhos.

Nos anexos são apresentados graficamente os métodos para determinação da carga de

ruptura, pelo ensaio de prova de carga, apresentados no capítulo 2.

Capítulo 2 – Revisão Bibliográfica

2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

Este capítulo aborda uma revisão da literatura sobre aspectos importantes relacionados a

fundações em estacas escavadas de pequeno diâmetro, provas de carga e métodos de previsão

de capacidade carga.

2.1. Introdução

Na engenharia de fundações na região de Santa Maria em obras de pequeno porte são

utilizadas com freqüência estacas escavadas de pequeno diâmetro. Vários estudos foram

realizados no Rio Grande do Sul, abordando métodos de previsão de comportamento de

fundações que utilizam sondagens à percussão e o seu desempenho. Destacam-se os trabalhos

de Alves (1984), Meksraitis (1988), Matos (1989), Prezzi (1990), Ramires (1993), Goulart

(2001), Novas (2002) e Emmer (2004) que abordam processos construtivos, métodos de

previsão de comportamento, problemas de execução e comparação entre os métodos. Porém

considera-se que existe ainda a necessidade de se realizarem estudos regionais para uma

melhor avaliação do comportamento de fundações.

2.2. Fundações Profundas

Fundação profunda, segundo a NBR 6122/96, é o elemento que transmite a carga ao

terreno pela base (resistência de ponta), por sua superfície lateral (resistência de fuste) ou por

uma combinação das duas. A ponta deve estar apoiada em profundidade superior ao dobro de

sua menor dimensão em planta, e no mínimo três metros salvo justificativa. Nesse tipo de

fundação incluem-se as estacas, os tubulões e os caixões. A Figura 2.1 apresenta um esquema

ilustrativo do funcionamento de uma fundação profunda tipo estaca.

As estacas são elementos de fundação profunda executadas inteiramente por

equipamentos ou ferramentas, sem que, em qualquer fase de sua execução, haja necessidade

do operário descer ao interior da escavação. Os materiais empregados podem ser, madeira,

aço, concreto pré-moldado, concreto moldado in situ ou misto.

Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica

4

Os tubulões são cilíndricos, em que, pelo menos na etapa final, há descida de operários

ao seu interior. Pode ser feito a céu aberto ou sob ar comprimido (pneumático) podendo ser

sua base alargada. Pode ser executado com revestimento, constituído de aço ou concreto. No

caso de revestimento de aço (camisa metálica) este pode ser recuperado. Caixão é o elemento

de fundação profunda de forma prismática, concretado na superfície e instalado por escavação

interna. Na sua instalação, pode-se usar ar comprimido e sua base pode ser alargada.

As fundações por estacas podem ser classificadas de acordo como o material e o

processo executivo. As estacas classificadas pelo tipo de material são construídas de madeira,

concreto, aço ou mistas. Já pelo método ou processo de execução são classificadas em estacas

com ou sem deslocamento, Milititsky (2004).

As estacas de deslocamento são aquelas introduzidas no terreno por meio de algum

processo que não promova retirada de solo. Enquadram-se neste tipo as estacas pré-moldadas

de concreto, estacas metálicas, estacas de madeira, estacas Franki e estacas Omega. Estacas

sem deslocamento ou escavadas são aquelas executadas in loco por meio da perfuração do

terreno, com remoção de material. As estacas escavadas manualmente ou mecanicamente,

estacas tipo Strauss, barretes, estacões, hélices contínuas e estacas injetadas são classificadas

como estacas sem deslocamento.

Fundações profundas por estacas são recomendadas principalmente quando se deseja

transmitir a carga da estrutura por meio de material de baixa capacidade de carga até atingir

uma camada mais profunda com capacidade de carga adequada. Desta maneira pode-se

desenvolver capacidade de carga pelo atrito entre a estaca e o solo. Milititsky (1996) cita que

esse tipo de fundação é utilizada quando existem cargas laterais e esforços de tração a serem

resistidas. Seu objetivo é melhorar a capacidade de carga dos solos com elementos cravados

(somente em solos granulares), eliminar ou diminuir recalques indesejáveis, transferir cargas

de zonas facilmente erodíveis até camadas mais estáveis, ancorar estruturas sujeitas a

empuxos ou esforços de tombamento e formar uma estrutura de contenção quando executadas

em grupo.

A capacidade de carga de uma fundação profunda tipo estaca pode ser decomposta em

duas parcelas: uma resistência de ponta ou base e uma resistência lateral ou de atrito,

conforme ilustrado na Figura 2.1 e apresentado na equação a seguir:

PLR QQQ += (2.1) sendo: QR : resistência total à compressão

QL : resistência lateral QP : resistência de ponta.


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QP

QL

QR

D ou B

L L ql

qp

QR

(a) (b)

Figura 2. 1 – Esquema da capacidade de carga de fuste e ponta da estaca, figura (a) parcelas totais, (b) parcelas unitárias

LLL AqQ .= (2.2)

PPP AqQ .= (2.3) QL : resistência lateral; QP : resistência de ponta; qL : resistência lateral unitária; qP : resistência de ponta unitária; AL : área da superfície lateral da estaca; AP : área da base da estaca. ∆L : espessura de camada.

2.1.1. Interação solo-estrutura

Importantes contribuições sobre o tema foram feitas em todo o mundo, entre os quais

podem ser citados os trabalhos de Banerjee, P. K. & Davies, T. G., (1978), Poulos, H. G &

Davis, E. H. (1980) e Poulos, H. G. (1989), destacando-se no Brasil os trabalhos de Gusmão

(1990), Gusmão e Gusmão Filho (1990, 1994a, 1994b), Lopes e Gusmão (1991) e Velloso

(1996).

A forma da superfície de ruptura da ponta da estaca, as quais se baseiam na Teoria da

Plasticidade são menos conhecidas do que para fundações rasas, em função da complexidade


6

da interação solo-estrutura. Estas soluções supõem diferentes mecanismos de ruptura,

conforme mostra a figura 2.2.

(a): Prandtl, Reissner, Caquot, Buisman, Terzaghi; (b): De Beer, Jaky, Meyerhof; (c) : Berezantsev, Yaroshenko, Vésic; (d) : Bishop, Hill, Mott, Skempton, Yassin, Gibson.

Figura 2. 2 – Mecanismo de ruptura em estacas (Vesic, 1965)

Para a análise do desempenho de uma fundação, devem-se considerar as condições de

drenagem do solo. Em solos drenados, o excesso de poro-pressão causado pelo carregamento

das fundações pode dissipar-ser prontamente. Em solos de drenagem parcial, o excesso de

poro-pressão gerado pelo carregamento da fundação pode dissipar, dependendo da situação e

especialmente do tipo de solicitação imposta. As solicitações rápidas decorrentes de esforços

dinâmicos, como o vento ou impactos, podem ocorrer em condições não-drenadas. As cargas

estáticas decorrentes das solicitações da superestrutura são aplicadas gradualmente, devendo-

se analisar as condições de drenagem em cada caso.

Em solos moles e coesivos, as condições não-drenadas podem resultar em valores

baixos de capacidade de carga, isto significa que condições críticas de carregamento ocorrem

a curto prazo, enquanto as pressões neutras são dissipadas. Nestes casos, para determinação

da capacidade de carga da ponta da estaca em argila, o procedimento consiste em assumir,

condições totalmente não-drenadas.

Para determinação da capacidade de carga do fuste da estaca, devemos considerar

também o processo executivo e não somente o tipo de solo. O método executivo altera as

condições iniciais do terreno, alterando o ângulo de atrito da interface solo-estaca, a tensão

horizontal que age sobre a estaca, a adesão solo-estaca e a dimensão da área do contato.

Estacas cravadas em solos granulares, pouco a medianamente compactos, causam um

aumento na capacidade destes solos na medida em que o volume da estaca é introduzido no


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terreno. Se o solo já estiver muito compacto, a introdução da estaca não causará mais aumento

de compacidade mas sim deslocamento do solo, o que poderá, eventualmente, ser danoso para

estacas ou estruturas já existentes, Alves (1998).

Casagrande (1932) alertava para efeitos da perturbação gerados pela cravação de

estacas em argila. A perturbação da argila poderia resultar em aumento significativo na

compressibilidade e perda de resistência ao cisalhamento Cummings, Kerkhoff e Peck (1950)

analisaram os resultados das resistências ao cisalhamento em estacas instrumentadas. Os

resultados mostraram que a tensão de cisalhamento próxima as estacas tiveram seus valores

reduzidos em função da cravação. Porém meses depois, as estacas tinham recuperado os

valores de resistência e com aumento acima dos valores iniciais de cravação.

Estacas escavadas, segundo Velloso e Lopes (2002), podem causar uma

descompressão do suporte. Esta descompressão será maior ou menor dependendo do tipo de

suporte. Num extremo estariam às estacas escavadas sem suporte, em que as descompressões

são pronunciadas. No outro extremo estariam as estacas escavadas com o auxílio de camisas

metálicas que avançam praticamente no mesmo nível que a ferramenta de escavação, em que

o alívio é muito reduzido. No meio destes extremos estariam as estacas escavadas com auxílio

de lama betonítica. Na figura 2.3, estão mostrados os efeitos da execução de estacas escavada

sobre o terreno, onde se observa uma região amolgada ou plastificada de pequena espessura e

uma região maior onde as tensões são reduzidas.

Figura 2. 3 – Efeitos da execução de estacas escavadas sobre o terreno

2.1.2. Estacas Escavadas

As estacavas escavadas com trado helicoidal são evoluções das estacas tipo broca. Ao

invés da escavação manual, é utilizado um trado mecânico. Assim é possível obter


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profundidades e diâmetros maiores (até 0,5 m, estacas com diâmetros superiores são

denominadas de estacões). É muito comum na região de Santa Maria a execução de estacas

escavadas com trado mecânico, executadas por meio de torres metálicas acopladas a

caminhões empregando guinchos, conjunto de tração e haste de perfuração.

O processo de execução consiste basicamente na perfuração até a cota desejada,

limpeza do furo, colocação da armadura (se for o caso) e posterior lançamento do concreto

com auxílio de funil de concretagem (tremonha).

As principais vantagens dessa solução são a mobilidade e produção desse

equipamento, que permite escavações próximas a edificações vizinhas, sem provocar

vibrações, e a possibilidade de amostragem do solo. As limitações da sua adoção estão

relacionadas com a resistência do solo, ou seja, são utilizadas em solos com boa resistência

para que a escavação permaneça estável durante a colocação da armadura e a concretagem. As

estacas devem ser utilizadas acima do nível d’água e quando necessário, revestidas

temporariamente na parte inicial do furo, para manter-se a estabilidade.

Milititsky (1987) relata problemas correntes em engenharia de fundações com ênfase

nos aspectos construtivos específicos para solos tropicais. Para o perfeito funcionamento das

estacas escavadas, é importante o controle da execução do estaqueamento. Durante a

execução das estacas escavadas, devem ser observados os seguintes fatores:

− verticalidade da escavação;

− comprimento e diâmetro reais;

− limpeza do fundo da escavação;

− possíveis desmoronamentos do fuste durante a escavação;

− tempo decorrido entre fim da escavação e a concretagem;

− irregularidades na concretagem;

− volume de concreto utilizado;

− horário de início e fim de cada etapa de concretagem.

A Tabela 2.1 apresenta a ampla variedade de fundações profundas, disponíveis

atualmente no mercado e utilizadas nas obras correntes e especiais, com enfoque para estacas

escavadas. Na mesma tabela, apresentam-se algumas características de execução, relacionadas

com a geometria, dimensões, características do terreno e cargas admissíveis correntes para

demonstração da ampla variedade de opções disponíveis.


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Tabela 2. 1 – Características gerais dos tipos de estacas usuais no Estado do RS (adaptado de Militistky, 2004)

Tipo de Diâmetro Tensão Carga de Trabalho Comprimento NSPT Espaçamento

estaca ou Lado (MPa) (toneladas) Usual / máx. (m) máximo usual (cm)

15 2,5 3-5/6 45 20 5 4-6/8 60 Broca 25

1,5

7,5 4-6/8

10

70 25 18 6-10/14 75 30 24 6-10/14 90 40 43 7-12/16 100

Strauss

50

3,5

68 7-12-16

15-20

130 30 28 90 35 38 100 40 50 110 45 63 120

Escavada < 50 cm

50

4

78

8-15/20 > 50

130 60 113 150 70 153 175 80 210 200 90 254 225

100 314 250 110 380 275 120 452 300 130 530 325 140 615 350 150 706 375

Escavada > 50 cm

160

4

800

10-20/30 > 40 (5)

400 35 60 90 40 80 100 50 130 130 60 180 150 70 240 175 80 320 200 90 400 225

Hélice contínua

100

500

12-18/25 > 40 (5)

250 10 10 60 15 25 60 20 50 60 25 70 80

Raiz (solo)

30

100

10-20/40 > 60

100 10 40 60 15 60 60 20 80 80 25 100 100

Injetada (rocha)

30

120

4-12/20 ROCHA

120

OBS: (1) comprimento sem emenda (2) para carga de compressão usa-se emenda com conector, podendo chegar a três elementos justapostos (3) emenda soldada para qualquer solicitação (4) emenda com tala soldada (5) limite de comprimento e NSPT máximo altamente dependente do tipo do equipamento, que não é padronizado e do tipo e da profundidade de ocorrência do material resistente.


10

2.3. Provas de Carga

Entre os ensaios de campo utilizados na engenharia de fundações destacam-se as

provas de carga estática como um dos métodos mais importantes, no qual se consegue por

meio de monitoramento, verificar o comportamento das fundações. Segundo Milititsky (1991)

as provas de carga constituem técnica insubstituível para a determinação do comportamento

de fundações profundas sob solicitação, sendo a única efetivamente confiável. Milititsky (op.

cit.) apresenta uma revisão sobre provas de cargas estáticas, métodos de ensaios, interpretação

de resultados, coeficientes de segurança e velocidade de carregamento.

Na montagem da prova de carga alguns cuidados devem ser tomados para evitar

influências indesejáveis, muitos dos quais previstos na NBR 12131/91, tais como: distância

mínima dos tirantes ou estacas de reação em relação ao elemento a ensaiar, excesso de

capacidade de carga do sistema de reação em relação à carga máxima prevista no ensaio.

Durante a execução é preciso garantir que as vigas de referência, que servem de apoio

para os defletômetros, não venham a provocar erros nos resultados devido a sua deformação

ou movimentação. Devem-se aplicar as cargas do ensaio por meio de sistemas que minimizem

erros devidos à excentricidade, à axialidade ou à calibração. O problema de centralização é

particularmente crítico em estacas de pequeno diâmetro, em que pequenos erros podem

produzir grande excentricidade, acarretando erros significativos na interpretação de

resultados.

Os insucessos são freqüentes nesses ensaios devido ao deslocamento excessivo ou

diferencial do sistema de reação. Os cuidados no dimensionamento e execução, a criteriosa

escolha dos equipamentos e sua montagem, e finalmente, o controle do comportamento e

deformação do sistema de reação e de transmissão de cargas durante o ensaio, garantem a

eliminação da maior parte das causas canceladas ou prematuramente interrompidas.

No Brasil, as primeiras provas de carga executadas em estacas foram realizadas sem

uma metodologia definida e sem conhecimento prévio do solo em que as fundações iriam ser

instaladas devido à falta de equipamento de sondagem. O único modo de conhecer o solo era

pela execução de poços, ou pela execução de estacas moldadas no local. Os arquivos do IPT

(Instituto de Pesquisas Tecnológicas do Estado de São Paulo), apud Massad (1985), mostram

que uma das primeiras prova de carga foi executada em fevereiro de 1936, pelo professor

Telêmaco Van Langedonck, na estação da estrada de ferro Noroeste do Brasil em Bauru. A

estaca ensaiada era do tipo Franki, o ensaio pode ser caracterizado como do tipo rápido apesar


11

de ter sido usado o critério de estabilização de recalques entre leituras consecutivas não

mensuráveis, “zero”.

Os primeiros ensaios seguiam a normalização alemã, DIN 1054/1934, ou suas

alterações. Os debates ocorridos na Conferência Internacional de Mecânica dos Solos e

Engenharia de Fundações (1936) culminaram na elaboração do código de obras para a cidade

de Boston (1944).

As normas brasileiras surgiram com as publicações da NB 20/1951, Provas de Carga

em Estacas, e da NB 51/1960, Projeto e Execução de Fundações. E após várias revisões, estão

em vigor atualmente as normas: NBR 12131/91, Estacas – Prova de Carga Estática, e NBR

6122/96, Projeto e Execução de Fundações.

O principal objetivo de uma prova de carga é fornecer informações para avaliar seu

comportamento de carga versus recalque e estimar suas características de capacidade de

carga. Os métodos de carregamento podem ser divididos em quatro grupos segundo Fellenius

(1975):

− SM ou SML - Slow Maintained Load Test - ensaio lento de carga constante. O

carregamento é feito em incrementos iguais até determinado nível de carga,

maior do que a carga de trabalho. Cada estágio é mantido até se atingir a

estabilização dos deslocamentos, de acordo com certo critério de estabilização.

− QM ou QML - Quick Maintained Load Test - ensaio rápido de carga constante.

São aplicados incrementos iguais de carga, até determinado nível de

carregamento, maior do que a carga de trabalho prevista para a estaca. Cada

estágio de carga é mantido por um intervalo de tempo fixo pré-determinado,

independentemente da estabilização dos deslocamentos.

− CRP - Constant Rate of Penetration - ensaio a velocidade de recalque

constante. A carga é ajustada para manter constante a velocidade de recalque

do topo da estaca. A prova de carga é levada até certo nível de deslocamento.

− CLT ou SCT - Cyclic Load Test ou Swedish Cyclic Test - ensaio cíclico de

carga ou ensaio cíclico sueco. A estaca é carregada até 1/3 da carga de trabalho

e descarregada para a metade desta carga, repetindo-se esse ciclo 20 vezes.

Depois a carga superior do ciclo é aumentada 50% e repete-se o procedimento.

Continua-se até atingir a ruptura

Fellenius (1975) comparou os ensaios mencionados acima de acordo com o fator

tempo de duração (Figura 2.4). Conforme apresentado nesta figura, os ensaios que consomem


12

maior tempo são: Carga Incremental Mantida Lenta (SM) e Carga Cíclica (CLT). A Figura

2.5 apresenta curvas carga-deslocamento típicas de cada tipo de prova de carga.

Figura 2. 4 – Comparação dos Tempos de execução das provas de carga (Fellenius, 1975)

Figura 2. 5 – Curva carga-recalque típica (Fellenius, 1975)

2.3.1. Definição da Carga de ruptura a partir da extrapolação da curva carga-recalque

Segundo Velloso e Lopes (2002), quando a prova de carga não é levada até a ruptura

ou a um nível de recalque que caracterize a ruptura, pode-se tentar uma extrapolação da curva


13

carga-recalque. Esta extrapolação é baseada em equações matemáticas, ajustadas ao trecho

que se dispõe da curva carga-recalque. As principais funções utilizadas são:

- função exponencial, proposta por Van der Veen (1953)

- função parabólica, proposta por Hansen (1963)

- função hiperbólica, proposta por Chin (1970)

- função polinonial, proposta por Massad (1896)

Essas quatro funções apresentam uma assíntota que corresponde à carga de ruptura

(Figura 2.6). Velloso e Lopes (op. cit.) afirmam que no Brasil a função de Van der Veen

(1953) tem sido a mais utilizada.

Muito se discute sobre a confiabilidade da extrapolação das curvas obtidas em provas

de carga. Valores elevados de carga de ruptura obtidos por estes métodos foram obtidos

quando as extrapolações foram realizadas em provas de cargas com curvas carga-recalque que

situaram-se no trecho inicial (quase-elástico). A experiência de Velloso e Lopes (op. cit.) com

extrapolação de curvas pelo método de Van der Veen, indica que se podem obter valores

confiáveis de extrapolação se o recalque máximo atingido na prova de carga for de no mínimo

1% do diâmetro da estaca.

Figura 2. 6 – Extrapolação da curva carga-recalque segundo Van der Veen (Velloso e Lopes, 2002)

2.3.2. Interpretação da Curva Carga-Recalque


14

Os resultados da prova de carga são apresentados sob forma de curvas que mostram o

valor da carga aplicada e o recalque medido na cabeça da estaca, caracterizando o

comportamento geral de sua funcionalidade.

A carga de ruptura raramente é bem definida na curva carga-recalque e, em geral, não

existe nenhuma carga de pico ou colapso claramente definida (Vesic, 1977). Segundo Van der

Veen (1953), se a mesma curva carga-recalque de uma prova de carga for plotada em escalas

diferentes uma decisão com base no exame visual pode ser ilusória. A Figura 2.7 mostra o

resultado de uma prova de carga apresentada em duas escalas diferentes.

Figura 2. 7 – Curva carga-recalque de uma estaca em escalas diferentes distintas (Van der Veen, 1953)

Ramires (1993) cita que o trabalho de Vesic (1977) chama a atenção para a ruptura em

fundações profundas e, particularmente em estacas, com a ocorrência de puncionamento na

base da fundação, ainda que se desenvolvam esforços significativos de resistência lateral.


15

Como pode ser observado na Figura 2.8a a curva carga-recalque, resultado de uma

prova de carga com carregamento axial, pode apresentar padrões diferentes de

comportamento. O pico da curva A e o patamar (assíntota) da curva B caracterizam

inequivocamente a carga de ruptura da estaca. De outra forma, a partir da curva C a carga de

ruptura não é mais claramente definida. Embora a prova de carga tenha atingido a ruptura

física da estaca, nem sempre é possível definir inequivocamente a carga de ruptura, sendo

eventualmente necessária à adoção de um critério de definição da carga de ruptura

estabelecida segundo um critério de referência.

Figura 2. 8 – (a) Curvas carga-deslocamento típicas de provas de carga com carregamento axial, (b) Simplificação da curva carga-recalque para estacas escavadas (Hirany e Kulhawy, 1989)

Como pode ser observado na Figura 2.8b (Hirany e Kulhawy, 1989), a curva carga-

recalque, obtida em estacas escavadas, geralmente pode ser simplificada em três regiões

diferentes: trecho inicial linear (TIL), transição, trecho final linear (TFL). A carga de ruptura é

geralmente definida na transição, no TFL, ou eventualmente além do TFL, no caso de

métodos de extrapolação. Na prova de carga, quando são atingidas deformações plásticas

significativas (trecho TFL), geralmente é difícil manter a carga constante e, como

conseqüência, os deslocamentos medidos nesta etapa do carregamento podem não ser

representativos do comportamento da estaca devido à flutuação da carga aplicada. Portanto, a

carga de ruptura, quando definida neste trecho, pode estar sujeita a erros. A magnitude do erro

dependerá das características do solo e dos cuidados tomados na execução da prova de carga.

Burland e Cooke (1974) apresentam curvas carga-recalque (Figura 2.9) com as

contribuições relativas das parcelas de resistência de ponta de fuste e total de estacas.


16

Verifica-se que as contribuições de atrito e base são mobilizadas com diferentes níveis de

deformações e, portanto, estacas curtas mobilizam suas parcelas de resistência de uma forma

diferente de estacas longas, para um mesmo fator de segurança.

Figura 2. 9 – Curva carga-recalque de estaca a partir da combinação do comportamento do fuste com o da ponta: (a) estaca esbelta e (b) tubulão com base alargada (Burland e Cooke, 1974)

Segundo Milititsky (1980), a mobilização da carga última depende da geometria da

estaca e é diferente para a lateral e a ponta. Para mobilizar toda a resistência lateral em estacas

escavadas de grande diâmetro, são requeridos deslocamentos entre 0,5% e 1% do diâmetro do

fuste, usualmente menor que 10mm. A mobilização da resistência de ponta está relacionada

com o tamanho da base e em média, precisam ocorrer deslocamentos da ordem de 5% a 10%

(às vezes até 20% do diâmetro da base da estaca).

Fellenius (1980) comenta que a carga de ruptura deve estar baseada em alguma regra

matemática e deve reproduzir um valor que seja independente das relações de escala e da

opinião individual do intérprete. De certo modo, a forma da curva carga-recalque deveria ser

considerada ou, então a geometria da estaca, o que a curva reflete indiretamente.

Portanto a escolha de um critério para definir a carga de ruptura é um fator

fundamental na análise dos resultados. Trabalhos de Vesic (1977), Hirany e Kulhawy (1989),

Milititsky (1991) e Gutiérrez (1993), entre outros, apud Novas (2002), mostram que existe um

número variado de critérios de interpretação de provas de carga em estacas. Esses critérios são

agrupados por Hirany e Kulhawy (1989) em 3 tipos: limitação do recalque, construções

gráficas e modelos matemáticos. Velloso e Lopes (2002) agrupam esses critérios em 4

categorias (Figura 2.10): (1) critérios que se baseiam num valor absoluto de recalque (pode


17

ser total, plástico ou residual obtido após o descarregamento) ou relativo ao diâmetro da

estaca; (2) critérios que se baseiam na aplicação de uma regra geométrica à curva; (3) critérios

que buscam uma assíntona vertical; e (4) critérios que caracterizam a ruptura por

encurtamento elástico da estaca somado a uma percentagem do diâmetro da base. Aoki e

outros (1998) também dividem em 4 grupos: do recalque limite, da deformabilidade limite, da

interseção das fases pseudo-elástica e pseudo-plástica, e da forma matemática.

Figura 2. 10 – Interpretação da curva carga-recalque (Velloso e Lopes, 2002)

2.3.2.1. Critérios que se baseiam em valores absolutos ou relativos de recalques

Nesta categoria estão as normas ou códigos de algumas cidades americanas (Nova

York, Boston). A carga de ruptura é obtida para valores de recalque da ordem de 25mm.

Segundo Velloso e Lopez (2002), quando se estabelece valores absolutos, esses critérios não

reconhecem fatos básicos sobre a mobilização do atrito e resistência de ponta ou base de


18

estacas. Estes critérios passam a ser mais realistas quando estabelecem valores relativos ao

diâmetro.

Vesic (1977) sugeriu que o atrito lateral seria mobilizado com deslocamentos da

ordem de 2% do diâmetro do fuste e a resistência de ponta ou base com deslocamentos da

ordem de 10% do diâmetro da base. A experiência de Velloso e Lopes (op. cit.) em estacas

cravadas indicam que esses valores são elevados, sugerindo que o atrito lateral seria

mobilizado até 1% do diâmetro e a ruptura de base até 5% do diâmetro da base. Porém, para

estacas escavadas, os recalques necessários poderiam ser maiores, contudo fica difícil

caracterizar a ruptura desse tipo de estaca, a não ser que seja adotada uma ruptura

convencional, por exemplo, adotando um recalque de 10% do diâmetro para caracterizá-la.

Segundo Milititsky (1991) o valor de recalque corresponde a 10% diâmetro é adotado

pela norma inglesa para estacas escavadas para carga de ruptura (BSI – CP2004).

2.3.2.2. Critérios que aplicam uma regra geométrica à curva

a) Norma Sueca e De Beer

Velloso e Lopes (2002), citam a Norma Sueca (Figura 2.10a) e o critério que

reconhece como ruptura o ponto de maior curvatura na curva carga-recalque (Figura 2.10b).

Esses mesmos autores comentam sobre um método alternativo em que a ruptura é

caracterizada pelo ponto de inflexão no gráfico log Q – log r (proposto por De Beer, 1967-

1968).

b) Método de Butller e Hoy

O método Butller e Hoy, (apud Aoki e outros, 1998) considera a reta da fase pseudo-

elástica como paralela à linha de compressão elástica da estaca, a reta pseudo-plástica como

tangente à curva com inclinação de 0,05 polegadas para 1tf. O resultado obtido caracteriza a

ruptura iminente da fundação.

c) Método de Interseção de Tangentes

O método de interseção de tangentes de Mansur e Kaufman (1956) tenta determinar a

carga na qual acontece a transição entre o trecho inicial linear e o trecho final linear da curva


19

carga-deslocamento (apud Novas, 2002). A carga de ruptura da estaca é definida pela

interseção das tangentes aos trechos inicial e final da curva carga-recalque.

Como pode ser observado na Figura 2.11, o método é bastante sensível à inclinação do

trecho linear final da curva carga-recalque; a carga de ruptura determinada na curva B da

figura resulta menor do que a determinada na curva A, embora a curva B tenha atingido

valores claramente superiores de carga. O efeito observado torna-se mais pronunciado quanto

menor o valor da declividade final da curva A ou quando a curva B apresenta declividades

próximas entre os segmentos elástico e plástico (Novas, 2002).

Figura 2. 11 – Aplicação do método de interseção de tangentes (Hirany e Kulhawy, 1989)

d) Método de Inclinação de Tangentes

Segundo Kulhawy F.H. & Hirany A.,(1989), o método da inclinação de tangentes

(“slope tangent method”), é uma modificação do método de Davisson (1972). Nesse método,

assume-se que o trecho inicial linear da curva carga-recalque é representativo do

comportamento elástico da estaca (apud Novas, 2002). Uma linha, paralela ao trecho inicial

linear da curva carga-recalque, é desenhada a uma distância de 4mm da origem do eixo dos

deslocamentos, conforme a Figura 2.12. A carga correspondente à interseção desta linha com

a curva carga-recalque é definida como a carga de ruptura da estaca.


20

Figura 2. 12 – Definição da carga de ruptura, método “slope tangent”

2.3.2.3. Critérios que buscam uma assíntota vertical

a) Método de Van der Veen

Van der Veen (1953) propôs um método utilizado com freqüência para extrapolar a

curva carga-recalque, através de uma função exponencial, a partir de uma série de provas de

carga realizadas em Amsterdam. A equação que define a curva é :

( )raR eQQ .1 −−= (2.4)

Onde: Q = carga de ensaio na estaca

QR = carga de ruptura ou carga de ajustada estaca r = deslocamento causado pela carga Q

A partir da expressão anterior, é possível deduzir uma relação linear entre o valor

Ln(1- Q/QR) e o recalque r. Assim, no método de Van der Veen, partindo de um valor de QR

qualquer, calculam-se os valores correspondentes de Ln(1- Q/QR). Esses valores são plotados

em função do recalque. Várias tentativas são realizadas com outros valores de QR até o

gráfico resultar linear (Figura 2.6). Quando os pontos aproximam-se de uma reta a carga

arbitrada para QR representa a carga de ruptura da estaca.


21

b) Método Mazurkiewicz

Mazurkiewicz (1972) apresentou um método de extrapolação da curva carga-recalque,

admitindo a curva como parabólica. Para obter a carga de ruptura provável da estaca o método

constrói uma curva extrapolada por meios geométricos. A curva é dividida em partes que

correspondem a recalques iguais. Pelos pontos assim obtidos são traçadas retas verticais e,

onde estas interceptam o eixo das cargas, são traçadas retas a 45° com a horizontal, até

interceptarem as verticais correspondentes aos pontos seguintes (Figura 2.13). Pelos pontos

obtidos traça-se a reta resultante, cuja intersecção com o eixo das abscissas fornece a carga de

ruptura (apud Fellenius, 1975)

QR

c)

Ma

princípios,

mérito de

equivalente

w

Carga

Figura 2. 13 – Método de Mazurkiewicz

Método Massad

ssad (1986) apresentou um método similar aos anteriores, com base nos mesmos

utilizando uma função polinomial. O trabalho de Massad também tem grande

mostrar que o método de Van der Veen (1953) e de Mazurkiewicz (1972) são

s.


22

O método relaciona uma série de recalques igualmente espaçados com valores de

cargas associados e plotados num gráfico de Qn+1 como uma função de Qn, que deve

corresponder a uma reta. O cruzamento desta reta com uma linha a 45° determina a carga de

ruptura (Figura 2.14). Segundo o autor, uma maior precisão de cálculo pode ser obtida através

de uma regressão linear pelo método dos mínimos quadrados conforme a equação:

nn QbaQ .1 +=+ (2.5)

em que os valores de “a” e “b” são obtidos da regressão linear pelos pontos (Qn ; Qn+1) e a

carga de ruptura é dada por:

)]1/([ baQr −= (2.6)

Uma das vantagens do método de Massad (1986), segundo o autor, sobre o de

Mazurkiewcz (1972) é a melhor precisão, porque elimina uma operação ( Qn ; Qn+1).

QR

Qn+1 = a + b Qn

Qn+

1

Qn

Figura 2. 14 – Método de Massad (1986)

Outra vantagem em relação ao método de Van der Veen (1953), é que este requer

tempo para escolher o valor correto para a carga de ruptura. O método de Massad é obtido a

de forma direta, além disso, permite uma verificação contínua do ensaio e uma previsão da

carga máxima, se for feito um gráfico simultâneo durante o ensaio.


23

d) Método de Chin

O método de Chin (1970), apud Aoki e outros (1998) nem sempre é apropriado aos

ensaios de SML realizados de acordo com a norma brasileira, pois foi desenvolvido para

estágios de carga com tempos de aplicação constantes. Desde que atendida esta condição, o

método pode ser aplicado em ensaio lento ou rápido. Considera que, mas proximidades da

ruptura, a curva “cara-recalque” seja hiperbólica. O recalque dividido pela carga, é plotado

em gráfico em função do recalque (Figura 2.15). Determina-se o coeficiente angular do trecho

que resulta reto, sendo o inverso deste valor a carga de ruptura.

Figura 2. 15 – Método de Chin (Apud Godoy, 1983)

e) Método da Rigidez

Décourt (1996) apresenta uma maneira de se introduzir a ruptura que então é definida

com base no conceito de rigidez. Em que rigidez “R” é definida como a relação entre a carga

aplicada a uma fundação e o recalque que ela acarreta.

rPR = (2.7)


24

A aplicação prática desse conceito se faz através do chamado Gráfico da Rigidez

(Figura 2.16). Colocando-se o valor de rigidez em ordenadas e o valor da carga em abscissas.

A rigidez, tipicamente, diminui com o aumento da carga e sendo o ensaio levado até valores

pequenos de rigidez, irá permitir que através de extrapolações criteriosas, seja obtido o ponto

de rigidez nula, que por definição está associada à carga de ruptura física.

Figura 2. 16 – Método da Rigidez (Décourt, 1996)

f) Método de Brinch Hansen

O método proposto por Brinch Hansen (1963), apud Aoki e outros (1998),

reconhecido como critério referente a 80%, considera a curva carga-recalque como uma

parábola, e a carga de ruptura é a correspondente ao recalque quatro vezes maior que o

recalque medido para 80% daquela carga. A curva traçada é [(s1/2)/Q] x s, onde “s” é o

recalque e “Q” a carga. A carga de ruptura é o ponto da curva de coordenadas (Qu; su), onde:

]).(2/[1 2/121xCCQu = (2.8)

e

12 / CCsu = (2.9)


25

Figura 2. 17 – Método de Brinch Hansen/80%

quando o ponto de coordenadas (0,80.Qu ; 0,25.su) também estiver contido na curva. Nestas

expressões, C1 coeficiente angular da reta e C2 o intercepto no eixo das ordenadas.

2.3.2.4. Critérios que caracterizam a ruptura por encurtamento elástico

a) Método de Davisson (Norma Canadense)

O método de Davisson (1972), apud Velloso (1987) sugere que a carga limite seja

definida como a que excede a compressão elástica da estaca de um valor a 4mm, acrescido de

um fator que depende do diâmetro da estaca. Este método, apropriado para provas de carga do

tipo CRP, conduz a carga limite muito reduzida no ensaio SML. A Figura 2.10c apresenta a

representação gráfica deste método, cuja expressão é apresentada a seguir:

EALQDru

..)

1204( ++= (2.10)

Onde: ru = recalque de ruptura convencional Q = carga de ruptura convencional L = comprimento da estaca D = diâmetro do círculo circunscrito à estaca

A = área da seção transversal da estaca E = módulo de elasticidade do material da estaca

b) Norma Brasileira

O método da NBR6122/96 que segue a norma canadense define a carga de ruptura de

forma similar ao anterior, através da soma de duas parcelas de deformação da estaca: uma


26

elástica e uma plástica. Desse modo a carga de ruptura corresponde ao recalque, obtido na

curva carga-deslocamento, calculado pela expressão a seguir:

EALQDru

..

30+= (2.11)

Assim, a equação 2.11 define a carga de ruptura da estaca como aquela que provoca,

além do recalque elástico da estaca como elemento estrutural, um recalque plástico adicional

estimado em 1/30 do diâmetro da estaca. Este critério deve ser utilizado em provas de carga

que apresentem recalques consideráveis, acima de D/30.

Lopes (1979) apud Velloso e Lopes (2002) sugere que a carga de ruptura seja definida

de forma semelhante à norma canadense ou brasileira, porém incluindo uma estimativa mais

realista do encurtamento elástico e um deslocamento de ponta maior. A ruptura seria definida

pelo recalque (Figura 2.10d):

DAELQQru L

P ξη

++= )( (2.12)

Onde: ru = recalque de ruptura convencional QP = parcela correspondente à resistência de ponta QL = parcela correspondente à resistência do atrito lateral ao longo do fuste η = fator de modo de distribuição do atrito lateral (Figura 2.10d) ξ = fator de mobilização da resistência de ponta (adotado valor igual a 0,05)

2.4. Métodos Para Previsão da Capacidade de Carga

Para os métodos de previsão da capacidade de carga (estáticos), a capacidade de carga

é calculada utilizando fórmulas que consideram a estaca mobilizando toda a resistência ao

cisalhamento da interação solo-estrutura. Esta resistência pode ser obtida em ensaios de

laboratório ou in situ. Os métodos estáticos podem ser classificados em 3 tipos: métodos

racionais ou teóricos, métodos semi-empíricos e empíricos (Velloso e Lopes, 2002).

Os métodos racionais ou teóricos, são aqueles que utilizam soluções teóricas de

capacidade de carga e parâmetros do solo. Os métodos semi-empíricos, são aqueles que se

baseiam em ensaios in situ de penetração tipo CPT (Cone Penetration Test) e SPT (Standard

Penetration Test). Finalmente, os métodos puramente empíricos estimam a capacidade de

carga apenas pela classificação das camadas de solos atravessadas pelas fundações.

2.4.1. Métodos Racionais ou Teóricos


27

Para fins de projetos, a determinação da carga de ruptura é dividida em duas parcelas:

resistência de ponta e resistência lateral. O método utiliza parâmetros da resistência do solo

para determinar a carga de ruptura da estaca. Seu uso é restrito aos países onde ensaios de

laboratório constituem prática corrente na investigação do subsolo.

Segundo Tomlinson (1981), apud Meksraitis (1988), os efeitos dos vários métodos de

execução das estacas sobre a capacidade de carga não podem ser calculados pela aplicação

estrita da teoria de Mecânica dos Solos, o melhor a fazer é aplicar fatores empíricos à

resistência ao cisalhamento ou a propriedades de compressibilidade de amostras não

deformadas do solo. Fatores esses que levam em conta o processo de execução das estacas

adquiridos com experiência e em resultados de provas de carga. É muito difícil reproduzir o

comportamento em laboratório dos métodos de execução nos modelos de estacas, pois cada

método de execução provoca alterações ao redor do solo onde está a estaca de maneira

diferente, afetando a resistência lateral e a resistência de ponta.

2.4.1.1. Resistência de Ponta

Meksraitis (1988) apresenta de forma resumida, vários métodos teóricos que podem ser

utilizados para previsão da capacidade de carga resistida pela ponta: Skempton (1966),

Meyerhof (1983), Whitaker e Cooke (1966), Terzaghi e Peck (1967), O’neill e Reese (1970,

1971) modificado por Engeling e Reese (1974), D.S.A. (1973), Touma e Reese (1974), Vesic

(1975), Reese e Wright (1977, 1979).

Além dos métodos citados anteriormente,Velloso e Lopes (2002) destacam, a solução

de Berezantzev, dos pesquisadores russos Berezantzev, Khristoforov e Grolubkov.

(Berezantzev et al. 1961; Berezantzev 1965).

Neste trabalho será apenas utilizada a fórmula de Terzaghi e Peck (1967), aplicada ao

cálculo da resistência de ponta (qp) em estacas escavadas e a fórmula modificada para uma

condição de ruptura local. Os valores de coesão (c) e do ângulo de atrito interno do solo (φ),

necessários para aplicação nas fórmulas foram obtidos através dos diversos ensaios de

laboratório.

Os demais métodos teóricos não foram utilizados porque o solo estudado neste trabalho

se caracteriza por ser não saturado. De acordo com Meksraitis (1988), estes métodos

relacionam a resistência de ponta com a resistência de cisalhamento não drenada (Su) do solo,

portanto, foram elaborados para serem aplicados em solos saturados.


28

a) Método de Terzaghi e Peck

A previsão de resistência de ponta unitária baseou-se na equação de Terzaghi e Peck

(1967) utilizada para definição de cargas limite de fundações diretas para ruptura generalizada

com base circular embutidas em solo compacto ou rijo, dada por:

γγγ NDNLNcq qcP ...3,0...2,1 ++= (2.13)

φcot).1( −= qc NN (2.14)

)2

45(tan. 2tan. φφπ +°= eNq (2.15)

φγ tan).1.(2 += qNN (2.16) Onde: c = coesão do solo na base da fundação;

γ = peso específico natural do solo; L = profundidade da fundação; D = diâmetro da fundação; Nc, Nq, Nγ = fatores de capacidade suporte, função do ângulo de atrito interno do solo; φ = ângulo de atrito interno do solo.

Há também a versão modificada para uma condição de ruptura local, onde são adotados

valores reduzidos para o ângulo de atrito interno e coesão, conforme as expressões:

φφ tan.32tan ' ⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛= (2.17)

cc .32' ⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛= (2.18)

2.4.1.2. Resistência Lateral

A segunda parcela da capacidade de carga da estaca é a resistência lateral. A

determinação do atrito lateral é, em geral, análoga ao usado para analisar a resistência ao

deslizamento de um sólido em contato com o solo. Seu valor, usualmente, considerado como

a soma de duas parcelas: a aderência entre estaca e solo e a tensão horizontal média na

superfície lateral da estaca na ruptura.

Meksraitis (1988) descreve em seu trabalho os seguintes métodos: Kézdi (1965),

Chandler (1966, 1968), Burland et al. (1966), O’neill e Reese (1970) modificado por O’neill e

Reese (1971) e por Engeling e Reese (1974), Burland (1973), D.S.A. (1973), Touma e Reese

(1974), Meyerhof (1976), Reese e Wright (1977, 1979).


29

Velloso e Lopes (2002) apresentam, além de alguns métodos já citados, as soluções de

Terzaghi (1943), Tomlinson (1957,1994), Viajayvergiya e Focht (1972), e Randolph (1985).

Conforme citado anteriormente o solo estudado é não saturado, logo, não há sentido

em utilizar métodos baseados na medição da resistência de cisalhamento não drenada, cuja

utilização é conveniente para solos saturados. Os métodos utilizados, neste trabalho, são

baseados em uma análise de tensões efetivas em que a tensão normal total num plano

qualquer é soma de duas parcelas:

1) a tensão transmitida pelos contatos entre as partículas, por ele chamada de

tensão efetiva.

2) pela pressão da água, a qual recebeu a denominação de pressão neutra ou

poro-pressão.

a) Método de Kézdi

Kézdi (1965) a partir de estacas escavadas em areias determinou a equação para

resistência lateral:

δσ tan.'. vKq LL = (2.19)

Lv .' γσ = (2.20)

KL = KO = (1-sin φ’), se L < 20 D (2.21)

KL = Ka = tang2(45°-φ’/2) se L > 20 D (2.22)

δ = (3/4) φ’, para estacas de concreto (2.23)

Onde: KL = coeficiente de empuxo lateral; Ka = coeficiente de empuxo ativo; KO = coeficiente de empuxo em repouso; σ'v = tensão efetiva vertical do solo; D = diâmetro da estaca; L = comprimento da estaca; γ = peso específico do solo; φ’ = ângulo de atrito interno efetivo; δ = ângulo de atrito entre o solo e o concreto da estaca.

A versão modificada emprega o valor do ângulo de atrito interno do solo (φ) no lugar

do valor do ângulo de atrito entre a estaca e o solo (δ).

b) Método de Chandler


30

Chandler (1968) ao estudar argilas normalmente consolidadas, propôs a estimativa do

atrito lateral unitário em tensões efetivas alterando a prática inglesa de relacionar resistência

lateral com a resistência não drenada Su. A equação 2.24 apresenta a estimativa da resistência

lateral em função das tensões efetivas.

(2.24) ''' tan.).sin1(' φσφ VL cq −+=

Onde: c’ = coesão do solo em termos efetivos; σ'v = tensão efetiva vertical do solo; φ’ = ângulo de atrito interno efetivo.

c) Método de Burland

Burland (1973) reanalizando os resultados de provas de carga em estacas escavadas

executadas na Inglaterra (London Clay), apresentou um método de cálculo em tensões

efetivas a partir de: '. VLq σβ= (2.25)

'tan. φβ LK= (2.26)

Onde KL e φ’ estão relacionados com os parâmetros da tensão efetivas. Valores

médios de β podem ser obtidos empiricamente através de provas de carga, desde que tenha

transcorrido tempo suficiente após a instalação e os testes sejam realizados lentamente.

Também é possível estimar KL e φ’ e então obter β.

Neste trabalho será adotado:

)sin1( 'φ−== OL KK (2.27)

Onde: KL = coeficiente de empuxo lateral; KO = coeficiente de empuxo em repouso; σ'v = tensão efetiva vertical do solo; φ’ = ângulo de atrito interno efetivo.

Em estacas escavadas, Burland (1973) recomenda usar β = 0,80, com um valor

conservativo para projeto preliminar em argilas pré-adensadas de Londres.

d) Método de Touma e Reese

Touma e Reeese (1974), com base na experiência americana de estacas escavadas

executadas no Texas, propuseram:


31

'1 tan.'. φσβ VLq = (2.28)

Onde: β1 = fator de redução; σ’v = tensão vertical efetiva do solo; φ’ = ângulo de atrito interno efetivo. Este método foi baseado nas provas e carga realizadas pelos autores em cinco estacas

escavadas instrumentadas. As estacas foram construídas em locais com perfis de solos

formados por uma camada superior de argila e uma camada inferior de areia.

A partir dos resultados das provas de carga o valor indicado para β1 é 0,70 quando o

embutimento na areia for menor que 7,63 m. Esse valor pode diminuir com maiores

penetrações da estaca na areia.

Os autores concluíram que o comportamento de estacas escavadas em solos arenosos é

um problema complexo e são necessários mais estudos experimentais e analíticos para

melhorar o conhecimento do problema.

2.4.2. Métodos Semi-Empíricos

O número de golpes (NSPT) obtidos em ensaios de penetração dinâmica (SPT –

Standard Penetration Test – NBR 6484) é, em muitas vezes, o único dado disponível de

resistência do solo. De acordo com Milititsky (1986), raramente são utilizados outros ensaios

na solução de problemas correntes de fundações no Brasil. Velloso (1991) afirma que a

utilização dos resultados deste ensaio na determinação da capacidade de carga das fundações,

seja quanto à ruptura, seja quanto aos recalques, pode ser feita diretamente, isto é, por meio de

correlações entre a carga de ruptura o recalque e o índice de penetração (NSPT). Em

decorrência disto há uma intensa utilização de métodos semi-empíricos baseados em

sondagens à percussão para determinação da capacidade de fundações.

A seguir será apresentado uma breve revisão destes métodos que se aplicam para o

cálculo da capacidade de carga de estacas e avaliar o seu desempenho através de provas de

carga.

2.4.2.1. Método de Aoki e Velloso

O método Aoki e Velloso (1975) foi desenvolvido a partir de um estudo comparativo

entre resultados de provas de carga em estacas e de sondagens a percussão. Com o método é

possível usar dados obtidos tanto do ensaio de cone holandês (CPT) como o da sondagem a


32

percussão (NSPT). Através de correlações entre o CPT e NSPT por meio de um coeficiente de

proporcionalidade K. Portanto a carga de ruptura (Qr) é estimada pela seguinte expressão:

LF

NKUFNKAQ LP

Pr ∆+= ∑ ....

21

α (2.29)

Onde: AP = área da ponta da estaca NP = valor de NSPT na ponta da estaca U = perímetro da estaca NL = valor médio do NSPT para cada ∆L ∆L = espessura de cada camada selo considerado (em metros) α = coeficiente de proporcionalidade entre a resistência lateral unitária e a resistência de ponta unitária no ensaio de CPT K = coeficiente de proporcionalidade entre a resistência de ponta unitária, do ensaio de penetração estática CPT, e a resistência à penetração dinâmica NSPT F1 e F2 = fatores de transformação (escala e tipo de estaca) A primeira parcela da equação 2.29 refere-se à resistência de ponta e a segunda a

resistência lateral. Os valores de K e α dependem da natureza do solo e os valores F1 e F2

dependem do tipo de estaca e do processo executivo.

Os coeficientes de proporcionalidade propostos por Aoki e Velloso (1975), Danziger

(1982), Laprovitera (1988) e Monteiro (1997) são apresentados na tabela 2.2.

Tabela 2. 2 – Valores de K e α propostos por Aoki e Velloso (1975), Danziger (1982), Laprovitera (1988) e Monteiro (1997)

Aoki eVelloso Monteiro Danziger Laprovitera K α K α K α α* Classificação do Solo

MPa ( % ) MPa ( % ) MPa ( % ) ( % ) Areia 1,00 1,4 0,73 2,1 0,60 1,4 1,4 Areia siltosa 0,80 2,0 0,68 2,3 0,53 1,9 1,9

Areia silto-argilosa 0,70 2,4 0,63 2,4 0,53 2,4 2,4 Areia argilo-siltosa 0,50 2,8 0,57 2,9 0,53 2,8 2,8 Areia argilosa 0,60 3,0 0,54 2,8 0,53 3,0 3,0 Silte arenoso 0,55 2,2 0,50 3,0 0,48 3,0 3,0 Silte areno-argiloso 0,45 2,8 0,45 3,2 0,38 3,0 3,0 Silte 0,40 3,0 0,48 3,2 0,48 3,0 3,0 Silte argilo-arenoso 0,25 3,0 0,40 3,3 0,38 3,0 3,0 Silte argiloso 0,23 3,4 0,32 3,6 0,30 3,4 3,4

Argila arenosa 0,35 2,4 0,44 3,2 0,48 4,0 2,6 Argila areno-siltosa 0,30 2,8 0,30 3,8 0,38 4,5 3,0 Argila silto-arenosa 0,33 3,0 0,33 4,1 0,38 5,0 3,3 Argila siltosa 0,22 4,0 0,26 4,5 0,25 5,5 3,6 Argila 0,20 6,0 0,25 5,5 0,25 6,0 4,0

* valores no caso de sondagem não confiável.


33

Laprovitera (1988) propôs uma versão modificada do método Aoki e Volloso (1975)

sugerindo novos valores para α, conforme a confiabilidade da sondagem, e mantendo para K

os valores estipulados por Danziger (1982). Monteiro (1997) com base em sua experiência na

firma Estacas Franki Ltda., estabeleceu outros valores para K e α, mostradas na tabela 2.2,

como para F1 e F2 mostradas na tabela 2.4.

Alonso (1981), ao estudar os solos residuais em sete regiões da cidade de São Paulo,

determinou valores diferentes para K e α, conforme tabela 2.3.

Os coeficientes corretivos F1 e F2 propostos inicialmente por Aoki e Velloso (1975)

foram obtidos a partir de retro-análise de resultados de 100 provas de carga em estacas.

Inicialmente não havia proposição desses valores para estacas escavadas, que foram então

propostos por Velloso et al (1978) Fontoura et al (1988).

Tabela 2. 3 - Valores de K e α para cidade de São Paulo (Alonso 1981)

K α

( MPa ) ( % ) Região

Nº SOLO Valor c/ 80% de

confiança

Valor mais prov.

Valor c/ 80% de Conf.

Valor mais prov.

1 Silte arenoso pouco argiloso (residual) 0,22 – 0,41 0,31 2,0 – 4,0 3,1 Silte arenoso pouco argiloso (residual) 0,24 – 0,46 0,34 2,1 – 2,8 2,5 2 Argila siltosa pouco arenosa 0,49 – 0,48 0,33 1,3 – 3,0 2,4 Areia argilosa 0,50 – 1,46 0,60 0,9 -3,0 2,0 Areia pouco argilosa pouco siltosa 0,44 – 0,87 0,50 - - 3 Silte argilosa arenoso (residual) 0,20 – 0,49 0,25 2,0 – 5,0 3,0 Areia argilosa 0,38 – 0,85 0,60 - -

Areia fina argilosa pouco siltosa 0,43 – 0,87 0,50 0,8 – 2,0 1,4 Silte arenoso (residual) 0,35 - 0,65 0,55 1,0 – 2,0 1,3 Silte pouco arenoso pouco argiloso (residual) 0,16 – 0,46 0,45 2,3 – 4,4 3,2

Silte pouco argiloso pouco arenoso (residual) 0,17 – 0,84 0,25 - -

Argila arenosa 0,17 – 0,41 0,35 1,4 – 4,5 2,9 Argila siltosa (residual) 0,49 – 1,03 0,22 1,5 – 4,4 2,7

4

Argila siltosa pouco arenosa 0,16 – 0,53 0,33 1,2 – 4,0 2,3 Areia argilosa siltosa 0,25 – 0,99 0,50 1,1 – 3,0 2,2

5 Argila siltosa arenosa 0,20 – 0,55 0,33 - -

6 Silte argiloso com areia fina 0,14 – 0,35 0,25 - -

Areia argilosa pouco siltosa 0,22 – 0,66 0,50 - - 7

Silte arenoso pouco argiloso (residual) 0,23 – 0,56 0,45 2,0 – 4,0 3,0

Laprovitera (1988), apud Benegas (1993) e Monteiro (1997) também apresentaram

novos valores para os coeficientes F1 e F2. Para aplicação do método de Monteiro (1997), o


34

valor de NSPT é limitado a 40 e para o cálculo da resistência de ponta QP, deverão ser

considerados valores ao longo de espessura iguais a 7 e 3,5 vezes o diâmetro da base, para

cima e para baixo da profundidade da base, respectivamente.

Tabela 2. 4 – Valores de F1 e F2 (Aoki e Velosso,1975; Laprovitera,1988; Benegas,1993; e Monteiro,1977)

Aoki e Velloso (1975)

Laprovitera (1988) Benegas (1993) Monteiro (1997) ESTACA

F1 F2 F1 F2 F1 F2

Franki 2,50 2,50 2,50 3,00 - - Metálica 1,75 3,50 2,40 3,40 1,75 3,50 Pré-moldada de concreto 1,75 3,50 2,00 3,50 - - Escavada 3,0 6,0 4,50 4,50 - - Franki de fuste apiloado - - - - 2,30 3,00 Franki de fuste vibrado - - - - 2,30 3,20 Pré-moldada de concreto cravada a percussão - - - - 2,50 3,50

Pré-moldada de concreto cravada por prensagem - - - - 1,20 2,30

Escavada com lama betonítica - - - - 3,50 4,50

Raiz - - - - 2,20 2,40 Strauss - - - - 4,20 3,90 Hélice contínua - - - 3,00 3,80

2.4.2.2. Método de Décourt e Quaresma

Décourt e Quaresma (1978) apresentaram um processo expedito para determinação da

carga de ruptura, com base apenas nos resultados fornecidos por sondagens à percussão. As

estacas analisadas foram do tipo, pré-moldada de concreto. A carga de ruptura é definida pela

expressão:

LLPPr qAANCQ ... += (2.30) Onde: C = coeficiente para resistência de ponta em função do tipo de solo (tabela 2.6)

NP = valor médio do NSPT na ponta da estaca, o imediatamente anterior e o imediatamente posterior AP = área da ponta da estaca AL = área do fuste da estaca qL= atrito lateral (tabela 2.5) NL = valor médio do NSPT ao longo do fuste da estaca

Para a parcela da resistência ao fuste, considera-se o NSPT ao longo do fuste, sem levar

em conta àqueles utilizados para a estimativa da resistência de ponta. Tira-se a média e na

tabela 2.5 obtém-se o atrito médio ao longo do fuste. Nenhuma distinção é feita quanto ao tipo

de solo.


35

Tabela 2. 5 – Valores de atrito lateral ou adesão (Décourt e Quaresma, 1978)

NLAtrito lateral - qL

( kPa ) ≤ 3 20 6 30 9 40

12 50 ≥ 15 60

Décourt (1982) fez modificações no estudo original propondo no que tange à

resistência lateral (a resistência de ponta é calculada como antes), portanto, o valor de adesão

média:

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ += 1

310 L

LNq (2.31)

Na determinação do NL (valor médio ao longo do fuste), os valores de NSPT ≤ 3 devem

ser considerados iguais a 3 e maiores que 50 devem ser considerados iguais a 50, adotar

NL=3.

Tabela 2. 6 – Fator característico do solo (C)

Décourt e Quaresma (1978)

Décourt (1986) Tipo de Solo

C (kPa)

C * (kPa)

Areias 400 200 Siltes arenosos (alteração de rocha) 250 140 Siltes argilosos (alteração de rocha) 200 120 Argilas 120 100

Obs.: C* estacas escavadas

Em 1996, Décourt introduziu coeficientes α e β na equação de capacidade de carga,

(Tabela 2.7) para a reação unitária de ponta e de atrito lateral respectivamente, de modo a

permitir estender o método original (desenvolvidos para estacas de deslocamento) para outros

tipos de estacas. A expressão para determinar a capacidade de carga passa a ser a seguinte:

LNUANCQ LPPr ∆⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛ ++= ∑ .1

310..... βα (2.32)

Onde: NP = valor médio do NSPT na ponta da estaca, o imediatamente anterior e o imediatamente posterior C = coeficiente para resistência de ponta em função do tipo e solo (Tabela 2.6) AP = área da ponta da estaca U = perímetro da estaca N = valor médio do NSPT para cada ∆L ∆L = espessura de cada camada selo considerado (em metros)


36

α e β = coeficientes em função do tipo de estaca

Tabela 2. 7 – Valores de α e β em função do tipo de estaca e do tipo de solo (Décourt 1996)

Tipo de Estaca

Escavada

em geral

Escavada

(betonita)

Hélice

contínua Raíz Injetada sobaltas pressões

Tipo de solo

α β α β α β α β α β

Argilas 0,85 0,80* 0,85 0,90* 0,30* 1,0* 0,85* 1,5* 1,0* 3,0*

Intermediários 0,60 0,65* 0,60 0,75* 0,30* 1,0* 0,60* 0,6* 1,0* 3,0*

Areias 0,50 0,5* 0,50 0,6* 0,30* 1,0* 0,50* 1,5* 1,0* 3,0*

* Valores apenas orientativos diante do reduzido número de dados disponíveis

Para ajustar o método as experiências regionais do Rio Grande do Sul são sugeridas a

utilização de 70% dos valores encontrados neste método para o atrito lateral em estacas

escavadas, Milititsky (1988).

2.4.2.3. Método de P.P.C. Velloso

Velloso (1981) apresentou um método de estimativa de capacidade de carga (estacas

com comprimento L, diâmetro de fuste Df e diâmetro de ponta Db) a partir da equação 2.33,

onde a primeira parcela é devido à resistência de ponta e a segunda devido ao atrito.

LqUAqQ LPPr ∆+= ∑ ....... λαβα (2.33)

Onde: α = fator de execução da estaca (α = 1,0 para estacas cravadas; α = 0,5 para estacas escavadas) β = fator de dimensão da estaca: (β = 1,016 - 0,016 . Db/dc e β = 0, para estacas tracionadas, Db = Df) dc = diâmetro da ponta do CPT (3,6cm no cone padrão). Db = diâmetro da ponta da estaca Df = diâmetro do fuste da estaca qP = resistência de ponta AP = área da ponta da estaca λ = fator de carregamento (λ = 1,0 para estacas comprimidas e λ = 0,7 para estacas tracionadas) U = perímetro da estaca qL= atrito lateral na camada ∆L ∆L = espessura de cada camada de solo considerado (em metros)


37

A partir dos resultados de um ensaio de penetração de cone nas imediações da estaca, a

capacidade de carga do solo sob a ponta qP é dada pela expressão:

221 cc

pqq

q+

= (2.34)

em que: qc1 = média dos resultados de resistência de ponta do ensaio CPT, de uma camada de espessura igual a 8.Db situada logo acima da ponta da estaca (adotar valores nulos de carga de ponta acima do nível do terreno, para o cálculo da média, quando L< 8.Db, sendo L o comprimento da estaca). qc2 = idem, em uma camada de espessura igual a 3,5.Db, situada logo abaixo da ponta da estaca.

O atrito lateral médio qL em cada camada de solo com espessura ∆L atravessada pela

estaca, pode ser considerado como:

cL fq = (2.35)

em que fc, é o atrito lateral medido na haste do CPT.

No caso de se dispor apenas dos resultados de sondagens à percussão, o autor adota

correlações de NSPT, com as resistências de ponta e lateral do ensaio de cone, segundo as

equações: b

c Naq .= (2.36)

''. bc Naf = (2.37)

em que a, b, a’ e b’ são parâmetros de correlação entre a sondagem de percussão e o ensaio de

cone. Estes valores estão representados na tabela 2.8, em função do tipo de solo.

Meksraitis (1988) propôs uma variação neste método reduzindo a profundidade de

influência do NSPT para o cálculo da resistência de ponta, alterando de 2 diâmetros acima e 1

diâmetro abaixo da ponta.

Tabela 2. 8 – Valores de a, b, a’, b’ obtidos por Velloso (1981)

Ponta Atrito SOLO a (kPa) b a’ (kPa) b’

Areias sedimentares submersas (1) 600 1 5,0 1 Argilas sedimentares submersas (1) 250 1 6,3 1 Solos residuais de gnaisse areno-siltoso submersos (1) 500 1 8,5 1

400 (1) 1 (1) 8,0 (1) 1 (1) Solos residuais de gnaisse silto-arenosos submersos 470 (2) 0,96 (2) 12,1 (2) 0,74 (2)

( 1 ) Dados obtidos na área da Refinaria de Duque de Caxias (RJ). ( 2 ) Dados obtidos na área da Açominas (MG).


38

2.4.2.4. Proposta Milititsky e Alves

Milititsky e Alves (1985) apresentaram uma formulação empírica a partir de estudos

estatísticos de quinze provas de carga realizadas em estacas escavadas no estado do Rio

Grande do Sul. As previsões de qL e qP são dadas, respectivamente, por;

LUNMANMQ LPPR ..... 12 += (2.38)

Onde: M1, M2 = coeficientes de proporcionalidade (Tabela 2.9)

NP = média do NSPT na profundidade da ponta da estaca, imediatamente acima e imediatamente abaixo. NL = média dos valores da resistência à penetração dinâmica NSPT do solo, ao longo do fuste da estaca, exceto o último valor acima da ponta da estaca; AP = área da ponta da estaca U = perímetro da estaca L = comprimento da estaca

Tabela 2. 9 – Valores de M1 e M2 (Militistky e Alves, 1985)

Tipo de Escavação M1 ( kPa )

M2 ( kPa )

Perfuração mecânica 2,45 60 Tipo Strauss 2,35 90

2.4.2.5. Método de Teixeira

Teixeira (1996) desenvolveu um método com base nos índices de resistência à

penetração do NSPT. A capacidade de carga à compressão de uma estaca pode ser estimada

pela equação:

LNUANQ LPPR ..... βα += (2.39)

Onde: NP = valor médio do NSPT medidos no intervalo entre 4 diâmetros acima da ponta da estaca e um diâmetro abaixo AP = área da ponta da estaca U = perímetro da estaca NL = valor médio do NSPT ao longo do comprimento do fuste da estaca L = comprimento da estaca α e β = parâmetros propostos pelo autor (Tabela 2.10)

Os parâmetros α são em função da natureza do solo e do tipo de estaca e o parâmetro β

depende, apenas, do tipo de estaca.


39

Tabela 2. 10 – Valores do parâmetro α e β de Teixeira (1996)

α (kPa) Tipo de Estaca

Tipo de solo (4 < N < 40) Pré-moldada de

concreto e metálicas

Tipo Franki Escavada a céu aberto Estacas Raiz

Areia c/ pedreg. 440 380 310 290 Areia 400 340 270 260

Areia siltosa 360 300 240 220 Areia argilosa 300 240 200 190 Silte arenoso 260 210 160 160 Silte argiloso 210 160 130 140

Argila arenosa 160 120 110 110 Argila siltosa 110 100 100 100

Valores de β(kPa) 4,0 5,0 4,0 6,0

Os valores da tabela 2.10, não se aplicam ao cálculo do atrito lateral nos casos de

estacas pré-moldadas cravadas em argilas moles sensíveis, em que normalmente o NSPT é

inferior a 3. Nestes casos são indicados os seguintes valores para atrito lateral:

• Argilas fluvio-lagunares e de baias holocênicas (SFT) – camadas situadas até

cerca de 20/25m de profundidade, coloração cinza escuro, ligeiramente sobre-

adensadas, com NSPT < 3: qL= 20 a 30 kPa.

• Argilas transicionais, pleistocênicas – camadas profundas subjacentes aos

sedimentos (SFL) às vezes de coloração cinza clara, pressões maiores do que

aquelas do SFL, com NSPT de 4 a 8 : qL= 60 a 80 kPa.

2.4.2.6. Método Vorcaro-Velloso

Segundo Velloso e Lopes (2002) este método utilizou a técnica de regressão linear

múltipla aplicando os resultados de provas de carga estáticas do banco de dados da COPPE-

UFRJ, com o solo caracterizado por sondagens a percussão. Os solos foram classificados em

5 grupos e desenvolvidos para estacas hélice continua e escavadas.

Pelo método, a carga de ruptura para estacas escavadas é determinada pelas equações

apresentadas na Tabela 2.11. Os valores XP e XF são determinados pelas equações a seguir:

PONTASPTANXP ,= (2.40)

LNUXF FUSTESPT ∆∑= , (2.41)


40

Onde: A = área da ponta da estaca (m2) U = perímetro do fuste da estaca (m) ∆L = espessura de solo (m) ao longo do qual o NSPT pode ser considerado constante

Tabela 2. 11 – Grupo de solos e equações para previsão da carga de ruptura de estacas escavadas

(adaptado de Velloso e Lopes, 2002)

Grupo Tipo de solos Carga de ruptura (kN)

1 areia QEST = exp [(7,32 ln XP + 7,38 ln XF)1/2] 2 areia siltosa, areia silto-argilosa, areia argilosa,

areia argilo-siltosa QEST = exp [(6,23 ln XP + 7,78 ln XF)1/2]

3 silte, silte arenoso, argila arenosa QEST = exp [(4,92 ln XP + 7,78 ln XF)1/2] 4 silte areno-argiloso, silte argilo-arenoso, argila

areno-siltosa, argila silto-arenosa QEST = exp [(6,96 ln XP + 7,78 ln XF)1/2]

5 silte argiloso, argila, argila siltosa QEST = exp [(7,32 ln XP + 7,38 ln XF)1/2]

2.4.2.7. Método da UFRGS

O método apresentado por Lobo (2006), tem suas equações desenvolvidas a partir de

conceitos da física, utilizando os princípios básicos de conservação de energia para calcular a

força dinâmica de reação do solo à cravação do amostrados SPT, ao contrário de outras

metodologias consagradas na prática da engenharia.

A capacidade de carga da estaca é expressa pela seguinte equação:

p

pdd

lR a

AFLF

aUQ ..7,0...2,0. βα +∆= ∑ (2.42)

Onde: QR = Capacidade de carga da estaca α = coeficiente de ajuste aplicado para resistência lateral U = perímetro da estaca al = área lateral total do amostrador (área lateral externa + interna = 810,5cm²) ∆L = espessura de cada camada de solo considerado β = coeficiente de ajuste aplicado para resistência de ponta Ap = área da ponta ou base da estaca ap = área de ponta do amostrador SPT ( 20,4cm²) Fd = variação da energia potencial

ρρηρηη

∆∆+∆+

=])75,0([ 213 gMgM

F hmd (2.43)

Onde: η1 = representa a eficiência do golpe = 0,761 η2 = representa a eficiência das hastes = 1 η3 = representa a eficiência do sistema = 0,0907-0,0066Z Mm = representa a massa do martelo


41

Mh = representa a massa da haste g = aceleração da gravidade ∆ρ = penetração do golpe = 30/N

Tabela 2. 12 – Coeficiente α e β

Tipo de Estaca α β Cravada Pré-Moldada 1,5 1,1 Metálica 1,0 1,0 Hélice Contínua 1,0 0,6 Escavada 0,7 0,5

Os coeficientes α e β, foram obtidos por meio de correlações estatísticas entre os

valores previstos pelo método proposto e valores medidos em provas de carga estática para

diferentes tipos de estacas, através da análise de um banco de dados composto de 324 provas

de carga à compressão e 43 provas de carga à tração.

Capítulo 3 – Programa Experimental

3. PROGRAMA EXPERIMENTAL

A área de estudo – Campo Experimental de Engenharia Geotécnica (CEEG/UFSM) -

teve sua implantação no trabalho desenvolvido por Emmer (2004). O projeto de implantação

foi dividido em três fases: (a) investigações preliminares do subsolo, (b) investigações

detalhadas do subsolo, e (c) projeto e execução de fundações e verificação do seu

comportamento.

Esta dissertação trata do estudo do comportamento de fundações em estacas escavadas

de pequeno diâmetro, que são amplamente adotadas na região de Santa Maria em solos de

origem sedimentar, executadas nesse campo experimental.

Este capítulo apresenta a descrição do programa experimental desenvolvido nesta

dissertação, bem como os materiais, equipamentos e a metodologia adotada para os ensaios de

prova de carga.

3.1. Execução das Estacas

No CEEG/UFSM foram executadas seis estacas escavadas de pequeno diâmetro para

serem ensaiadas à compressão. O sistema utilizado para aplicação das cargas de compressão

constituiu de um par de estacas de reação, situadas uma de cada lado da estaca ensaiada,

unidas através de uma viga metálica de reação. Portanto, foram executadas seis estacas de

compressão e oito estacas de reação. O comprimento das estacas de compressão variou de 3,0

a 5,30m. As estacas mais curtas com de 3,0m (EC1 e EC2) de profundidade, as estacas

intermediárias atingiram a profundidade de 4,0m (EC3 e EC4), e as mais profundas chegaram

a 5,20m (EC5) e 5,30m (EC6). Todas as estacas de compressão apresentam o diâmetro de

0,20m. As estacas de reação foram executadas todas com 6,0m de profundidade e diâmetro de

0,30m. As figuras 3.1 e 3.2 apresentam uma planta baixa e um perfil com o arranjo das

estacas no campo experimental.

Cápitulo 3 – Programa Experimental

43

EC1EC3EC5

EC2EC4EC6

ER1ER3ER5ER7

ER2ER4ER6ER8

2,7

5

LEGENDA

Estacas ensaiadas à compressão Ø 0.20m

Estacas de Reação Ø 0.30m

1,375 1,375 1,375 1,375 1,375 1,375

8,25

Figura 3. 1 – Disposição das estacas de reação e estacas de compressão

Argila Arenosa; Variegada; Plastica; Consistência riga

Areia fina a média; Variegada; friável Compacidade muito compacata

50,9

1

EC2EC4EC6

ER2ER4ER6ER8

Figura 3. 2 - Perfil das estacas de reação e estacas de compressão

Na figura 3.3 pode-se visualizar a escavação de uma estaca de reação e no detalhe o

solo da camada superior (argila-arenosa). As estacas de reação foram executadas com


44

perfuratriz do tipo rotativa adaptada sobre caminhão. As estacas de compressão foram

executadas com trado mecânico helicoidal manuseado por dois operadores (figura 3.4).

Figura 3. 3 - Execução da estaca de reação com o caminhão perfuratriz

Figura 3. 4 - Equipamento utilizado para execução das estacas de compressão

As estacas foram executadas sem o uso de lama de contenção ou camisa de

revestimento, pois as paredes apresentaram boa estabilidade. Houve um controle constante de

verticalidade, profundidade e limpeza em cada escavação. Foi utilizado concreto usinado em


45

todos os elementos, e a cota de arrasamento foi ao nível do terreno. A tabela 3.1 descreve as

principais características do concreto utilizado.

As estacas de reação foram armadas em todo o seu comprimento, com seis barras de

10mm de diâmetro e estribo de 5mm de diâmetro espaçados a cada 20cm (figura 3.5).

Tabela 3. 1 - Características do concreto utilizado

Ø Estaca ( m ) Especificações 0,20 0,30

Bloco de Coroamento Pilares

fck (Mpa) 20 15 20 20

Abatimento (mm) 120 120 120 120

Figura 3. 5 - Colocação da armadura de reação

Após a cura do concreto das estacas foi executado sobre elas pilares com dimensões de

0,30 x 0,30m em concreto, nivelados, os quais serviram de apoio para a viga de reação. Os


46

pilares foram armados com quatro barras de 3,0m comprimento e diâmetro de 20mm com o

comprimento de ancoragem dentro da estaca de 1,5m.

Sobre as estacas testes foram executados blocos de coroamento com dimensões de

0,40 x 0,40 x 0,40m, sendo sua armadura tipo gaiola de 5,0mm de diâmetro e com

espaçamento de 5cm. A estaca foi embutida dentro do bloco em 10cm, a qual foi ligada ao

bloco com quatro barras de 10mm e comprimento de 1,0 m, sendo 0,35 m inserido dentro do

bloco. No fundo do bloco foi colocado uma camada de 5cm de brita “zero” para facilitar a

escavação e deixando o bloco apoiando somente na estaca no momento de fazer o ensaio. Na

figura 3.6 são apresentados os detalhes dos blocos e pilares.

Figura 3. 6 - Blocos de coroamento e pilares desformados

3.2. Equipamentos Utilizados na Prova de Carga

Os principais equipamentos utilizados fazem parte de um conjunto para ensaio de

prova de carga, marca WILLE – Geotechnik, recebido pelo LMCC/UFSM no programa de

atualização dos laboratórios pelo MEC. Constam deste conjunto manômetro, macaco

hidráulico, placa, defletômetros e viga de reação.

A seguir será descrito a seqüência de montagem do ensaio.

Sobre o bloco, foi colocado uma placa de 0,30m para melhor distribuir as tensões e

sobre ela o macaco hidráulico com capacidade de 500kN, conforme ilustrado na figura 3.7. A

carga foi aplicada na estaca teste através do macaco e transmitida por reação à viga e estacas


47

de reação. A carga aplicada foi medida com manômetro instalado no sistema de aplicação do

macaco hidráulico, com prévia calibração.

(a) (b)

Figura 3. 7 – (a) Manômetro e (b) macaco hidráulico

Para as medições dos deslocamentos no topo da estaca foram usados quatro

defletômetros analógicos com a precisão de 10-3 mm (figuras 3.7 e 3.8), colocados na parte

superior do bloco de coroamento nos quatro cantos e fixados por uma viga de referência

metálica através de suportes. A viga de referência com 2,43m de comprimento foi apoiada a

uma distância de 1,21m do centro do bloco, para evitar que os deslocamentos devido ao

movimento do solo em torno da estaca ensaiada afetassem as leituras de deslocamento.

Figura 3. 8 - Disposição dos defletômetros sobre o bloco


48

Para o sistema de reação, utilizou-se uma viga de reação metálica (perfil I de 45,2 x

15,2cm), fixado através de quatro barras de 20mm, por meio de chapas metálicas de ½”

soldadas, como mostrado na figura 3.9.

Figura 3. 9 - Fixação das chapas metálicas nas barras de ancoragem dos pilares

Teve-se o cuidado, quando foram executados os pilares, de manter o nível e o

alinhamento entre eles com o ponto médio das estacas teste para não ocorrer excentricidade

na aplicação do carregamento.

3.3. Prova de Carga Estática

As provas de carga foram realizadas em conformidade com a NBR 12131(1991) -

Estacas – Prova de carga estática, que visa fornecer elementos para avaliar o comportamento

carga-recalque e estimar as características de capacidade de carga. Na execução da prova de

carga, as estacas foram carregadas até o máximo permitido pelo macaco hidráulico, valor este

que para as estacas ensaiadas era superior a 2 vezes a carga de trabalho. O ensaio foi

executado com carregamento lento, também chamado de SM ou SML – Slow Maintained

Load Test, conforme descrito por Milititsky (1991).

No dia anterior ao previsto para o ensaio foi executada uma escavação em torno do

bloco de coroamento deixando-o sem contato com o solo para não interferir no resultado do

ensaio. Para reduzir os efeitos de dilatação térmica foi montada uma estrutura com lona


49

plástica protegendo o equipamento do sol e eventual chuva. Logo após a montagem do

sistema de aplicação de carga era realizada uma pré-carga, para verificar a correta montagem

do sistema, como apresentado na figura 3.10.

Figura 3. 10 – Montagem do sistema e realização da pré-carga

Verificou-se que nos estágios iniciais de carregamento, ocorreu uma estabilização

rápida dos deslocamentos, sendo suficiente o intervalo de 30 minutos entre aplicação de

incrementos sucessivos. Alguns estágios com carregamentos mais elevados apresentaram

dificuldades para estabilização dos deslocamentos. Estabeleceu-se um limite máximo de 120

minutos para cada estágio, para não estender em muito o tempo do ensaio. Na fase de

descarregamento, cada estágio era mantido até a estabilização dos recalques e no máximo até

30 minutos.

Após a aplicação da carga, foram efetuadas leituras, nos 4 defletômetros, decorridos 2,

4, 15, 30 minutos contados a partir do início do estágio e após em intervalos de 30minutos. A

estabilização dos deslocamentos foi admitida quando a diferença entre as leituras realizadas

nos tempos t e t2 correspondera no máximo 5% do deslocamento havido no mesmo estágio

(entre o deslocamento da estabilização do estágio anterior e o atual).

Enquanto que, na fase de descarregamento a carga era retirada em cinco estágios e

realizada leituras aos 2, 4, 8, 15 e 30 minutos.

Para estaca EC1(3m) os incrementos de carga foram de 15kN e a carga máxima

aplicada foi de 240kN, para a estaca EC2(3m), os incrementos de carga foram de 30kN e a

carga máxima aplicada foi de 430 kN.


50

Para as estacas EC3 e EC4 (4m) os incrementos foram de 40kN e a carga máxima

aplicada foi de 430kN para EC3 e de 420kN para EC4.

Os incrementos de carga para estaca EC5(5,2m) e EC6(5,3) foram de 50kN e a carga

máxima aplicada de 450kN para EC5 e 470kN para EC6.

Capítulo 4 – Área de Estudo

4. ÁREA DE ESTUDO

Neste capítulo será realizada uma breve descrição do Campo Experimental de

Engenharia Geotécnica da Universidade Federal de Santa Maria (CEEG/UFSM), contendo

resultados de ensaios de campo e laboratório. Uma descrição mais ampla e completa do

CEEG/URSM foi realizada por Emmer (2004) em seu trabalho que trata da implantação do

referido campo experimental.

4.1. Considerações Iniciais

O Campo Experimental de Engenharia Geotécnica da Universidade Federal de Santa

Maria (CEEG/UFSM) situa-se na esquina, noroeste, das ruas E e P, no campus desta

universidade. A área do CEEG tem aproximadamente 5.250m² e apresenta as seguintes

dimensões e confrontações: ao Norte, medindo 70,0m, confronta-se com área da UFSM; ao

Sul, medindo 70,0 m, confronta-se com a Rua E; ao Leste, medindo 75,0m, confronta-se com

a Rua P; ao Oeste, medindo 75,0m, confronta-se com área da UFSM. Na figura 4.1, mostra a

locação das estacas ensaiadas nesta pesquisa.

Figura 4. 1 - Vista da área do CEEG/UFSM

Capítulo 4-Área de Estudo

52

Apresenta-se na figura 4.2 o mapa do Estado do Rio Grande do Sul com destaque para

o município de Santa Maria, e uma ampliação da localização do CEEG no Campus da UFSM.

ENTRADA UFSM

CEEG

Figura 4. 2 - Localização do Município de Santa Maria no Estado do RS, e do CEEG no Campus da UFSM


53

Na figura 4.3, está representado um croqui do CEEG, com a localização das sondagens

penetrométricas (SP), trincheiras superficiais (TS) e profundas (TP) e localização das estacas

ensaiadas (EC) realizados até o momento.

E-3E-2E-1

EC1 EC2EC4EC3EC6EC5

LEGENDATSTPSPE-2EC

- Trincheira Superficial- Trincheira Profunda- SPT- Estaca ensaiada por Emmer 2004- Estacas ensaiada neste trabalho

TP-3SP-3TS-3

TP-1

SP-1

TS-1

TM-1

TS-2SP-2

TP-2

MATO

ÁREA:129,35m²RUA "E"

RUA

"P"

Figura 4. 3 - Croqui do CEEG/UFSM


54

4.1.1. Geologia

A geologia da área de estudo é composta por uma seqüência de arenitos e argilas

arenosas de cores variegadas, as quais podem ter duas interpretações. Antigamente, isto é, nos

mapas editados pelo Departamento de Geociência desta universidade, admitia-se ser o arenito

basal da Formação Santa Maria. Mais recentemente, segundo trabalhos não publicados,

admite-se tratar de Formação mais jovem que a Santa Maria, possivelmente Terciário ou

Pleistoceno. Nesta unidade informal predominam arenitos de constituição variegada, contendo

muitas vezes feldspatos. Na base desta seqüência podem ser encontrados conglomerados. Os

arenitos são permeáveis. Abaixo desta seqüência pode estar o lamito vermelho típico da fácies

do membro superior Alemoa da Formação Santa Maria ou o arenito da fácies do membro

inferior Passo das Tropas (Maciel Filho, 2004). A figura 4.4 apresenta em detalhe o material

de alteração da Formação Santa Maria (Membro Alemoa) na parede da trincheira profunda

(TP-1).

Figura 4. 4 - Trincheira TP-1 aberta para retirada de amostras indeformadas (Emmer, 2004)

4.1.2. Pedologia

A descrição pedológica do local foi obtida através de ensaios de campo e laboratoriais

de amostras de solo retiradas da área de estudo, bem como, de uma caracterização táctil-visual


55

realizada num perfil característico desta área por Azevedo e Dalmolin (2004). Segundo estes

autores no CEEG o perfil de solo está decepado, classificado como um Alissolo Hipocrômico

da Unidade de Mapeamento Santa Maria. A tabela 4.1 apresenta a descrição morfológica do

perfil característico da área de estudo (trincheira TP-1). Este perfil foi caracterizado como um

saprólito do lamito da Formação Santa Maria.

Tabela 4. 1 - Descrição morfológica da trincheira (TP-1) adaptado de Emmer (2004)

Profundidade (cm) Descrição

0 - 10 deposição de material exógeno, entulhos.

10 - 100

cinzento-claro (10YR 6/1), mosqueado abundante, médio, proeminente, vermelho (2,5YR 4/8), argilo-siltoso, maciça que se desfaz em blocos angulares pequenos e

médios moderada a forte e prismas médios moderada a forte, cerosidade não aparente, transição plana e difusa.

100 - 135

cinzento-claro (10YR 6/1), mosqueado abundante, grande, proeminente, vermelho amarelado (5YR 5/6), franco argilo-siltoso, maciça que se desfaz em blocos angulares pequenos e médios moderada a forte e prismas médios moderada a forte, cerosidade

não aparente, transição plana e clara.

135 - 207

cinzento-claro (10YR 6/1), mosqueado abundante, grande, distinto, bruno-amarelado (10YR 5/5), argilo siltoso, maciça que se desfaz em prismas grandes e fortes,

cerosidade não aparente.

4.2. Sondagens de Simples Reconhecimento

Apresenta-se na figura 4.5 a interpretação dos perfis obtidos das três sondagens de

simples reconhecimento, SP-1, SP-2 e SP-3, que foram realizadas, respectivamente, nas áreas

1, 2 e 3 do campo experimental por Emmer (2004).

Pode-se observar no perfil da sondagem SP-1, figura 3.5, que este é composto,

basicamente, por duas camadas distintas. A camada superficial, até 5,0m de profundidade, é

classificada como argila arenosa com consistência média a rija, resistência à penetração

(NSPT) variando entre 9 a 18 golpes. Abaixo desta camada, encontra-se uma camada de areia

fina a média com compacidade muito compacta, o NSPT aumenta com a profundidade e

atingem valores que variam de 27/15 a 22/3 golpes.

O perfil obtido na SP-2, a camada superficial, tem 5,10m de espessura, é classificada

de argila arenosa, consistência média a rija, NSPT variando entre 8 e 15 golpes. Enquanto que a

camada profunda, areia fina média, apresenta compacidade muito compacta, valores de NSPT

que variam de 27/5 a 30/4 golpes. Em ambas as camadas, o valor de NSPT aumenta com a

profundidade.

O perfil SP-3 apresenta resultados similares aos outros perfis. A camada superficial

possui espessura de 6,05m, é constituída de argila arenosa, consistência rija, NSPT com


56

variações de 13 a 16. A camada inferior, classificada de areia fina a média, compacidade

muito compacta, apresenta valores de NSPT que variam de 22/15 a 29/3 golpes.

N.T.SP1 SP3 SP2

5,0

6,0

5,1

9,5 9,38,7

14,0 14,0

11

18

15

9

N.A.

9

8

15

15

13

13

14

14

16

Argila Arenosa; Variegada; Plástica; Cosncistência méia a rija. Formação Santa

Maria Membro Alemoa

Areia fina a média; Variegada; muito

compacta; Formação Santa Maria Membro

Passo das Tropas

Camada Superior

Camada Inferior

27/15

23/10

29/11

27/7

22/3

30/15

27/3

29/3

44

27/5

29/5

30/4

30/4

22/1522/2

25/10

29/6

26/5

Figura 4. 5 - Interpretação das sondagens a percussão do CEEG/UFSM

O CEEG apresenta de um modo geral, duas camadas distintas. A camada superior é

uma argila arenosa, consistência média a rija, NSPT variando entre 8 e 16 golpes. A camada

inferior caracteriza-se por ser uma areia fina a média, de compacidade muito compacta,

valores de NSPT que variam de 22/15 a 29/3 golpes.

4.3. Caracterização Geotécnica dos Solos do CEEG/UFSM

Emmer (2004) realizou uma extensa caracterização do CEEG/UFSM através de

ensaios de caracterização: peso específico real dos grãos, limites de consistência,

granulometria com e sem defloculante, ensaios químicos e raio-X. Esta caracterização

permitiu a classificação dos materiais, identificação mineralógica e química destes materiais.

Estes ensaios foram realizados em amostras deformadas obtidas do barrilete amostrador do

ensaio penetrométrico, de amostras coletadas nas 3 trincheiras superficiais e 3 trincheiras

profundas e amostras coletadas em trados manuais. Nas trincheiras foram coletados

amostrados indeformadas para realização de ensaios de compressão confinada e resistência ao

cisalhamento em corpos de provas com a umidade natural e embebido em água por 12 horas.

As tabelas 4.2 a 4.4 apresentam um resumo geral com os principais resultados que

caracterizam as camadas que constituem o campo experimental.


57

Tabela 4. 2 - Resumo dos ensaios de caracterização realizados do CEEG adaptado de Emmer (2004)

Camadas diagnosticadas

Superior Inferior

Descrição ou valores Descrição ou valores Ensaios laboratoriais

de caracterização

Mínimos e máximos Médios Mínimos e máximos Médios

LL (%) 33 - 81 56 - - LP (%) 15 - 34 26 - -

Lim

ites

de

cons

is.

IP (%) 15 - 46 30 - - Argila (%) 22 - 57 43 3 - 11 7 Silte (%) 19 - 47 38 10 - 20 15

Areia fina (%) 7 - 38 15 14 - 27 20 Areia média (%) 1 - 17 4 42 - 64 54 Areia grossa (%) 0 - 2 0 2 - 10 4

Com

def

locu

lant

e

Pedregulho (%) 0 - 0 0 0 - 0 0 Argila (%) 1 - 35 15 - - Silte (%) 27 - 81 59 - -

Areia fina (%) 11 - 42 21 - - Areia média (%) 1 - 17 5 - - Areia grossa (%) 0 - 3 0 - -

Gra

nulo

met

ria

Sem

def

locu

lant

e

Pedregulho (%) 0 - 0 0 - - HRB Argila plást. com pres. de M.O. (A7-6) Finos de baixa compressibilidade (A2-4) SUCS Argila pouco plástica (CL) Areia siltosa (SM)

Textural com defloc. Argila silto-arenosa Areia média siltosa Textural sem defloc. Silte areno-argiloso - Munssel – am. seca Bruno avermelhado-claro Bruno muito-claro-acinzentado C

lass

ifica

ções

Munssel – am. úmida Bruno-amarelado com mosq. cinza-claro -

Tabela 4. 3 - Resumo da determinação dos índices físicos, análise química e mineralógica dos ensaios realizados no CEEG adaptado de Emmer (2004)


Superior Inferior

Descrição ou valores Descrição ou valores Ensaios laboratoriais

de caracterização

Mínimos e máximos Médios Mínimos e máximos Médios

Umid. Nat. - wn (%) 22,05 - 35,68 28,74 - - P.E.R.G. - γs (kN/m³) 25,59 - 29,67 28,14 25,61 - 29,04 27,27

P.E.N. - γ (kN/m³) 17,82 - 19,88 18,99 - -

P.E.A.S. - γd (kN/m³) 13,13 - 16,18 14,80 - - Índ. de vazios - e 0,68 - 1,13 0,93 - -

Grau de sat. - S (%) 81,79 - 93,16 89,48 - -

Porosidade - η (%) 40,64 - 53,03 47,69 - - Ativ. Coloidal - Ia 0,51 - 0,87 0,70 - - Ín

dice

s fís

icos

e o

utro

s

Grau de floculação 0,36 - 0,98 0,64 - - CTC (molc/L) 18,2 - 32,9 24,5 8,2 - 8,2 8,2

Ph (H2O) 4,6 - 4,9 4,7 5,1 - 5,1 5,1 Mat. Orgânica (%) 0,1 - 0,2 0,1 0,1 - 0,1 0,1 Saturação: Al (%) 14 - 41 22,9 4 - 4 4

Saturação: Bases (%) 39 - 81 57,6 79 - 79 79 Aná

lise

quím

ica

Ca (molc/L) 6,1 - 19,2 12,6 4,4 - 4,4 4,4 Análise mineral. Argilo-minerais

Interestratificado ilita-montmorilonita e caolinita Montmorilonita, ilita e caolinita


58

Tabela 4. 4 - Resumo dos resultados dos ensaios de adensamento e de resistência realizados no CEEG adaptados de Emmer (2004)


Superior

Descrição ou valores

Ensaios de adensamento e resistência ao cisalhamento

Mínimos e máximos Médios

Colapsiv. i (%) para σv=200 kPa 0,806 - 1,243 0,971

Coesão – c (kPa) N 22,6 - 60,1 30,7

Âng. de atrito – φ (o) N 18 - 25 23

Coesão – c (kPa) I 5,2 - 15,5 8,5 Rup

ruta

Âng. de atrito – φ (o) I 18 - 26 23

Coesão – c (kPa) N 0,6 - 20,5 11,1

Âng. de atrito – φ (o) N 8 - 25 17

Coesão – c (kPa) I 0,0 - 0,0 0,0

Cis

alha

men

to d

ireto

10 m

m

Âng. de atrito - φ (o) I 7 - 25 16

σ’vm (kPa) – Natural 380 - 530 465

Cr – Natural 0,02 - 0,06 0,03

Cc – Natural 0,20 - 0,42 0,30

Cs – Natural 0,03 - 0,10 0,06

Def. máxima (%) – N 9,82 - 21,15 15,33

σ’vm (kPa) – Inundada 320 - 440 380

Cr – Inundada 0,03 - 0,08 0,04

Cc – Inundada 0,21 - 0,44 0,32

Cs – Inundada 0,05 - 0,13 0,09

Ade

nsam

ento

uni

dim

ensi

onal

Def. máxima (%) – I 10,96 - 23,35 16,66

Especificamente no local onde foram executadas as estacas de reação nesta dissertação,

foram coletadas amostradas deformadas obtidas por meio da perfuração com de trado

mecânico, para realização de ensaios de caracterização. Estas amostras foram coletadas a cada

0,5m e a tabela 4.5 apresenta os resultados obtidos para umidade natural, peso específico real

dos grãos e limites de consistência.

Verifica-se uma variação nos valores obtidos na camada superficial, mas os resultados

são similares aos obtidos por Emmer (2004). O limite de liquidez variou entre 31 e 56%, com

índice de plasticidade entre 3 e 35%. Caracterizando uma camada superficial de média a alta

plasticidade com teor de umidade natural entre 19 e 33%. A camada profunda abaixo do

contato com a camada superficial não apresenta plasticidade.


59

Tabela 4. 5 - Umidade natural, peso específico real dos grãos e limite de consistência com a profundidade no local de execução das estacas

Prof. (m) Umidade Peso espec.Camadas das natural real grãos

Lim. de Consistência

amostras wn (%) γs (kN/m³) LL (%) LP (%) IP (%) 0,0-0,5 19,12 26,95 31 28 3 0,5-1,0 23,18 27,67 48 27 21 1,0-1,5 25,39 27,77 51 18 33 1,5-2,0 28,07 26,84 47 20 27 2,0-2,5 32,92 27,57 47 19 28 2,5-3,0 27,99 27,20 56 21 35 3,0-3,5 25,61 27,00 49 20 29 3,5-4,0 22,53 26,95 31 16 15 4,0-4,5 21,92 27,95 37 18 19

Camada superior

4,5-5,0 18,81 27,80 42 22 20 Contato 5,0-5,5 14,89 26,30 24 13 11 Camada inferior > 5,5 - - N.P. N.P. N.P

A figura 4.6 apresenta em forma de gráfico a variação da umidade natural, limite de

liquidez, limite de plasticidade e índice de plasticidade no local da execução das estacas

caracterizando a camada superficial e profunda do CEEG.

0,00

0,50

1,00

1,50

2,00

2,50

3,00

3,50

4,00

4,50

5,00

5,50

0 10 20 30 40 50 60

( % )

Prof

undi

dade

( m

)

LL LP w n IP

Figura 4. 6 - Variação do limite de liquidez (LL), limite de plasticidade (LP), índice de plasticidade (IP) e teor de umidade natural (wn) com a profundidade


60

Devido à utilização de métodos teóricos ou racionais para estimativa carga de ruptura

de fundações nesta dissertação realizou-se uma análise dos parâmetros de resistência ao

cisalhamento direto obtido por Emmer (2004). Os resultados médios estão apresentados na

tabela 4.4. Os ensaios de cisalhamento foram realizados em amostras indeformadas, coletas

nas trincheiras superficiais (1,5m) e profundas (2,5m). Os ensaios foram realizados na

umidade natural e embebidos em água para saturação. No total foram ensaiados 60 corpos de

prova de dimensão 5x5x2cm. Os valores do ensaio de cisalhamento direto obtidos por Emmer

(2004) foram reinterpretados, como mostrado na tabela 4.6 e nos gráficos das figuras 4.7 e

4.8.

Tabela 4. 6 - Valores de resistência ao cisalhamento direto (pico)

Resultados do Ensaio de Cisalhamento Direto - Pico Tensão Vertical Tensão de Cisalhamento - τ (kpa) Desvio Coefi. de

σ (Kpa) Máxima Mínimo Média Padrão Variação Umidade Natural

25 69,2 27,8 43,83 14,41 33,0 50 82,2 39,4 58,97 15,99 27,0 100 108,6 55,0 83,68 18,71 22,0 150 132,8 77,5 102,38 20,10 20,0 200 147,0 81,6 118,13 27,70 23,0

Solo Inundado 25 25,0 13,5 18,28 4,33 24,0 50 42,5 22,9 30,97 6,97 23,0 100 65,6 30,9 48,38 12,33 25,0 150 81,9 57,4 71,36 9,79 14,0 200 113,6 67,4 91,63 15,75 17,0

C=37,032KPaØ=21°

R2 = 0,6824

C=59,787KPaØ=23°

R2 = 0,9901

C=22,591KPaØ=16°

R2 = 0,96290

20

40

60

80

100

120

140

160

0 50 100 150 200 250

Tensão Vert. (KPa)

Tens

ão C

is. (

KPa

)

Figura 4. 7 - Envoltória da resistência ao cisalhamento direto para valores máximos, médios e mínimos na

ruptura em solo com umidade natural


61

C=15,463KPaØ=25°

R2 = 0,9884

C=8,6163KPaØ=21°

R2 = 0,8777

C=5,1683KPaØ=19°

R2 = 0,97040

20

40

60

80

100

120

140

160

0 50 100 150 200 250

Tensão Vert. (KPa)

Tens

ão C

is. (

KPa

)

Figura 4. 8 - Envoltória da resistência ao cisalhamento direto para valores máximos, médios e mínimos na

ruptura em solo saturado

Na estimativa da carga de ruptura pelos métodos teóricos foram adotados valores

médios da resistência do solo com a umidade natural (Parcialmente saturado). Para a camada

superior com aproximadamente 5,0m, formada por argila-arenosa o ângulo de atrito interno

médio (φ) adotado foi de 21° e o intercepto coesivo médio (c) 37kPa, e peso específico natural

médio do solo (γ) 19,2kN/m³. Para a camada inferior, formada de areia, adotaram-se valores

do ângulo de atrito em função da compacidade do solo baseados nos valores obtidos NSPT.

Para esta camada estimou-se um de ângulo de atrito de 42° e peso específico natural de

20,0kN/m³.

Capítulo 5 – Apresentação e Análise de Resultados

5. APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS

Neste capítulo serão apresentados os resultados das seis provas de carga realizadas

para este trabalho, em forma de curvas carga-recalque, descrição do seu comportamento,

critérios de interpretação dos resultados e a comparação entre os métodos estimados para

previsão de carga citados no capítulo 2.

5.1. Comportamento das Curvas Carga-Recaque

A figura 5.1 apresenta os resultados para as seis estacas ensaiadas à compressão. Os

recalques indicados nos gráficos representam à média aritmética dos deslocamentos

registrados pelos quatro defletômetros instalados sobre o bloco de coroamento.

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

26

28

30

32

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500Carga ( kN )

Rec

alqu

e ( m

m )

EC1-3,0mEC2-3,0mEC3-4,0mEC4-4,0mEC5-5,2mEC6-5,3m

Figura 5. 1 – Curva carga-recalque das estacas ensaiadas

Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados

63

As figuras 5.2 a 5.7 apresentam as curvas carga-recalque individuais das seis provas de

carga. A figura 5.2 apresenta a curva carga-recalque da estaca EC1(3,0m). A carga máxima

aplicada no ensaio da Estaca EC1 foi de 240kN, para um recalque médio de 23,3mm. Os

recalques medidos nos quatro defletômetros apresentaram valores uniformes, comprovando

que a carga foi aplicada sem excentricidade. O gráfico é composto de dois segmentos

retilíneos ligados por uma curva de transição, no primeiro segmento retilíneo a carga atingiu o

valor de 100kN e um recalque médio aproximadamente de 0,5mm, o segundo trecho tem

início, aproximadamente com deslocamento de 3mm e carga de 165kN.

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

26

28

30

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500Carga ( KN )

Rec

alqu

e ( m

m )

Média Def.1 Def.2 Def.3 Def.4

EC1 NBR 6122

QR - 190 kN

Figura 5. 2 – Curva carga-recalque da estaca EC1


64

A figura 5.3 apresenta a curva carga-recalque para a estaca EC2 (3,0m). Nesta estaca,

a carga máxima aplicada no ensaio foi de 430kN, para um recalque médio de 22,6mm, da

mesma forma que a estaca anterior os recalques medidos nos quatro defletômetros

apresentaram valores uniformes. O gráfico também é composto de dois segmentos retilíneos

ligados por uma curva de transição, no primeiro segmento retilíneo a carga atingiu a carga de

180kN com deslocamento de 0,5mm e o segundo segmento tem início com uma carga de

300kN e deslocamento de 6mm.

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

26

28

30

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500Carga ( KN )

Rec

alqu

e ( m

m )


EC2 NBR 6122

QR - 321 kN

Figura 5. 3 – Curva carga-recalque da estacaEC2

As estacas EC1 e EC2, possuem o mesmo comprimento, porém, não apresentou o

mesmo comportamento, sendo a estaca EC2, mais rígida que a EC1.


65

A figura 5.4 apresenta a curva carga-recalque para a estaca EC3 (4,0m). Nesta estaca o

recalque médio foi de 28,6mm para carga de 430kN. As leituras nos defletômetros foram

uniformes, e no primeiro segmento retilíneo do gráfico, a carga atingiu o valor de 200kN com

deslocamento de 0,75mm, seguido por uma curva de transição, e o segundo segmento tem

início com deslocamento de 4mm e carga de 285kN.

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

26

28

30

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500

Carga ( KN )

Reca

lque

( m

m )


EC3 NBR 6122

QR - 320 kN



66

Na estaca EC4 (4,0m), o recalque médio foi de 23,1mm para carga de 420kN (figura

5.5). Houve uma pequena diferença nas leituras iniciais do defletômetro n°1 em relação aos

outros, porém as medidas se estabilizaram durante os estágios seguintes de carregamento. No

primeiro segmento retilíneo do gráfico a carga atingiu o valor de 165kN e recalque de 0,5mm,

após uma curva de transição, e o segmento retilíneo tem início com deslocamento de 3mm e

carga de 230kN.

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

26

28

30

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500Carga ( KN )

Reca

lque

( m

m )


EC4 NBR 6122

QR - 292 kN


A carga máxima aplicada na estaca EC5 (5,20m) foi de 450kN conforme apresentado

na figura 5.6. Os recalques medidos foram uniformes e para carga máxima o recalque médio


67

foi de 28,36mm. A curva carga-recalque é composta por dois segmentos retilíneos unidos por

uma curva de transição, para o primeiro segmento retilíneo a carga atingiu o valor de 200kN e

deslocamento de 0,75mm, o segundo segmento tem início com deslocamento de 6mm e carga

de 350kN.

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

26

28

30

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500

Carga ( KN )

Reca

lque

( mm

)


EC5 NBR 6122

QR - 362 kN


A figura 5.7 apresenta a curva carga-recalque para a estaca EC6(5,3m). Para esta

estaca a carga máxima aplicada foi de 470kN e recalque médio de 21,6mm. Houve uma

pequena diferença entre as leituras das deformações até a carga de 350kN, passando depois

para recalque uniforme entre eles. O comportamento da curva carga-recalque da estaca EC6

foi idêntico aos anteriores, formado por dois trechos retilíneos unidos por uma curva de


68

transição. A carga máxima para o primeiro trecho retilíneo foi de 280kN e deslocamento de

0,25mm, e o segundo trecho tem início com deslocamento de 3mm para a carga de 350kN.

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20

22

24

26

28

30

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500Carga ( KN )

Reca

lque

( m

m )


EC6 NBR 6122

QR - 390 kN


O Início da curva de transição dos gráficos analisados, variou entre 0,12% a 0,40% e o

final entre 1,5% a 3% do diâmetro da estaca.

O comportamento das curvas carga-recalque das estacas EC2, EC3, EC4 e EC5 foi

similar. A estaca EC1 apresentou a menor rigidez e a EC6 maior rigidez, comparada com as

demais.


69

5.2. Interpretação da Curva Carga-Recalque

Devido à impossibilidade da instrumentação das estacas ensaiadas para determinação

das parcelas de capacidade de carga lateral e de ponta, foram adotados critérios para definição

destas parcelas a partir da interpretação da curva carga-recalque.

O primeiro segmento retilíneo da curva carga-recalque causa pequenos deslocamentos,

onde a carga é transferida para o solo pelo fuste da estaca. A mobilização da resistência lateral

apresentou recalques em geral inferiores à 4mm, registrados no topo da estaca (bloco). Vários

autores apresentam valores de recalque relacionados com o diâmetro da estaca. Cita-se o

trabalho de Décourt (1995), que para estacas escavadas em argila o valor que inicia a

separação do atrito lateral da resistência de ponta esta entre 0,5% e 2% do diâmetro da estaca.

O segundo segmento retilíneo registra a mobilização da resistência de ponta, mostra

que para cargas maiores há um crescimento dos recalques. Segundo Décourt (op. cit.) este

trecho tem início com o valor de recalque corresponde a 4% do diâmetro da estaca. Entre os

pontos correspondentes ao recalque de 0,5 e 2% do diâmetro e 4% do diâmetro ocorre a curva

de transição (Figura 5.8).

Figura 5. 8 – Determinação da parcela resistência lateral, Décourt (2002)

5.2.1. Determinação da Carga de Ruptura

Em todas as curvas carga-recalque, obtidas nas seis provas de carga o valor de ruptura

não ficou nítido, mas ao adotar-se o critério previsto na norma brasileira este valor ficou

perfeitamente definido. Todas as provas de carga foram conduzidas a um valor de

deslocamento superior a 10% do diâmetro da estaca, valor este suficiente para definição da

ruptura pela norma brasileira. Mesmo assim foram adotados métodos gráficos e de


70

extrapolação para verificar sua utilização, facilidade e adequação as provas de carga

realizadas.

Na Tabela 5.1 estão resumidos os valores de carga de ruptura determinados através da

utilização dos métodos descritos e a figura 5.9 apresenta de forma gráfica a relação entre a

carga determinada e o critério da NBR 6122.

Tabela 5. 1 – Carga de Ruptura medida considerando os métodos apresentados

Cara de Ruptura Estimada (kN) Método

EC1 EC2 EC3 EC4 EC5 EC6 NBR 6122(1996) QNBR 190,0 321,0 320,0 292,0 362,0 390,0 Prática Inglesa Q10D 232,0 410,0 395,0 401,0 405,0 409,0 Davisson (1972) QD 185,0 310,0 310,0 280,0 355,0 382,0

Média 202,33 343,33 341,67 324,33 374,00 393,67 Desvio Padrão 25,81 52,52 46,46 66,67 27,07 13,87 Coeficiente de. Variação 12,76 15,30 13,60 20,55 7,24 3,52 Intersecção das tangentes (Masure e Kaufman, 1983)

QMK 170,0 270,0 275,0 217,0 325,0 335,0

Inclinação das tangentes (Kulhawy, et al, 1983) QK 175,0 290,0 290,0 252,0 332,0 360,0

Butller e Hoy (Aoki et al. 1998) QBH 180,0 290,0 300,0 270,0 330,0 363,0

De Beer (1967 – 1968) QDB 150,0 180,0 240,0 190,0 320,0 430,0

Média 168,75 257,50 276,25 232,25 326,75 372,00 Desvio Padrão 13,15 52,52 26,26 35,74 5,38 40,65 Coeficiente de. Variação 7,79 20,40 9,51 15,39 1,65 10,93

Van der Veen (1952) QVD 270,0 480,0 500,0 550,0 570,0 630,0 Mazurkiewicz (1972) QMA 270,0 450,0 500,0 550,0 570,0 630,0 Massad (1986) QM 255,8 446,2 438,2 523,6 426,9 566,6 Chin (1970) QC 277,7 526,3 500,0 526,3 476,2 555,6 Rigidez (Décourt, 1996) QR 262,1 494,4 502,1 528,5 461,6 477,5 Brinch Hansen/80%(1963) QB 235,2 402,9 500,0 536,1 481,1 435,2 Média 261,81 466,63 490,05 535,75 497,62 549,13 Desvio Padrão 15,05 43,05 25,41 11,78 59,19 79,43 Coeficiente de. Variação 5,75 9,23 5,19 2,20 11,89 14,46

Considerando todos os Valores Valor Máximo 217,7 526,3 502,1 550,0 570,0 630,0 Valor mínimo 150,0 180,0 240,0 190,0 320,0 335,0 Média 219,45 374,67 390,02 393,58 416,52 458,75 Desvio Padrão 45,56 104,68 103,45 145,25 89,53 103,56 Coeficiente de. Variação 20,76 27,94 26,53 36,91 21,50 22,57


71

Figura 5. 9 –Relação entre as cargas de ruptura determinada a partir da interpretação da curva carga recalque das provas de carga com o critério da NBR 6122.

0

0,2

0,4

0,6

0,8

1

1,2

1,4

1,6

1,8

2

EC1 EC2 EC3 EC4 EC5 EC6

Prova de Carga

Car

ga M

edid

a/NB

R 61

22

Davisson (1972) Prática Inglesa- 10%D Mansure e Kaufman (1956) Kulhawy (1956)

Butller e Hoy (Aoki 1998) De Beer (1967 - 1968) Van Der Veen (1953) Mazurkiewicz (1972)

Massad (1986) Rigidez (Décourt 1996) Chin (1970) Brinch Hansen/80% (1963)

Valor Ideal NBR 6122


72

Como pode ser observado na tabela 5.1 e figura 5.9 existe uma dispersão entre os

métodos de determinação da carga de ruptura, que pode ser separados em três grupos, os

métodos que apresentam valores menores de estimativa de carga, que são os métodos gráficos

(Mansure e Kaufman 1956, Kulhawy 1983, Butlter e Hoy apud Aoki et al. 1998, e de Beer

1967 – 1968). Valores mais elevados de carga de ruptura foram encontrados nos métodos de

extrapolação da curva carga-recalque (Van der Veen 1953, Mazurkiewicz 1972, Massad

1986, Chin 1970, Décourt 1996 e Brinch Hansen 1963). Já os métodos que limitam o recalque

ou encurtamento elástico da estaca (NBR 6122 1996, Prática Inglesa BSI – CP2004, e

Davisson 1972), apresentaram valores um pouco superiores aos métodos gráficos. Os valores

dos coeficientes de variação quando comparados todos os métodos situaram-se entre 20 e

37%, porém quanto comparados métodos do mesmo grupo estes valores reduzem-se

significativamente.

5.2.2. Determinação da Carga Lateral e de Ponta

Como já discutido anteriormente determinou-se as parcelas de carga lateral (atrito) e

ponta baseados na interpretação na curva carga-recalque. A carga lateral foi obtida pela

proposta de Peres e Milititsky (1990) apud Ramirez (1993) e por Décourt (1995). Pela

proposta de Peres e Milititsky, a resistência lateral é obtida pelo encontro do prolongamento

de dois trechos retilíneos da curva carga-recalque, portanto a resistência de ponta corresponde

à parcela complementar da resistência total. Estes procedimentos foram utilizados, em

detrimento de outros possíveis métodos, pela simplicidade e unicidade dos resultados. A

proposição de Décourt é similar, porém adota valores relacionados com o deslocamento

relativo ao diâmetro da estaca (Figura 5.8) A tabela 5.2 apresenta os valores das parcelas

resistência total ou última (QR), obtidos pelos critérios previstos pela NBR 6122 e a carga

lateral que foi determinada pela proposta de Péres e Milititsky (1990) e Décourt (1995).

Tabela 5. 2 – Resistência total (QR), de ponta (QP) e lateral (QL) das estacas através do critério da NBR 6122.

Peres e Militistky Décourt Estaca QR(kN) QL(kN) QP(kN) qL(kPa) qP(MPa) QL(kN) QP(kN) qL(kPa) qP(MPa)

EC1 190 170 20 90,23 0,64 151 39 80,2 1,24 EC2 321 270 51 143,3 1,62 210 111 111,5 3,54 EC3 320 275 45 109,5 1,43 252 68 100,3 2,17 EC4 292 217 75 86,4 2,39 205 87 81,6 2,77 EC5 362 325 37 99,5 1,18 310 52 94,9 1,66 EC6 390 335 55 100,7 1,75 337 53 101,3 1,69


73

Na análise dos valores apresentados na tabela 5.2, verifica-se que a resistência lateral

ou atrito proposta por Décourt (1995) é um pouco inferior ao método sugerido por Peres e

Milititsky (1990). Os valores de resistência lateral se situam entre 65 a 90% da carga de

ruptura, com valor médio de 80% da carga de ruptura.

5.3. Análise do Desempenho de Previsão da Capacidade de Carga

Para a estimativa da capacidade de carga foram utilizados os métodos teóricos e semi-

empíricos, apresentados no capítulo 2. Para os métodos teóricos foi utilizado o método de

Terzaghi e Peck (1967) para determinação da carga de ponta; e os métodos propostos por

Kézdi (1965), Chandler (1968), Burland (1973) e Touma e Reese (1974) para estimativa da

carga lateral (atrito).

Para estimativa da carga de ruptura pelos métodos semi-empíricos utilizaram-se as

propostas apresentadas por Aoki e Velloso (1975), com ajustes de Laprovitera (1988) e

Monteiro (1997); por Décourt e Quaresma (1978), com modificações de Décourt (1986 e

1996) e ajustes de Milititsky (1988) para solos do Rio Grande do Sul; por P.P.C. Velloso

(1981) com modificações de Meksraitis (1988); por Milititsky e Alves (1985); por Teixeira

(1996),Vorcaro e Velloso (2000) e pelo método proposto pela UFRGS (2006).

Os métodos semi-empíricos utilizam valores de NSPT obtidos nas sondagens a

percussão. Foram adotados os valores médios dos resultados das sondagens SP2 e SP3 devido

à proximidade do local das estacas ensaiadas. Na camada com resistência superior a NSPT 50

foi adotado o valor de máximo NSPT de 50.

Tabela 5. 3 – Valores das resistências à penetração dinâmica (NSPT)

Prof. (m) SP2 SP3 Média

1 9 13 11

2 8 13 10,5

3 15 14 14,5

5 15 14 14,5

6 50 16 33

7 50 50 50

8 50 50 50


74

5.3.1. Métodos Teóricos

A tabela 5.4 apresenta os valores da estimativa da carga lateral (QL), ponta (QP) e total

(QR) pelos métodos teóricos, para as estacas de 0,20m de diâmetro e a profundidade de 3,0m,

4,0m e 5,25m. Esses valores estão representados na figura 5.10, na qual pode ser notado que

há um aumento considerável da capacidade de carga quando a estaca está com a ponta

apoiada na segunda camada (areia). A determinação da capacidade de carga de ruptura pode

ser apresenta em dois grupos, em que os valores são aproximados entre eles, o primeiro grupo

formado pelos métodos de Kézdi, 1965 (MT1), Kézdi modificado, 1965 (MT2), Burland,1973

(MT4) e de Touma e Reese, 1974 (MT6), e o segundo grupo formado pelos métodos de

Chandler,1968 (MT3) e de Burland modificado, 1973 (MT5).

As figuras 5.11 a 5.13 mostram a relação entre a carga de ruptura prevista pelos

métodos teóricos e a medida pelo critério da NBR 6122. Verifica-se que para parcela de

resistência de ponta, o melhor desempenho foi o método de Terzachi e Peck, 1967 (MT13)

considerando ruptura geral.

Para as estacas situadas na camada superior (argila-arenosa), estacas EC1, EC2, EC3 e

EC4 as cargas de ruptura previstas pelos métodos teóricos foram bem inferiores aos medidos.

Portanto, subestimando os valores de carga de ruptura. Para as estacas que tiveram a sua ponta

apoiada na camada inferior (areia), estacas EC5 e EC6, alguns métodos de previsão teóricos

apresentaram valores inferiores aos medidos.

Para as estacas EC1 e EC2 (figura 5.11), os métodos que tiveram o melhor

desempenho foram o de Chandler, 1968 (MT3) e Burland modificado, 1973 (MT5).

Estes mesmos métodos, também apresentaram os melhores resultados paras as estacas

EC3 e EC4, conforme apresentado na figura 5.12.

Para as estaca EC5 e EC6 (Figura 5.13), apoiadas na camada inferior (arenosa) a

comparação entre os valores previstos pelos métodos teóricos e os valores medidos pelo

critério da NBR 6122, apresentaram-se mais consistentes. Verifica-se novamente que o

melhor desempenho foi o método de Terzachi e Peck (1967) para ponta, considerando ruptura

geral. Os métodos propostos por Kézdi, 1965 (MT1), Kézdi modificado, 1965 (MT2),

Burland, 1973 (MT4) e Touma e Reese, 1974 (MT6) apresentaram valores entre 0,85 a 1,04

para relação carga prevista e a carga medida. Já os métodos de Chandler, 1968 (MT3) e

Burland modificado, 1973 (MT5) apresentaram valores da relação carga prevista e a carga

medida entre 1,25 a 1,52.


75

Tabela 5. 4 - Previsão da carga de ruptura pelos métodos teóricos para as estacas de 0,2m de diâmetro e 3,00, 4,00 e 5,25m de comprimento

QP (kN) QL (kN) QR (kN) Cód. Método

3,00m 4,00m 5,25mCód. Método

3,00m 4,00m 5,25m 3,00m 4,00m 5,25m MT1 Kézdi (1965) 19,62 25,64 44,17 54,62 64,84 329,72

MT2 Kézdi (1965) Modificado 26,71 34,9 60,13 61,71 74,10 345,68

MT3 Chandler (1968) 96,41 140,42 203,79 131,41 179,62 489,34MT4 Burland (1973) 26,71 47,48 81,80 61,71 86,68 367,35

MT5 Burland (1973) com β = 0,8 86,77 154,26 265,76 121,77 193,46 551,31

MT13 Terzaghi e

Peck (geral) (1967)

35 39,2 285,55

MT6 Touma e Reese (1974) 29,13 51,78 89,21 64,13 90,98 374,76

MT7 Kézdi (1965) 19,62 25,64 44,17 35,82 43,94 93,12Kézdi (1965)

MT8 Modificado

26,71 34,9 60,13 42,91 53,2 109,80

MT9 Chandler (1968) 96,41 140,42 203,79 112,61 158,72 252,74MT10 Burland (1973) 26,71 47,48 81,80 42,91 65,78 130,745

Burland (1973) MT11

com β = 0,8 86,77 154,26 265,76 102,97 172,56 314,71

MT14 Terzaghi e

Peck (local) (1967)

16,2 18,3 48,95

MT12 Touma e Reese (1974) 29,13 51,78 89,21 45,33 70,08 138,16


76

0

100

200

300

400

500

600

3 4 5,25

Profundidade (m)

Car

ga (k

N)

MT1 MT2 MT3 MT4 MT5 MT6 MT7 MT8 MT9 MT10 MT11 MT12

EC6 – 5,3m

EC5 – 5,2m EC2 – 3,0m EC3 – 4,0m

EC4 – 4,0m

EC1 – 3,0m

Figura 5. 10 - Carga de ruptura prevista pelos métodos teóricos para as estacas ensaiadas comparadas com os valores determinados pelo Critério da NBR 6122

0,00

0,20

0,40

0,60

0,80

1,00

1,20

1,40

1,60

1,80

2,00


Métodos de Previsão

Car

ga P

revi

sta/

Med

ida

EC1 NBR EC2 NBR Ideal

Figura 5. 11 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos teóricos) e medida (Critério da NBR

6122), para estaca EC1 e EC2 (3m).


77

0,00

0,20

0,40

0,60

0,80

1,00

1,20

1,40

1,60

1,80

2,00



Car

ga P

revi

sta/

Med

ida


Figura 5. 12 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos teóricos) e medida (Critério da NBR

6122), para estaca EC3 e EC4 (4m).

0,000,20

0,400,60

0,801,001,20

1,401,60

1,802,00



Carg

a P

revi

sta/

Med

ida


Figura 5. 13 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos teóricos) e medida (Critério da NBR 6122), para estaca EC5 (5,2) e EC6 (5,3m).

5.3.2. Métodos semi-empíricos

Da mesma forma que as previsões de capacidade de carga dos métodos teóricos os

métodos semi-empíricos apresentaram um comportamento similar para as estacas situadas na


78

camada superior (argila-arenosa). Para as estacas EC1, EC2, EC3 e EC4 as cargas de ruptura

previstas pelos métodos semi-empíricos foram inferiores à medida pelo critério da NBR 6122

o que determina um comportamento a favor da segurança e para as estacas que tiveram a sua

ponta apoiada na camada inferior (areia), estacas EC5 e EC6, alguns métodos de previsão

foram superiores aos medidos. A tabela 5.5 apresenta os valores estimados para resistência

lateral (QL), de ponta (QP) e total (QR) para as estacas ensaiadas.

A figura 5.14 apresenta de forma gráfica os valores obtidos através dos métodos semi-

empíricos para determinação da capacidade de carga. As figuras 5.15 a 5.17 mostram a

relação entre a carga de ruptura prevista pelos métodos semi-empíricos e a medida pelo

critério da NBR 6122.

Para as estacas EC1 e EC2 com 3,0m de profundidade (figura 5.15), os métodos que

tiveram o melhor desempenho foram: Laprovitera, 1988 (MSE2), Monteiro, 1997 (MSE3),

Décourt e Quaresma, 1978 (MSE4), Décourt, 1986 (MSE5), Teixeira, 1996 (MSE11) e

UFRGS, 2006 (MSE13). Os valores obtidos entre a carga prevista e a carga medida variou

entre 0,39 a 0,76.

Para as estacas EC3 e EC4 com 4,0m de profundidade (Figura 5.16) os métodos de

previsão de capacidade de carga que tiveram o melhor desempenho foram os mesmos das

estacas EC1 e EC2. Os valores obtidos entre a carga prevista e a carga medida entre 0,52 a

0,72.

Na figura 5.17, está representada a relação entre capacidade de carga prevista pelos

métodos semi-empíricos e medida pelo critério da NBR 6122 para as estacas EC5 e EC6 (5,20

e 5,30m), apoiadas na camada de areia aonde alguns métodos de previsão apresentaram

valores superiores aos estimados.

Para as estacas EC5 e EC6 os métodos semi-empíricos de previsão apresentaram

valores superiores ao estimado, exceto os métodos Décourt, 1996 (MSE7), Militistky, 1985

(MSE10),Vorcaro e Velloso, 2000 (MSE12) e o método da UFRGS 2006 (MSE13).

Nos resultados apresentados para as estacas situadas na camada argilo-arenosa (EC1 a

EC4) os valores previstos da capacidade de carga foram inferiores aos medidos, portanto,

subestimando a carga de ruptura. Para as estacas apoiadas na camada arenosa (EC5 e EC6),

pode-se notar que alguns dos métodos semi-empíricos de previsão da capacidade da carga

foram superiores aos valores medidos. O método de Décourt e Quaresma 1978 (MSE4)

apresentou valores muito superiores aos demais e os métodos de Décourt 1982 (MSE7) e

Milititsky 1985 (MSE10) apresentaram valores muito inferiores aos demais.


79

Tabela 5. 5 - Previsão da carga de ruptura pelos métodos semi-empíricos para as estacas de 0,2m de diâmetro e 3,00, 4,00 e 5,25m de comprimento

QL (kN) QP (kN) QR (kN) Método de Previsão Cod.

3,00m 4,00m 5,25m 3,00m 4,00m 5,25m 3,00m 4,00m 5,25m

Aoki Velloso (1978) MSE1 31,65 44,4 91,73 53,12 53,12 523,33 84,77 97,52 615,06

Laprovitera (1988) MSE2 96,46 135,31 238,39 48,57 48,57 209,33 145,03 183,88 447,72Aoki Velloso ( 1975)

Monteiro (1997) MSE3 70,74 99,23 190,82 66,78 66,78 382,03 137,52 166,01 572,85

Décourt e Quaresma (1978) MSE4 94,20 131,88 178,98 49,61 77,87 556,83 143,81 209,75 735,81

Décourt (1986) MSE5 89,49 122,2 176,65 41,34 64,89 278,41 130,83 187,09 455,06

Militisky (1988) MSE6 62,64 85,54 123,66 41,34 64,89 278,41 103,98 150,43 402,07Décourt e Quaresma (1978)

Décourt (1996) MSE7 71,59 97,76 137,96 35,14 55,16 139,21 106,73 152,92 277,17

P.P.C. Velloso (1981) MSE8 49,85 69,93 129,37 37,09 52,55 301,68 86,94 122,48 431,05P.P.C Velloso (1981)

Meksraitis (1988) MSE9 49,85 69,93 129,37 39,84 39,84 329,70 89,69 109,77 459,07

Milititsky ( 1985) MSE10 50,30 68,85 94,71 24,81 38,94 83,52 75,11 107,79 178,23

Teixeira (1996) MSE11 84,78 116,49 172,42 53,75 84,36 375,86 138,53 200,85 548,28

Vorcaro-Veloso (2000) MSE12 - - - - - - 91,42 121,29 327,81

UFRGS (2006) MSE13 44,98 62,33 101,48 80,28 123,47 190,95 124,96 185,80 292,43

Capítulo 5 – Apresentação e Análise dos Resultados 80

0

100

200

300

400

500

600

700

800

3 4 5,25

Profundidade (m)

Car

ga (k

N)

MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE12 MSE13

EC6 – 5,3m

EC2 – 3,0m EC3 – 4,0m EC5 – 5,2m

EC4 – 4,0m EC1 – 3,0m

Figura 5. 14 - Carga de ruptura prevista pelos métodos semi-empíricos para as estacas ensaiadas comparadas com os valores determinados pelo Critério da NBR 6122.

0,00

0,20

0,40

0,60

0,80

1,00

1,20

1,40

1,60

1,80

2,00



Car

ga P

revi

sta/

Med

ida


Figura 5. 15 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da

NBR 6122), para estaca EC1 e EC2 (3,0m).


0,00

0,20

0,40

0,60

0,80

1,00

1,20

1,40

1,60

1,80

2,00



Car

ga P

revi

sta/

Med

ida



NBR 6122), para estaca EC3 e EC4 (4,0m).

0,00

0,20

0,40

0,60

0,80

1,00

1,20

1,40

1,60

1,80

2,00



Carg

a Pr

evis

ta/M

edid

a



NBR 6122), para estaca EC5 (5,2) e EC6 (5,3m).

As figuras 5.18 a 5.20 mostram a relação entre a carga lateral prevista e a medida pela

proposta de Peres e Milititsky (1990) e Décourt (1995), para as estacas ensaiadas.


0,000,200,400,600,801,001,201,401,601,802,00

MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE13


Carg

a P

revi

sta/

Med

ida

EC1 Milititsky EC1 Decourt EC2 Milititsky EC2 Decourt Ideal

Figura 5. 18 - Relação entre a carga lateral prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da NBR 6122), para estaca EC1 e EC2 (3m).

A relação entre a carga lateral prevista e medida para a estaca EC1 e EC2 está

representada na figura 5.18. Os métodos que apresentaram o melhor desempenho foram o de

Laprovitera, 1988 (MSE2), Décourt e Quaresma, 1978 (MSE4), com a relação carga prevista

e carga medida de 0,35 a 0,57 pela proposta de Peres e Milititsky e 0,45 a 0,64 pela proposta

de Décourt.

Para as estacas EC3 e EC4 a relação entre a carga lateral prevista e a medida esta

representada na figura 5.19. Os melhores desempenhos foram dos mesmos métodos das

estacas EC1 e EC2, para uma relação de carga prevista e de carga medida de 0,48 a 0,62 pela

proposta de Peres Milititsky de 0,52 a 0,66 pela proposta de Décourt.

A figura 5.20 apresenta os valores da relação entre a capacidade de carga lateral

prevista e da carga medida das estacas EC5 e EC6. Os métodos de Laprovitera, 1988 (MSE2),

Monteiro, 1997 (MSE3), com uma relação de carga prevista e carga medida de 0,57 a 0,72

pela proposta de Peres e Militisky e de 0,58 a 0,76 pela proposta de Décourt.

Para previsão da capacidade de carga lateral das estacas ensaiadas, todos os métodos

de previsão semi-empíricos apresentaram valores inferiores aos valores medidos.


0,000,200,400,600,801,001,201,401,601,802,00



Car

ga P

revi

sta/

Med

ida


Figura 5. 19 - Relação entre a carga lateral prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da NBR 6122), para estaca EC3 e EC4 (4,0m).

0,00

0,20

0,40

0,60

0,80

1,00

1,20

1,40

1,60

1,80

2,00



Carg

a Pr

evis

ta/M

edid

a


Figura 5. 20 - Relação entre a carga lateral prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da NBR 6122), para estaca EC4 (5,20m) e EC5 (5,3m).


As figuras 5.21 a 5.23 mostram a relação entre a carga de ponta prevista pelos métodos

semi-empíricos e a medida pela proposta de Peres e Milititsky (1990) e Décourt (1995) para a

carga lateral, e tendo como carga de ruptura o critério da NBR 6122.

Para a estaca EC1(figura 5.21), a relação entre a carga prevista e a carga medida

variou de 0,64 a 4,01 e para estaca EC2, a relação carga prevista e a carga medida foi de 0,22

a 1,57.

A relação entre a carga de ponta prevista e a carga medida para as estacas EC3 e EC4

(4,0m), está apresentada na figura 5.22. Para a estaca EC3, a variação entre a carga prevista e

a carga medida variou entre 0,59 a 2,74, e para a EC4, a variação foi de 0,46 a 1,65.

0,00

0,50

1,00

1,50

2,00

2,50

3,00

3,50

4,00

4,50

Milititsky Decourt Milititsky Decourt

EC1 EC2

Carg

a Pr

evis

ta/M

edid

a

MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE13 Ideal

Figura 5. 21 – Relação entre a carga de ponta prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da NBR 6122), para estaca EC1 e EC2 (3,0m).

0,00

0,50

1,00

1,50

2,00

2,50

3,00


EC3 EC4

Carg

a P

revi

sta/

Med

ida


Figura 5. 22 - Relação entre a carga de ponta prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da NBR 6122), para estaca EC3 e EC4 (4m).


Para as estacas EC5 e EC6 (5,20 e 5,30m), apresentados na figura 5.23, os valores

previstos foram superiores aos medidos.

0,00

2,00

4,00

6,00

8,00

10,00

12,00

14,00

16,00


EC5 EC6

Carg

a P

revi

sta/

Med

ida


Figura 5. 23 - Relação entre a carga de ponta prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da NBR 6122), para estaca EC5 (5,2m) e EC6 (5,3m).

0

100

200

300

400

500

600

700

0 10

Car

ga P

revi

sta

(kN

)

MSE1

MSE21 1

Figura 5. 24 – Relação d

4:

0 200 300

Carga M

a carga de ruptura pNBR 6122) para

2:

400 500

edida (kN)

MSE3

MSE4

MSE5

MSE6

MSE7

MSE8

MSE9

MSE102

revista (métodos se todas as estacas en

1:

60

MSE11

MSE12

MSE134

msa

1:

Ideal

0 700

i-empíricos) e a medida (critério da iadas.


Está representado na figura 5.24, a relação entre a carga de ruptura prevista pelos

métodos semi-empíricos e a medida pelo critério da NBR 6122, para todas as estacas

ensaiadas. Como pode ser observado, existe uma concentração dos valores abaixo do ideal,

valores estes que são das estacas apoiadas na camada superior (argilo-arenosa) e alguns

valores de métodos mais conservados para estimativa de carga para as estacas apoiadas na

camada inferior (areia).

Os melhores desempenhos para as duas camadas utilizando os métodos semi-

empíricos, com uma margem de 20% para cima e para baixo do valor ideal foram os métodos

de Laprovitera, 1988 (MSE2), Décourt, 1986 (MSE5) e o método da UFRGS 2006 (MSE13).

Capítulo 5 – Conclusões e Sugestões

6. CONCLUSÕES E SUGESTÕES

Apresentam-se neste capítulo as conclusões mais importantes deste trabalho, no que se

refere ao estudo do comportamento a compressão das estacas escavadas de pequeno diâmetro

em solos sedimentares no CEEG/UFSM e sugestões para trabalhos futuros.

6.1. CONCLUSÕES

As principais conclusões deste trabalho, estabelecidas a partir da análise de resultados

das provas de carga, dos ensaios de NSPT e valores de resistência do solo, estão apresentadas e

resumidas a seguir.

a) Quanto ao comportamento das provas de carga

Os resultados das provas de carga das estacas com diâmetro de 0,20m e comprimentos

de 3,0, 4,0 e 5,2 e 5,3m ensaiadas podem ser descritos como gráficos compostas por dois

segmentos retilíneos unidos por um trecho curvo. O primeiro segmento correspondente à

mobilização da resistência lateral, com recalques sempre inferiores a 4mm. O segundo

segmento, devido à mobilização da resistência de ponta, mostra um crescimento dos recalques

praticamente linear até grandes deslocamentos. Esse trecho curvo, que une os dois segmentos

retilíneos, tem início em torno de um deslocamento de 0,12% a 0,40% do diâmetro das

estacas e fim em torno de 1,5% a 3,0% do diâmetro da estaca.

Na fase de descarregamento no final de cada prova de carga as estacas apresentaram

deslocamentos permanentes e não reversíveis, caracterizando a ruptura do solo.

O comportamento das curvas carga-recalque das estacas EC2, EC3, EC4 e EC5 foi

similar. O solo na região da estaca EC1, apresentou a menor rigidez e a EC6 maior rigidez.

As estacas com 5,20 e 5,30m tiveram um aumento da capacidade de carga total de

22%, comparado com as estacas apoiadas na camada superior.

b) Quanto à determinação da carga de ruptura pela análise da curva carga-recalque

Capitulo 6 – Conclusões e Sugestões

88

Há uma dispersão entre os métodos de determinação da carga de ruptura, que pode ser

separados em três grupos: (a) métodos que apresentam valores menores de estimativa de

carga, que são os métodos gráficos (Mansure e Kaufman 1956, Kulhawy 1983, Butlter e Hoy

apud Aoki et al. 1998, e de Beer 1967 – 1968); (b) métodos que apresentaram valores mais

elevados de carga de ruptura que adotam algum critério de extrapolação da curva carga-

recalque (Van der Veen 1953, Mazurkiewicz 1972, Massad 1986, Chin 1970, Décourt 1996 e

Brinch Hansen 1963); e (c) métodos que limitam o recalque ou encurtamento elástico da

estaca (NBR 6122 1996, Prática Inglesa BSI – CP2004, e Davisson 1972), que apresentaram

valores um pouco superiores aos métodos gráficos. Os valores dos coeficientes de variação

quando comparados todos os métodos situaram-se entre 20 e 37%, porém quanto comparados

métodos do mesmo grupo estes valores reduzem-se significantemente.

A determinação da carga de ruptura para o primeiro grupo, depende muito da

interpretação individual. Os valores do coeficiente de variação ficam entre 1,7 a 20,4%. Para

este grupo o método que apresentou maior dificuldade de interpretação foi o método de Beer

(1967 – 1968), pois a intersecção entre as retas não ficava bem definido.

O coeficiente de variação para os métodos de extrapolação, segundo grupo, ficou entre

5,2 a 14,5%. Como é de se esperar estes métodos apresentaram cargas mais elevadas, pois

extrapolam o gráfico carga-recalque.

O método de Van der Veen (1952) e Mazurkiewicz (1972), apresentaram valores

semelhantes, como constatados por Massad (1986). Esses métodos são mais trabalhosos e

exigem mais tempo para sua interpretação, diferente dos demais métodos desse grupo, que são

práticos e eficientes.

Para o terceiro grupo, o coeficiente de variação foi de 3,5 a 15,3%. Esse grupo a

interpretação também é mais simples, pois a carga é fixada por um valor de recalque máximo.

Os valores mais conservadores foram os de Davisson (1972)

Os métodos de determinação da parcela da resistência lateral, propostos por Peres e

Milititsky (1990) e Décourt (1995), são métodos práticos e de fácil interpretação. Os valores

obtidos pela proposta de Décourt (1995) são pouco inferiores ao do método sugerido por

Péres e Milititsky (1990). Os valores de resistência lateral se situam entre 65 e 90% da carga

de ruptura tendo o critério de ruptura a NBR 6122, com uma média em torno de 80% da carga

de ruptura.

c) Quanto aos métodos de previsão da capacidade de carga total


89

Para as estacas apoiadas na camada superior (argila-arenosa), os métodos teóricos que

apresentaram o melhor desempenho foram Chandler, 1968 (MT3) e Burland modificado,

1973 (MT5), tendo como parcela da carga de ponta prevista por Terzaghi e Peck (1967) na

ruptura geral. A variação da relação entre a carga prevista e a carga medida pelo critério da

NBR 6122 foi de 0,38 a 0,69.

Para as estaca apoiadas na camada inferior (areia), verifica-se que novamente o melhor

desempenho foi o método de Terzaghi e Peck (1967) para ponta, considerando ruptura geral.

Os métodos propostos por Kézdi, 1965 (MT1), Kézdi modificado, 1965 (MT2), Burland,

1973 (MT4) e Touma e Reese, 1974 (MT6) apresentaram valores entre 0,85 a 1,04 para a

relação entre carga prevista e a carga medida. Os métodos de Chandler, 1968 (MT3) e

Burland modificado, 1973 (MT5) apresentaram valores entre a relação carga prevista e a

carga medida entre 1,25 a 1,52

Para as estacas apoiadas na camada superior, os métodos semi-empíricos que

apresentaram melhor desempenho foram: Laprovitera, 1988 (MES2), Monteiro, 1997

(MSE3), Décourt e Quaresma, 1978 (MSE4), Décourt, 1986 (MES5), Teixeira, 1996

(MSE11) e UFRGS, 2006 (MSE13), com a relação entre a carga prevista e a carga medida

pelo critério da NBR 6122 de 0,39 a 0,76.

Para as estacas situadas na camada inferior os métodos de Laprovitera, 1988 (MSE2),

Décourt, 1986 (MSE5), Milititsky, 1986 (MSE6), P.P.C. Velloso (MSE8) e Meksraitis, 1988

(MSE9), apresentam valores entre a carga prevista e a carga medida de 1,04 a 1,26. Para os

métodos Décourt, 1996 (MSE7), Velloso, 2000 (MSE12) e o método da UFRGS, 2006

(MSE13) a relação entre a carga prevista e a carga medida foi de 0,72 a 0,89.

Os melhores desempenhos para as duas camadas utilizando os métodos semi-

empíricos, com uma margem de 20% para cima e para baixo do valor ideal foram os métodos

de Laprovitera, 1988 (MSE2), Décourt, 1986 (MSE5) e o método da UFRGS 2006 (MSE13).

d) Quanto à previsão da parcela da resistência lateral

Para a parcela lateral os métodos que apresentaram melhor desempenho para as

estacas situadas na camada superior foram Laprovitera, 1988 (MSE2) e Décourt e Quaresma,

1978 (MSE4), tendo a relação entre a carga prevista e carga a medida com valores de 0,36 a

0,66. Para as estacas situadas na camada inferior os melhores métodos foram Laprovitera,

1988 (MSE2) e Monteiro, 1997 (MSE3) com a relação entre a carga prevista e a carga medida

com valores de 0,57 a 0,76.


90

e) Quanto à previsão da parcela da resistência de ponta

As estacas EC1, EC2, EC3 e EC4, apoiadas na camada superior (argila-arenosa)

tiveram uma variação entre a carga prevista e a carga medida de 0,46 a 4,01. Para as estacas

EC5 e EC6, os valores previstos foram superiores aos medidos em todas as previsões.

6.2. SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS

Sugere-se para continuação do trabalho:

• complementar a descrição geotécnica do local com investigações que não

foram efetuadas, entre elas os ensaios laboratoriais de resistência ao

cisalhamento em equipamento de compressão triaxial, permeabilidade e

compactação, e, ”in situ”, sondagens de simples reconhecimento com aplicação

de torque (SPT-T), sondagem de penetração do cone tipo CPT e ensaios

pressiométricos com pressiômetro de Ménard e dilatométricos com dilatômetro

de Marchetti;

• realizar um plano mais amplo de provas de carga para o tipo de estaca

analisada, com aumento no número de ensaios para que se possa obter uma

melhor avaliação do comportamento deste tipo de fundação e dos métodos de

determinação de capacidade de carga;

• efetuar um estudo dos métodos de previsão dos recalques com finalidade de

estabelecer a carga admissível para este tipo de fundação;

• executar um estudo do comportamento, através de provas de carga à tração e

compressão, de estacas escavadas de diferentes diâmetros e profundidades;

• instrumentar os próximos ensaios de prova de carga em estaca no sentido de

verificar o comportamento das parcelas de resistência de ponta e lateral;

• estudar o comportamento de outros tipos de fundações correntes, como é caso

de estacas, pré-moldadas e fundações superficiais do tipo sapata;

• estudar o comportamento de estacas de solo-cimento.

Referências Bibliográfica

91

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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Anexo

100

ANEXOS

Anexo

101

ANEXO I: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-

Recalque para os métodos de Davisson (1972) , NBR 6122 (1996) e a Prática

Inglesa.

EC1

Anexo

102

EC2

3

EC

Anexo

103

EC4

EC5

Anexo

104

EC6

Anexo

105

ANEXO II: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-

Recalque para os métodos de Intersecção das Tangentes (1983) e Inclinação

das Tangentes (1983)

1

EC

Anexo

106

2

EC

EC3

Anexo

107

EC4

EC5

Anexo

108

EC6

Anexo

109

ANEXO III: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-

Recalque para o método de Van der Veen (1956)

0

5

10

15

20

25

0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,

-LN(1-P/PR)Re

calq

ue (m

m)

5

PR250 PR260 PR270 PR280 PR290 PR300 PR310

Critério de Van der Veen - EC1

y = 16,161x - 12,139R2 = 0,9992

02468

101214161820222426

0 0,5 1 1,5 2 2,5

-LN(1-P/PR)

Reca

lque

(mm

)

PR270kNLinear (PR270kN)

0

5

10

15

20

25

30

35

40

45

50

55

60

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500Carga ( kN )

Reca

lque

( m

m )

1

EC

Anexo

110

0

5

10

15

20

25

0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4

-LN(1-P/PR)

Reca

lque

(mm

)

PR440 PR45 PR46 PR47 PR48 PR49 PR50

Critério Van Der Veen - EC2

y = 12,899x - 6,0981R2 = 0,9938

0

5

10

15

20

25

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2 2,2 2,4

-LN(1-P/PR)

Reca

lque

(mm

)

PR480Linear (PR480)

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500

Carga ( kN )

Rec

alqu

e ( m

m )

2

EC

Anexo

111

0

5

10

15

20

25

30

35

0 0,5 1 1,5 2 2,5

-LN(1-P/PR)

Reca

lque

(mm

)

3

PR470 PR480 PR490 PR500 PR520 PR490 PR500

Critério Van Der Veen -EC3

y = 20,976x - 12,892R2 = 0,9963

05

1015202530354045

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2 2,2 2,4 2,6

-LN(1-P/PR)

Reca

lque

(mm

)

PR500Linear (PR500)

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

120

130

140

150

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550

Carga ( kN )

Reca

lque

( m

m )

3

EC

Anexo

112

0

5

10

15

20

25

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8

-LN(1-P/PR)

Reca

lque

(mm

)

PR520 PR530 PR540 PR550 PR560 PR570 PR580


y = 22,247x - 9,0251R2 = 0,9992

05

10152025303540

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2 2,2

-LN(1-P/PR)

Rec

alqu

e (m

m)

PR550Linear (PR550)

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

120

130

140

150

160

170

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550 600Carga ( kN )

Rec

alqu

e ( m

m )

4

EC

Anexo

113

0

5

10

15

20

25

30

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2

-LN(1-P/PR)

Rec

alqu

e (m

m)

PR540 PR550 PR560 PR570 PR580 PR590 PR600


y = 33,19x - 22,974R2 = 0,9755

0

10

20

30

40

50

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2 2,2

-LN(1-P/PR)

Rec

alqu

e (m

m)

PR570Linear (PR570)

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

120

130

140

150

160

170

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550 600

Carga ( kN )

Reca

lque

( mm

)

5

EC

Anexo

114

0

5

10

15

20

25

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8

-LN(1-P/PR)

Rec

alqu

e (m

m)

PR48 PR49 PR50 PR51 PR52 PR53 PR54


y = 33,895x - 23,759R2 = 0,9833

0

10

20

30

40

50

0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2

-LN(1-P/PR)

Rec

alqu

e (m

m)

PR630Linear (PR630)

0

10

20

30

40

50

60

70

80

90

100

110

120

130

140

150

0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550 600 650Carga ( kN )

Reca

lque

( m

m )

6

EC

Anexo

115

ANEXO IV: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-

Recalque para o método de Mazurkiewicz (1972)

1

EC

Anexo

116

2

EC

3
EC

Anexo

117

4

EC

5
EC

Anexo

118

6

EC

Anexo

119

ANEXO V: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-

Recalque para o método de Masad (1986)

1

EC

2
EC

Anexo

120

3

EC

4
EC

Anexo

121

EC5

6

EC

Anexo

122

ANEXO VI: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-

Recalque para o método de Chin (1970)

EC1

EC2

EC3

Anexo

123

EC4

EC5

EC6

Anexo

124

ANEXO VII: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva

Carga-Recalque para o método da Rigidez (1996)

y = -0,3735x + 97,897R2 = 0,9451

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300

Carga ( kN )

RIG

. ( k

N/m

m)

EC1

y = -0,2479x + 122,56R2 = 0,9473

0

100

200

300

400

500

600

700

20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340 360 380 400 420 440 460 480 500

Carga ( kN )

RIG

. ( k

N/m

m)

(útimos 5 pontos)

EC2

y = -0,1945x + 97,656R2 = 0,9568

0

100

200

300

400

500

600

700

30 50 70 90 110 130 150 170 190 210 230 250 270 290 310 330 350 370 390 410 430 450 470 490 510

Carga ( kN )

RIG

. ( k

N/m

m)

EC3

Anexo

125

y = -0,1555x + 82,184R2 = 0,9463

0100200300400500600700800900

40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340 360 380 400 420 440 460 480 500 520

Carga ( kN )

RIG

. ( k

N/m

m)

EC4

y = -224,92Ln(x) + 1379,8R2 = 0,9379

0100200300400500600700800900

1000

50 70 90 110 130 150 170 190 210 230 250 270 290 310 330 350 370 390 410 430 450 470 490

Carga ( kN )

RIG

. ( k

N/m

m)

EC5

y = -0,7914x + 377,86R2 = 0,8143

0500

1000150020002500300035004000450050005500

100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340 360 380 400 420 440 460 480 500

Carga ( kN )

RIG

. ( k

N/m

m)

EC6

Anexo

126

ANEXO VIII: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva

Carga-Recalque para o método Brinch Hansen 80% (1963)

y = 0,0004x + 0,0113R2 = 0,9747

0,00

0,01

0,01

0,02

0,02

0,03

0 5 10 15 20 25 30

recalque ( mm )

raiz

r/Q

EC1

y = 0,0002x + 0,0077R2 = 0,9719

0,00

0,00

0,00

0,01

0,01

0,01

0,01

0 5 10 15 20 25 30

recalque (mm)

raiz

r/Q

EC2

y = 0,0002x + 0,008R2 = 0,9779

0,00

0,00

0,00

0,01

0,01

0,01

0,01

0,01

0 5 10 15 20 25 30

recalque (mm)

raiz

r/Q

EC3

Anexo

127

y = 0,0001x + 0,0087R2 = 0,9527

0,00

0,00

0,00

0,01

0,01

0,01

0,01

0,01

0 5 10 15 20 25 30

recalque (mm)

raiz

r/Q

EC4

y = 0,0002x + 0,0054R2 = 0,9541

0,00

0,00

0,00

0,01

0,01

0,01

0,01

0,01

0 5 10 15 20 25 30

recalque (mm)

raiz

r/Q

EC5

y = 0,0002x + 0,0066R2 = 0,9502

0,00

0,00

0,00

0,01

0,01

0,01

0,01

0 5 10 15 20 25 30

recalque (mm)

raiz

r/Q

EC6

Anexo

128

ga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-ANEXO IX: Definição da Car

Recalque para o método Butller e Hoy (Aoki e outros 1998)

EC1

EC2

Anexo

129

EC3

EC4

Anexo

130

EC5

EC6

Anexo

131

ANEXO X: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-

Recalque para o método De Beer ( 1967 – 1968)

EC1

EC2

Anexo

132

EC3

EC4

Anexo

133

’

EC5

EC6

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