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UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA MARIA CENTRO DE TECNOLOGIA CURSO DE ENGENHARIA CIVIL FUNDAÇÕES PARA TORRES METÁLICAS AUTOPORTANTES DE TELECOMUNICAÇÕES: ASPECTOS TÉCNICOS E CONSTRUTIVOS TRABALHO DE CONCLUSÃO DE CURSO Ricardo Vinícius Zin Santa Maria, RS, Brasil 2014

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UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA MARIA CENTRO DE TECNOLOGIA

CURSO DE ENGENHARIA CIVIL

FUNDAÇÕES PARA TORRES METÁLICAS

AUTOPORTANTES DE TELECOMUNICAÇÕES:

ASPECTOS TÉCNICOS E CONSTRUTIVOS

TRABALHO DE CONCLUSÃO DE CURSO

Ricardo Vinícius Zin

Santa Maria, RS, Brasil

2014

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FUNDAÇÕES PARA TORRES METÁLICAS

AUTOPORTANTES DE TELECOMUNICAÇÕES:

ASPECTOS TÉCNICOS E CONSTRUTIVOS

Ricardo Vinícius Zin

Trabalho de conclusão de curso apresentado ao Curso de Engenharia Civil da Universidade Federal de Santa Maria

(UFSM, RS), como requisito parcial para obtenção do grau de Engenheiro Civil.

Orientador: Prof. MS. Talles Augusto Araujo (UFSM)

Santa Maria, RS, Brasil

2014

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Universidade Federal de Santa Maria Centro de Tecnologia

Curso de Engenharia Civil

A Comissão Examinadora, abaixo assinada, aprova o Trabalho de Conclusão de Curso

FUNDAÇÕES PARA TORRES METÁLICAS AUTOPORTANTES DE

TELECOMUNICAÇÕES: ASPECTOS TÉCNICOS E CONSTRUTIVOS

elaborado por Ricardo Vinícius Zin

como requisito parcial para a obtenção do grau de Engenheiro Civil

COMISSÃO EXAMINADORA:

Prof. Ms. Talles Augusto Araujo (Presidente/Orientador)

Prof. Dr. José Mario Doleys Soares (UFSM)

Prof. Carlos Felix (UFSM)

Santa Maria, 22 de Dezembro de 2014.

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AGRADECIMENTOS

Aos meus pais, Carlos José Zin e Lúcia Maria Zin, por todo o apoio e por

sempre estarem ao meu lado, incentivando minhas decisões.

À Universidade Federal de Santa Maria e todo o corpo docente, pela

oportunidade de fazer parte da instituição e pelos ensinamentos repassados durante

a graduação.

Ao meu orientador, Prof. Ms. Talles Augusto Araujo, um agradecimento

especial por todo incentivo, dedicação, sabedoria e compreensão.

À JBT Telecom, por colaborar com meu trabalho com materiais e informações

que me proporcionaram grande aprendizado.

Aos meus amigos, colegas e demais familiares, pelo apoio e palavras de

incentivo, sem aos quais não seria possível conquistar este objetivo.

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RESUMO

Trabalho de Conclusão de Curso Curso de Engenharia Civil

Universidade Federal de Santa Maria

FUNDAÇÕES PARA TORRES METÁLICAS AUTOPORTANTES DE

TELECOMUNICAÇÕES: ASPECTOS TÉCNICOS E CONSTRUTIVOS

AUTOR: RICARDO VINÍCIUS ZIN

ORIENTADOR: PROF. MS. TALLES AUGUSTO ARAUJO

Data e local da defesa: Santa Maria, 22 de Dezembro de 2014.

As Torres autoportantes de telecomunicações são obras de grande importância, pois têm o objetivo

de propagar o sinal de telefonia móvel para todas as regiões do mundo e assim proporcionar uma

comunicação simultânea entre as pessoas. Em nosso país, a demanda por este tipo de serviço está

em constante crescimento e é imprescindível para o desenvolvimento das interações humanas.

Segundo uma estimativa da ANATEL (Agência Nacional de Telecomunicações) no período entre

2010 e 2020, serão implantadas aproximadamente 100.000 novas torres de telecomunicações no

Brasil. Estas estruturas terão a tarefa de melhorar e ampliar o sinal dos aparelhos móveis. Para

manter as torres estáveis são necessárias fundações projetadas a fim de resistir aos esforços aos

quais as estruturas estão submetidas. Neste trabalho serão apresentados os tipos de fundações mais

comumente utilizadas em torres metálicas autoportantes de telecomunicações, apresentado alguns

aspectos executivos das mesmas e as vantagens e aplicabilidade de cada estrutura. Serão

apresentados também os principais métodos de determinação de capacidade de carga à tração de

fundações comumente utilizadas em torres autoportantes e será realizada uma analise comparativa

entre esses métodos baseados na pesquisa de Danziger (1983).

Palavras-chave: Fundações torres, Cargas de tração, Torres de Telecomunicações.

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LISTA DE FIGURAS

Figura 1 - Torre Metálica Tubular 14

Figura 2 - Torre Metálica Prismática 14

Figura 3 - Torre Metálica de Base Triangular 15

Figura 4 - Torre Metálica de Base Quadrada em Cantoneira 15

Figura 5 - Isopletas da velocidade Básica do vento 17

Figura 6 - Coeficiente de arrasto, 𝐶𝑎 para torres reticuladas 18

Figura 7 - Exemplo de Relatório de Inspeção 23

Figura 8 - Tipos usuais de trados 25

Figura 9 - Relatório de Sondagem à Percussão 27

Figura 10 - Tipos de rupturas dos solos – Geral e Local 31

Figura 11 - Radier para torre de telecomunicação em corte 36

Figura12 - Bloco ancorado em Rocha 37

Figura 13 - Forma das sapatas 38

Figura 14 - Tubulão a céu aberto sem contenção lateral 40

Figura 15 - Método construtivo estaca Escavada 44

Figura 16 - Método construtivo estaca raiz 47

Figura17 - Bloco sobre estacas 48

Figura 18 - Geometria dos blocos 49

Figura 19 - Perfis metálicos usuais 50

Figura 20 - Detalhe das soluções de ligação das estacas metálicas com o bloco 52

Figura 21 - Geometria do tronco de cone de arrancamento e força consideradas 54

Figura 22 - Método do Cilindro de atrito no caso de Sapata, Estaca e Tubulão 55

Figura 23 - Modelo de capacidade de carga Balla 56

Figura 24 - Superfície de ruptura do Método Meyerhof e Adams 57

Figura 25 - Superfície de ruptura para estacas em solos homogêneos Grenoble 59

Figura 26 - Dimensões em metros dos tubulões analisados 68

Figura 27 – Resultados das cargas de ruptura obtida por diferentes métodos para os tubulões T4

e T5 70

Figura 28 - Resultados dos métodos semi-empíricos com redução de 30% no atrito lateral para

os tubulões T4 e T5 71

Figura 29 - Resultados das cargas de ruptura obtida por diferentes métodos para o tubulão T6 74

Figura 30 - Resultados dos métodos semi-empíricos com redução de 30% no atrito lateral para o

tubulão T6 75

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LISTA DE TABELAS

Tabela 1 - Componentes da força de arrasto nas faces das torres reticuladas de seção quadrada ou

triangular equilátera 19

Tabela 2 - Fator de correção ɳ, para dois ou mais reticulados paralelos igualmente afastados 20

Tabela 3 - Classificação dos maciços com base no RQD 29

Tabela 4 - Parâmetros Geotécnicos do Solo – Correlação com SPT 30

Tabela 5 - Valores de tensões admissíveis limites 32

Tabela 6 - Relação entre tensão admissível e número de golpes SPT 33

Tabela 7 - Valores de 𝐹2 (Aoki-Velloso, 1975) 62

Tabela 8 - Valores de α e K (Aoki-Velloso, 1975) 62

Tabela 9 - Coeficiente 𝛽 (Décourt, 1996) 63

Tabela 10 - SPT Médio a partir de Danziger (1983) 67

Tabela 11 - Dados de Cálculo Método Aoki-Velloso (1975) para os tubulões T4 e T5 69

Tabela 12 - Dados de Cálculo Método Aoki-Velloso (1975) para o tubulão T6 72

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SUMÁRIO

1 INTRODUÇÃO .................................................................................................... 10

1.1 Justificativa ...................................................................................................... 10

1.2 Objetivo ........................................................................................................... 11

1.2.1 Objetivo geral ............................................................................................... 11

1.2.2 Objetivos específicos ................................................................................... 11

2 CARACTERÍSTICAS DAS TORRES METÁLICAS DE TELECOMUNICAÇÕES12

2.1 Tipos de torres ................................................................................................. 13

2.2 Carregamentos nas torres ............................................................................... 16

2.2.1 Cargas Verticais ........................................................................................... 16

2.2.2 Ações do vento ............................................................................................ 16

2.3 Carregamentos nas Fundações ...................................................................... 21

3 INVESTIGAÇÕES PARA IMPLANTAÇÃO DE FUNDAÇÕES E

CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS ........................................................................... 22

3.1 Relatório de inspeção de campo ..................................................................... 22

3.2 Investigações geotécnicas do subsolo ............................................................ 24

3.2.1 Sondagem a trado ........................................................................................ 24

3.2.2 Sondagem à percussão (SPT) ..................................................................... 26

3.2.3 Sondagem rotativa ou mista ......................................................................... 28

3.3 Avaliação e correlação dos parâmetros dos solos com base no SPT ............. 29

3.4 Tensão admissível do solo .............................................................................. 30

4 TIPOS DE FUNDAÇÕES USUAIS EM TORRES METÁLICAS

AUTOPORTANTES .................................................................................................. 34

4.1 Fundações rasas ............................................................................................. 35

4.1.1 Radier ........................................................................................................... 35

4.1.2 Bloco ancorado em rocha ............................................................................ 36

4.1.3 Sapatas ........................................................................................................ 38

4.2 Fundações profundas ...................................................................................... 39

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4.2.1 Tubulões ...................................................................................................... 39

4.2.2 Estaca escavada .......................................................................................... 42

4.2.3 Estaca raiz ................................................................................................... 45

4.2.4 Blocos sobre grupo de estacas .................................................................... 47

4.2.5 Estacas metálicas ........................................................................................ 49

5 MÉTODOS PARA DETERMINAÇÃO DA CAPACIDADE DE CARGA À TRAÇÃO

53

5.1 Métodos teóricos ............................................................................................. 54

5.1.1 Método do tronco de cone ............................................................................ 54

5.1.2 Cilindro de atrito ........................................................................................... 55

5.1.3 Método de Balla ........................................................................................... 56

5.1.4 Método de Meyerhof e Adams ..................................................................... 57

5.1.5 Método da Universidade de Grenoble .......................................................... 58

5.2 Métodos empíricos .......................................................................................... 60

5.2.1 Método Aoki-Velloso (1975) ......................................................................... 60

5.2.2 Método Décourt-Quaresma (1978) .............................................................. 63

6 ANÁLISE COMPARATIVA DE RESULTADOS ENTRE OS MÉTODOS DE

DETERMINAÇÃO DE CAPACIDADE DE CARGA À TRAÇÃO DE FUNDAÇÕES ... 65

6.1 Comparação tendo como referência Danziger (1983) ..................................... 65

6.1.1 Características e procedimentos do trabalho ............................................... 65

6.1.2 Proposta de análise de resultados em tubulões sem base alargada ........... 66

6.1.3 Resultados para os tubulões T4 e T5:.......................................................... 68

6.1.4 Resultados para o tubulão T6: ..................................................................... 72

6.2 Conclusões da comparação ............................................................................ 75

7 CONCLUSÃO ..................................................................................................... 77

8 REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ................................................................... 79

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1 INTRODUÇÃO

As Torres autoportantes de telecomunicações são obras de grande

importância, pois têm o objetivo de propagar o sinal de telefonia móvel para todas as

regiões do mundo e assim proporcionar uma comunicação simultânea entre as

pessoas. Em nosso país, a demanda por este tipo de serviço está em constante

crescimento e é imprescindível para o desenvolvimento da sociedade.

Segundo uma estimativa da ANATEL (Agência Nacional de

Telecomunicações) no período entre 2010 e 2020, serão implantadas

aproximadamente 100.000 novas torres de telecomunicações no Brasil. Estas

estruturas terão a tarefa de melhorar e ampliar o sinal dos aparelhos móveis.

As obras de infraestrutura de construção civil são fundamentais para que este

ciclo de expansão da capacidade de comunicação se desenvolva. Para isso

centenas de torres autoportantes são instaladas no Brasil a cada mês. A cada nova

implantação os engenheiros são desafiados a projetar e executar torres e suas

devidas fundações em regiões urbanas e rurais de todos os municípios do país.

As fundações dessas estruturas representam um custo representativo no

valor total da obra. Desse modo, deve-se conhecer os aspectos de cada tipo de

fundação, e saber aplica-los em virtude das necessidades de cada projeto. Deve-se

buscar executar estruturas eficientes, seguras e que possuam viabilidade

econômica.

A demanda crescente por novas torres exigem grandes investimentos. No

entanto, para que esses investimentos não sejam em vão, é necessário um controle,

da parte executiva, dos custos com materiais, da qualidade, uma concepção

adequada da produção e execução, da durabilidade e segurança.

1.1 Justificativa

Diante da grande demanda por novas torres de telecomunicações no Brasil e

a complexidade de implantação deste tipo de estrutura, faz-se necessário conhecer

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os principais tipos de fundações utilizadas para estas torres bem como as

características e aplicabilidade das mesmas.

Para manter as torres estáveis são necessárias fundações projetadas a fim de

resistir aos esforços aos quais as estruturas estão submetidas. Em torres metálicas

autoportantes o vento na estrutura gera momentos que tendem a tombar a torre,

gerando esforços de tração nas fundações. Desse modo é necessário conhecer os

principais métodos disponíveis para estimativa de esforços de tração e os tipos de

fundação que possuem as maiores capacidades de resistir a esse tipo de esforço.

1.2 Objetivo

1.2.1 Objetivo geral

Neste trabalho serão apresentados os tipos de fundações mais comumente

utilizadas em torres metálicas autoportantes de telecomunicações, apresentado os

aspectos executivos das mesmas e as vantagens e aplicabilidade de cada estrutura.

Serão apresentados também os principais métodos de determinação de

capacidade de carga à tração de fundações comumente utilizadas em torres

autoportantes e será realizada uma análise comparativa entre esses métodos

baseados na pesquisa de Danziger (1983).

1.2.2 Objetivos específicos

Apresentar os principais métodos de investigações geotécnicas utilizados para

reconhecimento do subsolo e para auxiliar no desenvolvimento do projeto de

fundações de torres metálicas autoportantes de telecomunicações.

Apresentar os esforços atuantes nas fundações e os principais métodos utilizados

para estimativa de cálculo de arrancamento (esforços de tração) desse tipo de

estrutura.

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Realizar uma comparação da viabilidade das técnicas de fundações em relação à

análise geotécnica do solo, fator de exposição ao vento e local de implantação.

2 CARACTERÍSTICAS DAS TORRES METÁLICAS DE

TELECOMUNICAÇÕES

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2.1 Tipos de torres

As torres metálicas autoportantes foram as soluções adotadas para

substituírem os postes de concreto armado na tarefa de propagação de sinal

telefônico. Atualmente este tipo de estrutura metálica é amplamente utilizada, pois

atende aos critérios de custo, durabilidade, capacidade de implantação de

equipamentos e altura necessária.

Este tipo de estrutura pode ser tubular ou treliçada. As torres tubulares são

constituídas de peças metálicas em formato de tronco de cone. Sua utilização não é

difundida no Brasil em virtude de seu alto custo e limitação de altura.

Predominantemente as operadoras de telefonia optam pela implantação de torres

metálicas treliçadas.

As torres treliçadas podem variar tanto na constituição da sua base como na

altura desejada. Pode-se afirmar que, no Brasil, as torres de estrutura prismática,

cujos montantes se mantêm constantes em altura são pouco utilizadas. A maioria

das torres apresenta uma geometria piramidal, onde o afastamento entre montantes

diminui entre si em altura, quer de forma gradual, quer de forma mais acentuada,

através da utilização de peças de redução de dimensão. Quanto às bases, neste

caso é mais usual a utilização de uma base triangular, sendo menos utilizada a

geometria de base quadrangular.

Em sua estrutura são utilizadas cantoneiras “L” ou montantes tubulares, é

caracterizada por possuir um trecho piramidal e no seu topo um trecho reto. São

fabricadas em alturas superiores a 20 metros podendo chegar a 180 metros. O peso

destas estruturas varia de 5000 kg a 25000 kg de acordo com o perfil utilizado e a

altura da torre.

As figuras 1, 2, 3 e 4 apresentam os principais tipos de torres metálicas de

telecomunicações utilizadas no Brasil.

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Figura 1 – Torre Metálica Tubular.

Figura 2 – Torre Metálica Prismática (JBT Telecom)

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Figura 3 – Torre Metálica de Base Triangular (JBT Telecom).

Figura 4 – Torre Metálica de base quadrada em cantoneira (JBT – Telecom).

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2.2 Carregamentos nas torres

Para critérios de dimensionamento as ações atuantes nas fundações são

basicamente devidas às torres. São raras as situações em que existem outros

carregamentos atuando no bloco de fundações. Pode-se exemplificar como essas

ações adicionais a pressão de água, o empuxo de solo, os impactos de objetos, de

veículos, etc.

A origem e a natureza das cargas aplicadas nas fundações são as mesmas

dos esforços atuantes nas torres. Desse modo ao se estudar as cargas que solicitam

as torres estão sendo avaliadas as ações sobre as fundações.

É de grande importância a análise dessas cargas, pois, sua combinação, e as

hipóteses de carregamentos poderão determinar o grau de exigência, ou tolerância,

com relação ao desempenho das fundações.

2.2.1 Cargas Verticais

As cargas verticais que atuam nas torres são aquelas devidas ao peso próprio

da torre, para-raios e antenas instaladas. Existem também cargas verticais devidas a

equipamentos adicionais e sobrecargas devido a plataformas de manutenção.

2.2.2 Ações do vento

Para as torres de telecomunicação a quantificação das cargas devidas ao

vento atende à norma brasileira de vento NBR 6123 (1988). Estas torres ainda não

possuem norma técnica específica como suas equivalentes de linhas de

transmissão. A norma NBR 6123 (1988) fornece apenas diretrizes para se

determinar as forças do vento em torres treliçadas de um modo mais geral.

As torres são projetadas para diferentes áreas de exposição ao vento, de

acordo com o número de antenas que serão instaladas. A partir deste dado as torres

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são dimensionadas em relação às forças exercidas pelo vento, chamadas forças de

arrasto. Em média as torres são projetadas para terem uma área de exposição ao

vento total entre 8 m² e 16m², equivalente a área das antenas a serem instaladas.

Conforme a NBR6123, a velocidade característica do vento é obtida pela

expressão:

𝑉𝑘 = 𝑉0 × 𝑆1 × 𝑆2 × 𝑆3 (m/s) (1)

Desse modo, 𝑆1 é o fator topográfico, 𝑆2 é o fator de rugosidade do terreno, 𝑆3

é o fator estatístico de segurança, que no caso das torres é o valor 1.1, e 𝑉0 é a

velocidade básica do vento, obtida através do gráfico de isopletas (Figura 5), que

varia de acordo com a região (NBR 6123, 1988).

A velocidade do vento 𝑉0 é a velocidade de uma rajada de 3 segundos

exercida em média uma vez a cada 50 anos, a 10m acima do terreno em campo

aberto e plano.

Figura 5 – Isopletas da velocidade Básica do vento 𝑉0(m/s). (NBR 6123, 1988).

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A força de arrasto está ligada diretamente com a pressão dinâmica do vento,

e área frontal efetiva (correspondente à área de projeção ortogonal da estrutura

sobre um plano perpendicular à direção do vento).

A NBR 6123 (1988) determina quais são os coeficientes de arrasto

longitudinal para as torres treliçadas. A norma apresenta um gráfico do coeficiente

de arrasto 𝐶𝑎 com o índice de área exposta ɸ para diversos tipos de torres, conforme

a figura 6.

Figura 6 – Coeficiente de arrasto, 𝐶𝑎 para torres reticuladas de seção quadrada e

triangular, formadas por barras prismáticas de cantos vivos ou levemente

arredondados (NBR 6123).

O índice de área exposta ɸ é obtido dividindo-se a área frontal efetiva de um

reticulado 𝐴𝑒, pela área frontal A da superfície limitada pelo contorno do reticulado.

A tabela 1 fornece valores que multiplicados pela força de arrasto 𝐹𝑎,

fornecem as componentes da mesma nas faces da torre. Na tabela 1, ɳ é o fator de

proteção de um reticulado em relação a outro, e é determinado conforme a tabela 2.

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Tabela 1 – Componentes da força de arrasto nas faces das torres reticuladas de

seção quadrada ou triangular equilátera.

Fonte: NBR 6123, 1988.

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Tabela 2 – Fator de correção ɳ, para dois ou mais reticulados paralelos igualmente

afastados.

Fonte: NBR 6123, 1988.

Segundo Carril (2000), a torre deve ser separada em painéis com diferentes

índices de área exposta e o coeficiente de arrasto deve ser determinado para cada

painel da torre. A força no trecho considerado é determinada por:

𝐹𝑎 = 𝐶𝑎 × ɸ × 𝐴 × 𝑞 (kN) (2)

Onde: q é a pressão dinâmica do vento dada por:

𝑞 = 0,613 × 𝑉𝑘2 (3)

Onde:

A (m²): é a área delimitada pelos limites externos do painel de barlavento da

torre.

ɸ: é o índice de área exposta.

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Segundo Carril (2000) devem ser consideradas também as forças do vento

em estruturas adicionais como: escadas marinheiro, plataformas, tubulações,

estruturas de antenas celulares e micro-ondas. A norma Brasileira não especifica

como determinar essas forças do vento adicionais, apenas fornece o coeficiente de

arrasto para perfis e tubos de comprimento infinito. As forças do vento são

simplesmente adicionadas sem considerar a proteção de um elemento sobre o

outro.

2.3 Carregamentos nas Fundações

Como o vento é o carregamento principal nas torres de telecomunicações, o

estudo de sua ação tem como base a análise de seu efeito, em função do ângulo de

incidência. Geralmente as torres não são simétricas, em virtude dos equipamentos

nela instalados. Desse modo, são estudados ventos incidindo a 0, 30, 45, 60, 90,

120 e 180 graus, em relação a uma determinada face da torre em estudo.

A fim de desenvolvimento do projeto de fundação, devemos obter os

seguintes esforços atuantes na fundação:

Compressão máxima;

Tração máxima;

Horizontal máximo;

Momento fletor máximo.

A tração, originada pelos esforços que tendem a tombar a torre, é a principal

solicitação a ser analisada nos projetos de fundações para torres metálicas de

telecomunicações. Geralmente este esforço governa o dimensionamento, de modo

que as dimensões necessárias para suportar os esforços de arrancamento são

suficientes para resistir às demais cargas na fundação.

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3 INVESTIGAÇÕES PARA IMPLANTAÇÃO DE FUNDAÇÕES E

CARACTERÍSTICAS DOS SOLOS

3.1 Relatório de inspeção de campo

Relatório que auxilia na tomada de decisão pela escolha da fundação a ser

utilizada, bem como sobre o método de execução de montagem da torre. Segundo

Chaves (2004) apresenta informações sobre muitas variáveis como se observa a

seguir:

Informação sobre a acessibilidade ao local;

Informação sobre a vegetação (árvores protegidas por lei);

Informação sobre a possibilidade de equipamentos agrícolas transitarem no local

(proteção das fundações e estais das torres), ou mesmo utilização de outros

equipamentos, tal como pivô central para irrigação;

Informação sobre a necessidade de pequenas obras de proteção das fundações,

ou do terreno local (contenção, drenagens e replantio da vegetação);

Disponibilidade de materiais de construção na região;

Informações da existência de outras torres próximas e quais soluções foram

adotadas para as fundações;

Documentação fotográfica;

Topografia do local, se acidentada ou não;

Informações preliminares da natureza do solo;

Informação sobre possibilidade de lençol freático elevado;

Informação sobre a possibilidade de o local ser inundável;

Dados sobre a estabilidade dos solos e das encostas;

Determinação da necessidade de se fazer sondagem geotécnica complementar;

Informações especiais, tal como relocação da torre para evitar algum acidente

geográfico, construção, ou mesmo facilidade de execução dos trabalhos;

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Informações complementares relatando a existência de adutoras, redes de água e

de esgoto;

Dados da cultura local de métodos construtivos e de soluções para fundações.

A figura 7 apresenta um exemplo de um boletim padrão para elaboração de

um relatório de inspeção de campo.

Figura 7 – Exemplo de Relatório de Inspeção (JBT Telecom).

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3.2 Investigações geotécnicas do subsolo

Existem inúmeros métodos de investigação geotécnica disponíveis aos

engenheiros para a utilização em Engenharia de Fundações. Referindo-se a

implantação de torres de telecomunicações, os métodos mais utilizados e que nos

fornecem resultados relevantes de modo prático são:

Sondagem a Trado;

Sondagem Tipo SPT (Standard Penetration Test);

Sondagem Rotativa e Mista

A escolha do tipo de sondagem se baseia em:

Ordem de grandeza das cargas que as torres descarregam nos solos;

Características geotécnicas do terreno;

Área da base da torre;

Custo da investigação;

Disponibilidade de equipamentos na região em questão.

A quantidade mínima de sondagens usualmente utilizadas em investigações

geotécnicas para implantação de fundação para torres é de dois furos por torre.

Quando os resultados obtidos não forem satisfatórios e não apresentarem precisão

suficiente para a realização do projeto, o engenheiro responsável tem a obrigação

de aprofundar o estudo, realizando novos furos ou fazendo o uso de outras técnicas

tais como escavação de trincheiras de inspeção, amostragens de solo, ensaios

específicos de laboratório (cisalhamento direto, compressão triaxial, adensamento,

etc).

3.2.1 Sondagem a trado

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Sondagem a trado é um método de investigação geológico-geotécnica de

solos que utiliza como instrumento um trado: um tipo de amostrador de solo

constituído por lâminas cortantes, que podem ser espiraladas (trado helicoidal ou

espiral) ou convexas (trado concha ou cavadeira). Tem por finalidade a coleta de

amostras deformadas, determinação de profundidade do nível d’agua e identificação

dos horizontes do terreno.

As amostras são caracterizadas pelo método táctil-visual e registradas em

relatório ou boletins de sondagens. Este tipo de sondagem fornece informações, que

associados aos dados da sondagem SPT, permitem traçar o perfil geológico da área

em estudo. É tido como um método de baixo custo e trás muitas informações.

Esta investigação, utilizando trado manual, geralmente é feita até 3 m de

profundidade, embora seja possível alcançar profundidades superiores. Isto ocorre

pela própria limitação dos equipamentos por serem de operação manual, que gera

dificuldade de escavação aos operadores. A figura 8 apresenta os tipos usuais de

trados, que podem ser trados cavadeira, torcidos ou helicoidais.

Figura 8 – Tipos usuais de trados (Hachich et al, 1998).

De modo geral, as informações que se obtém com a investigação com trado

são:

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Tipo de solo encontrado;

Detecção da presença de nível de água (N.A.);

Indicação de possível afloramento de rocha;

Grau de dificuldade de escavação.

3.2.2 Sondagem à percussão ou de simples reconhecimento (SPT)

O ensaio SPT (Stantard Penetration Test) é um dos métodos de investigação

geotécnica mais difundidos no Brasil. É um método simples de ser realizado e que

nos traz informações acerca da compacidade do solo in-situ (NBR 6484). Consiste

em contar o número de golpes N necessários para que um peso de 65 kgf, caindo

da altura de 75 cm, força um amostrador de 2” de diâmetro externo penetrar 45

centímetros no solo. O número N de golpes é denominado “Índice de Resistência à

Penetração”. Neste ensaio também são recolhidas amostras do solo, para suas

classificações de modo táctil-visual.

Através deste método podemos obter uma grande quantidade de

informações. As de maior importância são listadas a seguir:

Tipo de solo, caracterização táctil visual.

Nspt – número de golpes dos últimos 30 centímetros.

Profundidade do nível d´agua.

Este tipo de sondagem é amplamente utilizado no Brasil, não somente para

obras de implantação de torres, mas para qualquer obra de engenharia que envolva

a necessidade de reconhecimento do subsolo para a implantação de fundações.

Devido a isso os equipamentos para a realização do ensaio são encontrados

facilmente e tem um custo relativamente baixo.

Ao longo do tempo, foram estabelecidas relações entre o número de golpes N

e os parâmetros de diversos tipos de solo. Desse modo, muitas vezes pode-se

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dispensar ensaios mais rigorosos na investigação geotécnica e obter um alto grau

de confiabilidade nos ensaios SPT.

A resistência à compressão, o ângulo de atrito interno do solo, o coeficiente

de recalque e o módulo de elasticidade, podem ser determinados em função do

número de golpes N, para cada tipo de solo, metro a metro.

A figura 9 apresenta um boletim de sondagem de simples reconhecimento

com suas informações básicas.

Figura 9 – Relatório de Sondagem à Percussão (JBT Telecom).

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3.2.3 Sondagem rotativa ou mista

Este tipo de investigação de subsolo é utilizada quando há a necessidade de

estudar e conhecer a qualidade da rocha ou quando encontra-se um solo

impenetrável a percussão e/ou trépano.

A sondagem rotativa consiste na perfuração do subsolo, onde se encontra

rocha ou material impenetrável à percussão. Com ela pode-se identificar as

características de uma rocha, identificando se a mesma é fraturada ou sã. Permite

também saber se, o que se encontrou como impenetrável na percussão trata-se de

um matacão (bloco de rocha solto), ou do topo rochoso propriamente dito.

A sondagem rotativa é realizada por ciclos sucessivos de corte e retirada dos

testemunhos do interior do barrilete, procedimento conhecido como manobra. Em

cada manobra o avanço depende unicamente da qualidade do material que está

sendo perfurado. Quando o material é de boa qualidade, o comprimento do

testemunho obtido em cada manobra pode ser de 3 a 5 metros, ou seja, do mesmo

comprimento do barrilete. Quando ocorre destruição do material ou perda, em

terrenos onde a rocha se encontra muito fraturada, o comprimento de cada manobra

deve ser reduzido até que tenha um testemunho representativo.

Os testemunhos coletados nas sondagens dever ser guardados em caixas

com tampa e posteriormente analisados por geólogos. Eles devem ser dispostos na

sequencia exata de sua posição no furo, da esquerda para direita e de cima para

baixo.

Em regiões onde é sabida a existência de ocorrência de matacões ou

cavernas, o tipo de sondagem utilizado é a mista. A rigor ela é a alternância de

sondagens SPT nos trechos de solo, com as sondagens rotativas nos trechos

rochosos.

Uma informação importante fornecida pela sondagem rotativa é a qualidade

da rocha. Ela é definida como a percentagem de recuperação das amostras, após a

eliminação das porções de solo e dos fragmentos de rocha menores que 10 cm.

Esta denominação é chamada de RQD (Rock Quality Designation), que permite

mensurar o grau de continuidade da rocha. A tabela 3 apresenta a classificação

RQD.

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Tabela 3 – Classificação dos maciços com base no RQD.

3.3 Avaliação e correlação dos parâmetros dos solos com base no SPT

Na prática, é comum a utilização de valores de parâmetros dos solos obtidos

em ensaios anteriores, em solos de características semelhantes e de acordo com o

caso os ensaios em laboratório são dispensados.

O número de golpes N, obtidos nas sondagens à percussão SPT, é bastante

utilizado na correlação dos parâmetros dos solos. Este tipo de correlação deve ser

utilizado com atenção e por profissionais com conhecimento e experiência no

assunto.

A tabela 4 correlaciona alguns desses valores de acordo com o numero N da

sondagem SPT.

N – é o número de golpes SPT;

c – é a coesão;

ɸ - é o ângulo de atrito interno do solo;

γ – é o peso específico do solo.

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Tabela 4 – Parâmetros Geotécnicos do Solo – Correlação com SPT

Fonte: CESP, 1983.

3.4 Tensão admissível do solo

Define-se tensão admissível do solo como a máxima tensão que o solo

suporta sem apresentar recalques excessivos ou ruptura que causem danos a

estrutura.

O conceito de ruptura geral pode ser representada em um gráfico tensão x

deformação. Neste caso, pode-se caracterizar um valor de tensão máxima, a partir

do qual a deformação cresce continuamente, sem aumento proporcional da tensão.

Essa ruptura ocorre repentinamente, e normalmente a estrutura sobre tombamento,

e o solo, de um lado da fundação, sofre empolamento ou estufamento.

Existem solos menos resistentes, de baixa compacidade ou consistência, em

que a tensão cresce continuamente com a deformação (recalque) não podendo

distinguir um valor limite como ruptura geral. Nos casos de acidentes em fundações

de torres provocados por este tipo de ruptura local, normalmente a estrutura não

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sofre tombamento, e somente uma região abaixo da fundação é que se nota

evidencia de ruptura do solo.

Na figura 10, as curvas 1 e 2 apresentam ruptura geral e a curva 3 representa

ruptura local.

Figura 10 - Tipos de rupturas dos solos – Geral e Local

Os métodos de estimativas de tensões admissíveis mais utilizados são os

empíricos, em que valores são obtidos através de correlações com ensaios SPT e

CPT.

A tabela 5 apresenta os valores de tensões admissíveis limites a serem

adotados. Os dados foram obtidos através da experiência da seção de solos do

Instituto de Pesquisas tecnológicas de São Paulo, IPT.

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Tabela 5 – Valores de tensões admissíveis limites

Fonte: Hachich et al (1998).

A tabela 6 apresenta uma relação entre tensão admissível e o número de

golpes SPT.

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Tabela 6 – Relação entre tensão admissível e número de golpes SPT

Fonte: Campos, 2007.

Também é possível estimar a tensão admissível com correlação SPT, através

da seguinte fórmula:

𝜎𝑎𝑑𝑚 = 0,02𝑁 (𝑀𝑃𝑎) (5)

Válido para solos 5 ≤ N ≤ 20.

N = N médio no bulbo de tensões

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4 TIPOS DE FUNDAÇÕES USUAIS EM TORRES METÁLICAS

AUTOPORTANTES

Pode-se classificar as fundações para torres como diretas, profundas e

especiais. A escolha na utilização destes tipos de fundação é baseada na viabilidade

técnica e econômica, tempo de execução e disposição de equipamentos e pessoal

especializado na região de implantação.

Para torres de telecomunicações, quando é necessária a implantação de

fundações diretas, os métodos mais recorrentes são o radier e as sapatas. Quando

é necessária a implantação de fundações profundas os métodos mais utilizados são

os tubulões e estacas escavadas.

De acordo com a NBR 6122 (2010), Fundações diretas são aquelas “em que a

carga é transmitida ao terreno, predominantemente pelas pressões distribuídas sob

a base”, também que a profundidade de assentamento da mesma esteja em uma

medida inferior ao dobro da menor dimensão adotada. São exemplos deste tipo de

fundações as sapatas e o radier.

Conforme a NBR 6122 (2010), fundações profundas são aquelas que recebem

a carga proveniente da superestrutura e descarregam no solo pela sua base (ponta),

pelas suas paredes laterais (fuste) ou por uma combinação das duas. Esta deve

estar assente a uma cota duas vezes maior que a menor dimensão considerada em

planta e que essa seja no mínimo 3 metros de profundidade. Consideram-se como

exemplo fundações deste tipo as estacas escavadas e estaca raiz.

Como fundações diretas são mais utilizadas os seguintes tipos de estruturas:

Sapata de concreto;

Radier;

Bloco ancorado em rocha.

Como fundações profundas, utilizam-se as seguintes:

Tubulão em solo;

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Estaca Escavada;

Estaca raiz;

Estaca metálica;

Bloco sobre grupo estacas.

4.1 Fundações rasas

Em torres de telecomunicações a estrutura radier é a mais utilizada quando

nos referimos a fundações rasas. O uso de sapatas é menos comum e está

relacionado a torres menores com baixas esforços de solicitação.

4.1.1 Radier

O radier é um tipo de fundação superficial, executada em concreto armado,

que recebe todas as cargas através das bases da torre, distribuindo-as de forma

uniforme no solo.

Este tipo de estrutura é uma solução relativamente onerosa uma vez que

envolve uma grande quantidade de concreto armado. Segundo Lopes e Velloso

(2010), sua aplicabilidade se dá quando as áreas das sapatas se aproximam uma

das outras ou mesmo se interpenetram. Além disso, é utilizado quando se deseja

uniformizar os recalques através de uma fundação associada.

O desempenho estrutural do radier depende da qualidade do concreto e

também da qualidade do solo sobre o qual está apoiado. A resistência do solo é

influenciada pelo grau de compactação e pelo teor de umidade. Pode-se melhorar a

base da fundação através de drenagem, compactação e estabilização do solo,

entretanto deve-se analisar a viabilidade econômica destas medidas.

O método construtivo é simples. Tem início com a demarcação da construção,

com a implantação e demarcação do gabarito referencial contendo os eixos das

faces laterais e a referência de nível.

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A escavação pode ser realizada manual ou mecanicamente, dependendo do

volume necessário de escavação. Após a escavação deve-se compactar o solo a fim

de se obter uma boa camada de suporte.

É importante também, antes de realizar a concretagem do radier, a aplicação

de um lastro de concreto magro com a finalidade de drenar a interface e servir como

material de transição entre o solo e o radier.

A figura 11 apresenta um radier em corte utilizado na implantação de uma

torre de telecomunicações de 70 metros de altura. Neste projeto o radier foi

implantado a 2 metros de profundidade. A ligação dos tubos das torres é realizada

em três pilares armados, onde é instalado o chumbador. O reaterro é realizado com

solo compactado em camadas umedecidas.

Figura 11 – Radier para torre de telecomunicação em corte (JBT Telecom).

4.1.2 Bloco ancorado em rocha

São blocos construídos em concreto armado e que são ancorados em rocha

através de chumbadores de aço. Sua aplicabilidade é em regiões onde o topo

rochoso é aflorante ou ocorre em pequenas profundidades.

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Deve-se realizar uma investigação geotécnica que indique o tipo de rocha

presente no subsolo. Este tipo de bloco é usualmente utilizado em rochas sãs,

pouco fraturadas.

Os blocos ancorados em rocha são uma opção aos tubulões em rocha, pois

seu método construtivo não necessita a demolição da rocha, facilitando sua

implantação e reduzindo custos.

O método construtivo se baseia em:

1. Escavação da camada de solo existente sobre a rocha;

2. Escarrificação da superfície da rocha, tornando-a o mais nivelado possível;

3. Execução dos furos para os chumbadores com equipamento roto-

percussivo

4. Instalação dos chumbadores;

5. Construção do bloco e do fuste.

Este tipo de bloco se torna viável para torres de telecomunicações, pois os

chumbadores trabalham resistindo os esforços de tração. A figura 12 apresenta um

exemplo de bloco ancorado em rocha.

Figura 12 – Bloco ancorado em Rocha (CHAVES, 2004).

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4.1.3 Sapatas

São fundações diretas executadas em concreto armado que distribuem as

cargas nelas aplicadas através do solo. Normalmente elas possuem uma laje na

parte inferior que pode ter altura variável ou não (CHAVES, 2004).

As sapatas podem assumir praticamente qualquer forma em plana, sendo que

as mais comuns são sapatas quadradas e retangulares. São estruturas indicadas

para solos que possuem alta resistência a baixa profundidade. Geralmente o

assentamento se faz em torno de 2 a 4 metros de profundidade. A figura 13

apresenta as principais formas que as sapatas podem adquirir.

Figura 13 – Forma das sapatas (Hachich et al, 1998).

As escavações para este tipo de estruturas podem ser manuais ou

mecanizadas, dependendo de acesso ao local do equipamento e da necessidade

por escavações de grandes volumes de solo. Retro-escavadeiras e mini

escavadeiras são os equipamentos mais utilizados. Estes equipamentos são úteis

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até uma profundidade de 3 metros, atingido este nível a escavação deve ser

continuada manualmente.

As sapatas, usualmente, são concretadas em duas etapas, a primeira é se

refere à base e a segunda ao seu fuste. Em terrenos onde exista o risco de

desmoronamento o solo deverá ser escorado durante a execução da obra. Deve-se

atentar ao fato que em obras com escavações com profundidade superiores a 1,5

metros, a obra sempre deverá ser escorada a fim de garantir a segurança dos

trabalhadores.

Devido ao esforço de tração presente nas torres, após a concretagem o

reaterro deve ser executado com compactação mecânica em camadas de até 20

cm, com teor de umidade ótima a fim de se obter um grau de compactação mínimo

de 95% do Proctor Normal.

4.2 Fundações profundas

Segundo Velloso (2004) são elementos de fundação que transmitem a carga

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

fuste) ou por uma combinação das duas e que está assente em profundidades

superiores ao dobro de sua menor dimensão em planta, e no mínimo, a 3 metros.

4.2.1 Tubulões

Segundo Velloso (2004), tubulão é um elementos de fundação profunda,

cilíndrico, com base alargada ou não, em que, pelo menos na etapa final há descida

de operário. Muitas vezes torna-se difícil distinguir tubulões de estacas escavadas.

Os tubulões podem ser vistos como estacas escavadas de grande diâmetro com

base alargada.

Quando trata-se de tubulões com base alargada, estes devem ter fuste com

no mínimo 70 cm de diâmetro para permitir a entrada e saída de operários. Devido à

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utilização de equipamentos de escavação mecânica, a prática de descida de

operários vem sendo cada vez menos utilizada e poderá ser abandonada.

Na maioria dos casos este tipo de estrutura é empregada onde a cota de

assentamento da base esteja acima do nível do lençol freático. Entretanto pode-se

utilizar tubulões abaixo do nível d’agua nos casos em que o solo se mantenha

estável sem risco de desmoronamento e seja possível controlar a água no interior do

tubulão.

Nos tubulões as cargas são transmitidas essencialmente pela base a um

substrato de maior resistência. São utilizados em solos onde as camadas menos

compressíveis e com tensões admissíveis razoáveis não estão próximas à superfície

do terreno. A figura 14 mostra o detalhe de um tubulão a céu aberto sem contenção

lateral.

Figura 14 – Tubulão a céu aberto sem contenção lateral (CHAVES, 2004)

Em obras de fundações para torres metálicas não é comum o uso de tubulões

pneumáticos. Quando existe o nível d’agua próximo à superfície, geralmente a

solução construtiva utilizada são as fundações rasas, a fim de viabilizar

economicamente a obra.

Os tubulões a céu aberto podem ser divididos em dois grupos que se referem

aos seus aspectos construtivos, os que utilizam contenção lateral e os que utilizam

contenção lateral continuamente ao longo do fuste.

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Os tubulões sem contenção lateral têm seus fustes abertos por escavação

manual ou mecânica, com a base geralmente escavada manualmente. Não utilizam

nenhum tipo de escoramento lateral e, portanto o fuste, e especialmente a base,

somente podem ser executados em solos que apresentam um mínimo de coesão

capaz de garantir a estabilidade na escavação. Nestes casos é comum que o

diâmetro final resulte em um aumento de 5% a 10% em relação ao estabelecido em

projeto.

Já os tubulões com contenção lateral contínua utilizam revestimentos

metálicos ou anéis de concreto os quais podem ser recuperados ou não na medida

em que o concreto é lançado para o interior da escavação. São utilizados quando

existe a necessidade de atravessar camadas de solo com possibilidades de

desmoronamento, ou mesmo de solos moles que provoquem o estrangulamento da

seção. Existem equipamentos que cravam uma camisa metálica, desde a superfície,

ao mesmo instante em que realizam a escavação. Neste tipo de solução o atrito

lateral fica reduzido, pois o processo provoca um amolecimento do solo que, na

maioria dos casos não é recuperável.

A seguir são apresentadas algumas vantagens dos tubulões que justificam

sua utilização em obras de fundações para torres.

Baixos custos de mobilização e desmobilização quando comparados a outros

equipamentos. Aspecto importante neste tipo de obras onde são executados de

três a quatro tubulões para sustentar cada torre;

O processo construtivo gera vibrações em baixa intensidade, fator importante a

ser considerado em obras urbanas próximas a construções existentes;

O profissional encarregado da execução pode observar e classificar o solo

retirado ao longo da escavação, realizando comparações com o solo previsto em

projeto;

O comprimento e o diâmetro dos tubulões podem ser modificados ao longo da

escavação a fim de compensar as condições adversas do subsolo.

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4.2.2 Estaca escavada

As estacas escavadas são elementos esbeltos, colocados nos solos por

perfuração, que têm por objetivo transmitir as cargas ao mesmo, seja por sua

resistência inferior, resistência de ponta, seja pela resistência ao longo do fuste,

atrito lateral, ou pela combinação de ambas (ALONSO, 1983).

As estacas escavadas são caracterizadas por serem moldadas no local após

a escavação do solo, que é realizada usualmente com perfuratrizes rotativas. Este

tipo de equipamento rotativo pode vir acoplado a caminhões ou acoplado a

equipamentos sobre esteiras, desse modo pode atender uma grande quantidade de

situações em locais de difícil acesso. As profundidades alcançadas por estes

equipamentos podem ser de até 40 metros.

O diâmetro das brocas das perfuratrizes varia de 0,20 a 1,70 metros de

diâmetro. Devido a essa grande capacidade, a abertura manual para diâmetros

superiores a 0,50 metros vem sendo cada vez menos utilizada.

O emprego desta solução se dá para perfurações acima do nível do lençol

freático onde o terreno superficial não apresenta capacidade de suporte adequada

ou é muito deformável. A seguir são apresentadas algumas vantagens deste método

executivo:

Grande mobilidade e capacidade de produção dos equipamentos disponíveis no

mercado;

Custos relativamente baixos;

Capacidade de execução rápida;

O processo construtivo gera vibrações em baixa intensidade, fator importante a

ser considerado em obras urbanas próximas a construções existentes;

O profissional encarregado da execução pode observar e classificar o solo

retirado ao longo da escavação, realizando comparações com o solo previsto em

projeto;

O comprimento e o diâmetro das estacas podem ser modificados ao longo da

escavação a fim de compensar as condições adversas do subsolo.

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O método executivo é simples. Uma vez instalado e nivelado o equipamento,

posiciona-se a ponta do trado sobre o piquete de locação e inicia-se a perfuração.

Quando a haste tem forma totalmente helicoidal, a perfuração prossegue até a cota

desejada e então se procede a retirada da haste sem girar. Aproximadamente a

cada 2 metros a haste é girada no sentido contrário ao da perfuração e, com o

auxilio de uma pá, o solo é removido entre as lâminas. Quando somente um trecho

da haste é helicoidal. A operação de retirada da haste é repetida algumas vezes

antes de se atingir a cota final prevista em projeto.

Quando a cota prevista de projeto é atingida são verificadas as características

do solo e pode-se iniciar introdução da armadura na estaca a concretagem da

mesma. O concreto utilizado deve ter consumo de cimento mínimo de 300kg/m³ e

fck mínimo de 20 Mpa.

No topo destas estacas geralmente são construídos blocos de coroamento,

que recebem as cargas das torres e as redistribuem nas estacas. A figura 15 mostra

as etapas do método construtivo de uma estaca escavada.

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Figura 15 – Método construtivo estaca Escavada

1. Escavação mecânica do fundo através de trado;

2. Perfuração executada até a cota de projeto;

3. Posicionamento da armação na estaca;

4. Concretagem da estaca;

5. Estaca pronta.

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4.2.3 Estaca raiz

É uma estaca moldada “in-loco”, denominada como estaca injetada, com

diâmetro acabado variando de 80 a 450 mm e de elevada tensão de trabalho no

fuste, que é totalmente armado ao longo de seu comprimento e constituído de

argamassa de areia e cimento.

Caracteriza-se pela aplicação de ar comprimido imediatamente após a

moldagem do fuste e no topo do mesmo, concomitantemente com a remoção do

revestimento. Usam-se baixas pressões, geralmente inferiores a 0,5 MPa, que tem

por objetivo apenas garantir a integridade da estaca.

Servem como alternativa quando se encontra dificuldades de execução de

fundações pelos métodos tradicionais pela ocorrência de matacões. O processo de

perfuração permite atingir grandes profundidades e terrenos de alta resistência,

oque lhe confere maior nível de carga transmitida ao solo por atrito lateral, em

comparação com outras estacas de mesmo diâmetro.

As torres de telecomunicações geram grandes tensões de tração. Como na

estaca raiz a carga admissível resulta fundamentalmente da parcela de atrito lateral,

este tipo de estaca pode ser utilizada com a mesma carga de trabalho à tração e à

compressão, desde que o fuste seja convenientemente armado.

Algumas vantagens da utilização da estaca raiz são apresentadas a seguir:

Alta capacidade de cargas de tração com recalques reduzidos;

O processo construtivo gera vibrações em baixa intensidade, fator importante a

ser considerado em obras urbanas próximas a construções existentes;

Pode ser executada em qualquer tipo de terreno e em direções especiais;

Utilização para atender esforções de tração e compressão.

A execução de uma estaca raiz compreende fundamentalmente quatro fases

consecutivas:

Perfuração auxiliada por circulação de água;

Instalação de armadura;

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46

Preenchimento com argamassa;

Remoção do revestimento e aplicação de golpes de ar comprimido.

A perfuração em solo é realizada por rotação de tubos com o auxilio de

circulação de água, que é injetada pelo interior dos mesmos e retorna à superfície

através do interstício anelar que se forma entre o tubo e o terreno. Esses tubos vão

sendo gradualmente emendados por rosca, e posteriormente são recuperados após

a instalação da armadura e preenchimento do furo com argamassa.

O revestimento deve ser instalado de modo preferencial em toda a extensão

da perfuração. Entretanto se as características do terreno permitam, pode ser

parcial, porém com comprimento que permita aplicar, com garantia de não ser

arrancado por golpes de ar comprimido após o preenchimento do furo com

argamassa. A perfuração em rocha é realizada utilizando martelo roto-percussivo até

que se atravesse o matacão ou se atinja a cota de projeto.

Após a perfuração atingir a cota de projeto, deve-se continuar a injeção de

água para promover a limpeza do furo. Após este procedimento pode-se colocar a

armadura no interior do furo. Geralmente a armadura é constituída por barras de aço

montadas em gaiola.

Assim que instalada a armadura, é instalado o tubo de injeção até o final da

perfuração para proceder a injeção, de baixo para cima, até que a argamassa

extravase pela boca do tubo de revestimento, garantindo que a água seja substituída

pela argamassa. Durante a operação o tubo permanece sempre revestido. Procede-

se então a extração da coluna de perfuração e ao mesmo tempo se aplica o ar

comprimido. A argamassa utilizada deve ter consumo mínimo de cimento, estipulado

pela NBR 6122, de 600 kg/m³ com relação média água/cimento de 0,6 dependendo

do tipo de areia utilizada. A figura 16 apresenta as etapas de execução de uma

estaca raiz.

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47

Figura 16 – Método construtivo estaca raiz (Hachich et al, 1998).

4.2.4 Blocos sobre grupo de estacas

Os blocos sobre estacas servem como alternativa de utilização quando não

se consegue atender aos esforços solicitantes utilizando-se de apenas uma estaca.

Desse modo pode-se executar um bloco que irá servir de base para duas ou mais

estacas. O uso deste tipo de estrutura, em detrimento da utilização de fundações

rasas, é justificado quando não se encontram camadas superficiais de solo

resistentes, sendo necessário atingir camadas de maior profundidade que sirvam de

apoio à fundação.

Os blocos podem adquirir praticamente qualquer geometria, sendo que as

geometrias quadradas e retangulares são as mais utilizadas. Em fundações para

torres de telecomunicação utilizam-se blocos sobre um conjunto de estacas

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escavadas, estacas metálicas ou estacas raízes. A figura 17 apresenta o detalhe de

um bloco sobre estacas.

Figura 17 – Bloco sobre estacas (Fonte CYPECAD).

Determinado as forças atuantes nas fundações e definindo o tipo de estaca

pode-se determinar o número de estacas por bloco. É realizada então a distribuição

em planta destes elementos em relação ao gabarito da torre. Recomenda-se que

sempre que possível, o centro do estaqueamento coincida com o centro do

chumbador da torre e que a disposição das estacas seja realizada de modo a obter

blocos de menor volume.

Não existe nenhum impedimento quanto ao uso de blocos em decorrência

dos valores das cargas solicitantes. Entretanto, para cargas elevadas, as alturas dos

blocos podem obrigar a escavações profundas ou necessitar de uma grande

quantidade de concreto, colocando assim os blocos em desvantagem em relação às

sapatas.

A norma brasileira NBR 6118 recomenda que o valor do espaçamento entre

eixos das estacas em um bloco esteja compreendido entre 2,5 vezes a 3 vezes o

diâmetro desta. A figura 18 apresenta as geometrias de blocos mais comumente

utilizadas.

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49

Figura 18 – Geometria dos blocos (Hachich et al, 1998).

4.2.5 Estacas metálicas

As estacas metálicas são constituídas por peças de aço laminado ou soldado

tais como os perfis de seção I e H, chapas dobradas de seção circular, quadradas e

retangulares tais como os trilhos. No caso de fundações de torres os perfis mais

utilizados são os em forme de H e os retangulares.

São estacas metálicas introduzidas no solo através da percussão. Em

fundações de torres de telecomunicações é utilizada usualmente em solos arenosos

onde se necessita uma rápida execução. Geralmente são empregadas para a

composição de um bloco sobre estacas.

O custo deste tipo de estaca é relativamente alto quando comparado com

outros tipos de fundações profundas, entretanto em alguns casos a sua utilização se

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torna viável. O alto custo é justificado pelo tipo de material e também pela profundida

necessária para transferir a carga ao solo.

Entre as vantagens das estacas metálicas podem ser salientadas a cravação

fácil, baixa vibração atendendo bem à esforços de flexão e a fácil manipulação e

transporte dos perfis.

Atualmente não se questiona mais o problema da corrosão das estacas

quando permanecem inteiramente enterradas em solo natural, uma vez que

quantidade de oxigênio é tão pequena que a reação química se tão logo começa já

esgota este componente responsável pela corrosão. Porém, a favor da segurança, a

NBR 6122 que nas estacas metálicas enterradas se desconte uma espessura de

1,5mm de toda sua superfície, resultando uma área inferior em relação à área do

perfil. A figura 19 apresenta os perfis metálicos usualmente utilizados em fundações

em estacas metálicas.

Figura 19 – Perfis metálicos usuais (Hachich et al, 1998).

As emendas das estacas metálicas são realizadas por solda com utilização de

talas, também soldadas. Os eletrodos normalmente utilizados são os do tipo OK 46

e o OK 48.

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Em relação às estacas metálicas trabalhando à tração, deve-se soldar nelas

uma armadura, que deverá ser incorporada ao bloco de modo a transmitir as

solicitações correspondentes.

Um problema que ocorre com frequência durante a cravação, por percussão,

de estacas metálicas através de solos de baixa resistência é o encurvamento de seu

eixo mesmo quando se tomam todos os cuidados para aprumá-las. É um fenômeno

decorrente da instabilidade dinâmica direcional (também denominado drapejamento)

que e se manifesta durante a cravação (Hachich et al, 1998). A figura 20 apresenta o

detalhe das soluções de ligação das estacas metálicas com o bloco.

As fases de execução de uma estaca metálica são:

1. Colocação do elemento de estaca na posição;

2. Cravação do elemento de estaca com martelo de queda livre ou martelo diesel;

3. Colocação do novo elemento de estaca com utilização de emenda quando não

atingida a profundidade de projeto

4. Continuidade da cravação;

5. Corte do excesso e preparo da execução do bloco da cabeça.

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Figura 20 – Detalhe das soluções de ligação das estacas metálicas com o

bloco (Hachich et al, 1998).

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5 MÉTODOS PARA DETERMINAÇÃO DA CAPACIDADE DE

CARGA À TRAÇÃO

Em torres autoportantes de telecomunicações os esforços de compressão

não são os únicos fatores determinantes para o dimensionamento das fundações.

Como exemplo, em uma torre de base quadrada, das quatro fundações,

necessariamente duas se mantém tracionadas enquanto duas estão comprimidas.

Devido à aleatoriedade da direção dos ventos em algum momento da vida útil da

estrutura todas as fundações serão solicitadas à tração.

A fim de manter as torres estáveis no solo as fundações devem ser projetadas

de modo a resistir aos esforços que as estruturas estão submetidas. O vento que

incide na estrutura e nas antenas de transmissão instaladas geram momentos que

tem tendência de tombar a torre, ocasionando solicitações de tração nas fundações.

Para o dimensionamento de fundações ao arrancamento são utilizados

métodos de cálculo que estimam o valor da carga à tração que uma fundação pode

suportar de acordo com as características geotécnicas do site de implantação. Neste

capítulo serão apresentados alguns dos métodos mais utilizados para a estimativa

de capacidade de carga à tração.

Métodos Teóricos:

Tronco de Cone;

Cilindro de Atrito;

Métode de Balla;

Método de Meyerhof e Adams;

Método da Universidade de Grenoble.

Métodos baseados em relações semi-empíricas (Baseados em SPT):

Aoki-Velloso (1975);

Décourt-Quaresma (1978).

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5.1 Métodos teóricos

5.1.1 Método do tronco de cone

Segundo Azevedo (2011) este método representa a forma mais antiga de

determinação da capacidade de carga à tração de fundações. A capacidade de

carga é obtida pelo peso de solo contido num tronco de cone invertido, Ps, ou

pirâmide dependendo da forma da fundação. Ou seja, a resistência ao arrancamento

é medida por uma comparação entre a carga de tração, Fa, aplicada à fundação e

as cargas gravitacionais representadas pelo peso próprio da estrutura, Ptub, somado

ao peso de solo de um tronco de cone invertido, Ps, conforme a figura 21. O ângulo

de arrancamento, α, pode ser determinado a partir de resultados de provas de carga,

para cada caso em particular. Não existem correlações deste ângulo com

parâmetros geotécnicos e geométricos das fundações, o que faz com que a

capacidade de estimativa de carga utilizando o método do tronco de cone seja

problemática. Na pratica, quem utiliza o método faz o uso de valores α baseados em

provas de cargas já realizadas e adotando-se valores a favor e contra a segurança

para posteriormente analisar estes resultados.

Figura 21 – Geometria do cone de arrancamento e forças consideradas do método

do tronco de cone (AZEVEDO, 2011)

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5.1.2 Cilindro de atrito

O método do cilindro de atrito considera que a superfície de ruptura ocorre ao

longo de um cilindro (ou prisma no caso de fundações retangulares) cuja base é

coincidente com a base da fundação como mostra a figura 22. A capacidade de

carga é obtida somando-se o peso próprio da fundação, o peso do solo contido no

interior do cilindro e a eles acrescido a resistência proveniente da aderência ao

longo da superfície de ruptura (SANTOS, 1985).

Este método representa um avanço em relação ao Método do Cone, pois é o

mais próximo aos princípios da Mecânica dos Solos. Sua principal limitação ocorre

por ter sido desenvolvido com base em uma superfície de ruptura admitida, que

muitas vezes não corresponde à realidade. Para o caso de tubulões com

alargamento de base, tubulões sem alargamento de base e estacas, a superfície de

ruptura admitida é bastante próxima da realidade (SANTOS, 1985).

Figura 22 – (a) método do Cilindro de atrito no caso de sapata, (b) Tubulão sem

base alargada ou estaca e (c) tubulão com base alargada (DANGIZER, 1983 apud

GARCIA, 2005)

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5.1.3 Método de Balla

O trabalho publicado por Balla (1966 apud SANTOS, 1985) é tido como um

marco na pesquisa moderna sobre o arrancamento de fundações. O autor realizou

uma série de ensaios em areia fazendo o uso de modelos reduzidos e através

destes ensaios verificou diversos fatores que influenciaram a capacidade de carga e

o mecanismo de ruptura.

O método desenvolvido estima a capacidade de carga de uma fundação

submetida a esforços de tração como sendo a soma do peso próprio da fundação,

do peso do volume de solo contido na superfície de ruptura e das tensões de

cisalhamento mobilizadas ao longo dessa superfície de ruptura como mostra a figura

23. A superfície de ruptura sugerida é formada por parte de uma circunferência que

tem tangente vertical no contato com a base da fundação, e que se desenvolve até a

superfície do terreno, onde forma um ângulo de (45˚- ɸ/2) com a horizontal. (ɸ é o

ângulo de atrito interno do solo) (BALLA, 1961 apud GARCIA, 2005).

O autor também apresenta formulações para estimativa de capacidade de

carga em solos com coesão, apesar de os ensaios terem sido realizados apenas em

areias. A capacidade de carga é proporcional ao cubo da profundidade, D-v, e

depende dos parâmetros de resistência do solo: coesão, c, ângulo de atrito interno,

ɸ, e peso específico, γ.

Figura 23 – Modelo de capacidade de carga (BALLA, 1961 apud AZEVEDO, 2011).

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5.1.4 Método de Meyerhof e Adams

Um dos métodos mais modernos, que enforcam o problema de maneira mais

completa, distinguindo-se comportamentos diferentes para fundações rasas e

profundas e de acordo com o tipo de solo.

Segundo Bessa (2005), o método considera, no caso de fundações

profundas, que a superfície de ruptura não atinge a superfície do terreno, sendo

limitada por uma altura H, menor que a profundidade Z da fundação; na cota

correspondente ao final da superfície de ruptura atuaria a sobrecarga equivalente ao

peso próprio da camada de solo não rompida (Figura 24).

Figura 24 – Superfície de ruptura do Método Meyrehof e Adams (1968) apud Bessa

(2005).

A carga de ruptura é atingida quando uma massa de solo em forma de um

tronco de pirâmide é levantada e a superfície de ruptura atinge o nível do terreno,

considerando as fundações a pequenas profundidades. No caso de fundações a

grandes profundidades, a superfície de ruptura não atinge o nível do terreno, devido

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à compressibilidade e as deformações de massa de solo acima da base da

fundação. Sendo tal superfície de ruptura limitada a um comprimento vertical H onde

atua uma pressão de sobrecarga 𝑃0 = γ(z − H).

.

5.1.5 Método da Universidade de Grenoble

Este método foi desenvolvido na Universidade de Grenoble com apoio da

Eletrecité de France (EDF), organização estatal francesa de energia elétrica, e

abrange um grande número de tipos de fundações dentre elas as mais normalmente

utilizadas em torres autoportantes.

É considerado um dos mais aprimorados no emprego de estimativa de

capacidade de carga à tração. O método tem por base uma formação de superfície

de ruptura, em função do elemento de fundação e do tipo de solo, efeito de

sobrecarga na superfície do terreno, ao considerar peso específico γ, ângulo de

atrito (ɸ) e coesão, (c) de todo tipo de solo.

Atualmente, devido à grande confiabilidade alcançada através de numerosos

estudos e ensaios, pode-se dizer que esse é o método (Grenoble) mais empregado

para verificação de capacidade de carga à tração embora o Método do Cone seja

ainda utilizado devido a sua simplicidade. A figura 25 apresenta a superfície de

ruptura de uma estaca em solos homogêneos.

Segundo Bessa (2005), em uma análise à ruptura por tração em estacas, o

método considera uma zona que permanece solidária junto à estaca, sendo que a

superfície de ruptura como um plano vertical se dá por uma reta que vai da base até

a superfície do terreno, segundo o ângulo de inclinação λ o qual os autores sugerem

adotar (λ = - ɸ/8), sendo ɸ o ângulo de atrito interno do solo, para fundações com

D/B variando de 4 a 10.

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Figura 25 – Superfície de ruptura para estacas em solos homogêneos. (Carvalho,

1991 apud Bessa, 2005).

Segundo Carvalho (1991) apud Bessa (2005), a carga última é obtida

considerando as seguintes parcelas dos estados de equilíbrio limite em meio

homogêneo:

Equilíbrio sob a ação do peso próprio do conjunto estaca-solo, solidário que

provoca atrito no contato da superfície de ruptura, ao qual corresponde o esforço

𝑃𝑓ɸ, determinado termo de atrito;

Equilíbrio em um meio sem peso, mas coesivo, ao qual corresponde ao esforço

𝑃𝑓𝑐, denominado “Termo de coesão”;

Equilíbrio em um meio sem peso, sob a ação de uma sobrecarga na superfície do

terreno, denominado termo de sobrecarga 𝑃𝑞;

Tendo que acrescentar ainda o peso 𝑃γ do tronco de cone solidário à fundação,

denominado termo de gravidade, e também o peso próprio da fundação 𝑃f.

Somando-se então, as parcelas descritas, a carga última de uma estaca

cilíndrica submetida a esforços verticais de tração é dada pela expressão:

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𝑃u = 𝑃𝑓ɸ + 𝑃𝑓𝑐 + 𝑃𝑞 + 𝑃γ + 𝑃f (6)

5.2 Métodos empíricos

Diferentemente dos métodos teóricos, que podem ser aplicados em diversos

tipos de estruturas como sapatas, tubulões e estacas escavadas, os métodos

empíricos apresentados neste trabalho se limitam a analisar as cargas de tração em

estacas escavadas. Apresentaremos os métodos empíricos mais comumente

utilizados que são baseados em resultados de SPT.

Os métodos de Aoki-Velloso (1975) e Decourt-Quaresma (1978) estimam a

resistência lateral ao longo do fuste das estacas ou tubulões sem base alargada. A

grande vantagem da aplicação destes métodos na estimativa de cargas a tração em

estacas escavadas se dá pela facilidade de cálculo.

5.2.1 Método Aoki-Velloso (1975)

No seu início este método adotava em seus procedimentos resultados

extraídos de ensaios de penetração continua (CPT). Porém, foi elaborada também

uma formulação que permite correlacionar os parâmetros CPT, com índice de

resistência a penetração (N) do ensaio de penetração dinâmica SPT através dos

coeficientes (α e k).

A seguir são apresentadas as expressões e os critérios desenvolvidos para o

cálculo da resistência lateral.

𝑅𝑙 = 𝑈 ∑(𝑟𝑙∆𝑙) (7)

Sendo:

𝑅𝑙: Resistência lateral;

U: perímetro da seção transversal do fuste;

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𝑟𝑙: tensão média de adesão na camada considerada;

∆𝑙: comprimento do fuste da estaca no trecho considerado.

𝑟𝑙 = 𝑓𝑐/𝐹2 (8)

Sendo 𝑓𝑐 o atrito lateral medido no ensaio CPT e 𝐹2 obtido segundo a tabela

7.

O valor de 𝑓𝑐 pode ser obtido quando se tem o valor de 𝑞𝑐 resistência de

ponta medida no CPT pela seguinte expressão.

𝑓𝑐 = 𝛼 . 𝑞𝑐 (9)

Quando não se dispõe de resultados do ensaio CPT, 𝑞𝑐 pode ser

correlacionado com o índice de penetração (N) do ensaio SPT.

𝑞𝑐 = 𝐾. 𝑁 (10)

Os valores de α e K são obtidos na Tabela 8, podendo-se reescrever a

expressão 𝑟𝑙:

𝑟𝑙 = α. 𝐾. 𝑁𝑙/𝐹2 (11)

Para o cálculo da capacidade de carga última total em estacas tracionadas

vale a expressão:

𝑅 = 𝑃𝑃 + [𝑈. ∑(α. 𝐾. 𝑁𝑙 . ∆𝑙/𝐹2)] (12)

Sendo 𝑃𝑃 o peso próprio da fundação.

Os autores recomendam um valor igual a 2 para o fator de segurança no

calculo da carga admissível, aplicando a capacidade de carga ultima total:

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Tabela 7 – Valores de 𝐹2

Fonte: Aoki-Velloso, 1975.

Tabela 8 – Valores de α e K

Fonte: Aoki-Velloso, 1975.

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5.2.2 Método Décourt-Quaresma (1978)

Os autores desenvolveram o método de avaliação de capacidade de carga

baseado nos resultados SPT. Para a estimativa da resistência lateral (𝑅𝑙) ao analisar

a tensão de adesão ou atrito lateral (𝑓𝑠𝑙), considera o valor médio do incide de

resistência a penetração (𝑁𝑙) do SPT ao longo do fuste da estaca, sem nenhuma

distinção quanto ao tipo de solo. O valor de 𝑁𝑙 varia dentro dos limites, 3≤𝑁𝑙≤50 não

considerando os valores utilizados na avaliação da resistência de ponta.

𝑅𝑙 = 𝑓𝑠𝑙 . 𝑆𝑙 (13)

Sendo:

𝑓𝑠𝑙 = 10 [(𝑁𝑙

3) + 1 ] (14)

Então:

𝑅𝑙 = 10 [(𝑁𝑙

3) + 1 ] . 𝑆𝑙 (15)

𝑅′ = 𝑅𝑙. 𝛽 (16)

Onde 𝛽 é o coeficiente Décourt (1996) obtido na tabela 9:

Tabela 9 – Coeficiente 𝛽

Tipo de Solo

Tipo de Estaca

Escavada Escavada (Betonita)

Hélice Contínua

Raiz Injetadas sob altas pressões

Argilas 0,8 0,9 1,0 1,5 3,0

Intermediários 0,65 0,75 1,0 1,5 3,0

Areais 0,50 0,6 1,0 1,5 3,0

Fonte: Décourt (1996).

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O valor da capacidade de carga total ultima é obtido segundo a expressão:

𝑅 = 𝑃𝑃 + 𝑅′ (17)

Os autores recomendam utilizar o fator de segurança global igual a 2 aplicado

ao valor médio da capacidade de carga ultima, no calculo da capacidade de carga

admissível.

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6 ANÁLISE COMPARATIVA DE RESULTADOS ENTRE OS

MÉTODOS DE DETERMINAÇÃO DE CAPACIDADE DE CARGA À

TRAÇÃO DE FUNDAÇÕES

Este capítulo apresenta a comparação entre os resultados obtidos pelos

diferentes métodos de cálculo empregados e os resultados das provas de carga

descritas nos trabalhos usados como referência

O capítulo apresenta também uma descrição sobre alguns procedimentos

importantes utilizados nestes trabalhos.

6.1 Comparação tendo como referência Danziger (1983)

6.1.1 Características e procedimentos do trabalho

Danziger (1983) realizou em seu estudo uma análise do comportamento de

fundações sujeitas a esforços de arrancamento. Seu trabalho teve origem em um

conjunto de provas de cargas que visava o estudo de fundações de Linhas de

Transmissão, cujos esforços nas fundações atingiram cargas de tração de até 200tf.

O trabalho teve como objetivo apresentar e analisar os resultados das provas

de carga realizadas em sapatas, tubulões com base alargada e tubulões sem base

alargada, com a finalidade da verificação da capacidade de carga de fundações à

tração.

O local escolhido para a realização das provas de carga foi um platô, obtido

por terraplenagem de um topo de colina, próximo a Andrianópolis – RJ. O terreno

era constituído por solo residual, resultante de alteração de gnaisse de cor vermelha

com espessura média de 2,50 m que se sobrepõe a uma camada bastante espessa

de solo intemperizado, de cor amarela, tendo ambos baixo grau de saturação. Para

a caracterização geotécnica do local foram realizados ensaios de penetração

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estática e dinâmica e ensaios de laboratório em amostras deformadas e

indeformadas, cujos resultados são apontados em detalhes pelo autor.

Foram ensaiados seis tubulões com diâmetro de fuste de 0,70 ou 0,80m e

base apoiada à profundidade variável de 4 a 8m. Três tubulões tiveram a base

alargada com diâmetro de 1,70 ou 1,80 metros.

Os ensaios de arrancamento foram executados tracionando as fundações

com incrementos de cargas sucessivos, divididos em determinados intervalos de

tempo. Foi adotada como carga de ruptura aquela correspondente ao estágio de

carga imediatamente anterior aquele para o qual se observou uma falha do sistema

estrutural, falha em que, em função do tipo de fundação pode corresponder a um

movimento de corpo rígido da mesma ou aumento brusco dos deslocamentos.

6.1.2 Proposta de análise de resultados em tubulões sem base alargada

Nesta análise serão abordados apenas as fundações em tubulões sem base

alargada (estacas escavadas), pois são hoje as fundações profundas mais utilizadas

em torres de telecomunicações em virtude de sua facilidade de execução, que na

maioria das vezes é realizada mecanicamente, e também pela viabilidade

econômica de implantação.

A partir dos dados geotécnicos do local dos ensaios descritos por Danziger

(1983), esta análise tem como objetivo confrontar os resultados obtidos nas provas

de carga em tubulões sem base alargada e as estimativas de capacidade de carga

pelos métodos teóricos realizados pelo autor com estimativas de capacidade de

carga por métodos semi-empiricos baseados em SPT que estimam a resistência

lateral destas fundações.

Os métodos semi-empíricos utilizados serão os desenvolvidos por Aoki-

Velloso (1975) e Décourt-Quaresma (1978), dois métodos que estimam a

capacidade de carga lateral de fundações profundas cilíndricas. A metodologia de

cálculo destes métodos foi apresentada no capítulo anterior deste trabalho.

Baseados nos parâmetros geotécnicos do local ensaiados descritos por

Danzgiler (1985, p.97), foram adotados neste trabalho os valores médios de dois

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ensaios SPT presentes no trabalho do autor. Os valores obtidos por esta média são

apresentados na tabela 10.

O número de sondagens SPT disponíveis para esta verificação é a mesma

quantidade que geralmente é realizada para a investigação de implantação de uma

torre de telecomunicações.

Tabela 10 – SPT Médio a partir de Danziger (1983).

Profundidade SPT (30cm

finais)

1 22

2 29

3 50

4 50

5 36

6 29

7 38

8 43

9 50

A classificação de solos utilizada se dá pela divisão em duas camadas de

solos distintos até os 10 metros:

C1: Argila Silto Arenosa, rija, de 0 a 2,5 metros;

C2: Areia Silto Argilosa, muito compacta, de 2,5 a 9 metros.

OBS:

Segundo o autor, não foi encontrado nível d’agua nas investigações de

subsolo.

Serão analisadas as provas de carga de três tubulões sem base alargada

cujas dimensões são apresentadas a seguir. Neste trabalho iremos pressupor que

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68

os tubulões sem base alargada e as estacas escavadas tem o mesmo

comportamento de resistência lateral, diferenciando-se apenas pela nomenclatura, e

iremos discutir os resultados referentes a esta abordagem. A figura 26 apresenta a

geometria dos tubulões em análise.

Figura 26 – Dimensões em metros dos tubulões analisados (Danziger, 1983).

6.1.3 Resultados para os tubulões T4 e T5:

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69

A tabela 11 apresenta os dados de cálculo utilizados método Aoki-Velloso

(1975) para os tubulões T4 e T5. A metodologia de cálculo foi apresentada no

capítulo anterior deste trabalho.

Tabela 11 - Dados de Cálculo Método Aoki-Velloso (1975) para os tubulões T4 e T5.

Prof

(m) Nl α

K

(Mpa) U (m) ∆l (m) ∆Rl (kN)

0-1 22 3 0,33 2,51 1 91,113

1-2 29 3 0,33 2,51 1 120,1035

2-2,5 50 3 0,33 2,51 0,5 103,3538

2,5-3 50 2,4 0,7 2,51 0,5 175,7

3-4 50 2,4 0,7 2,51 1 351,4

4-5 36 2,4 0,7 2,51 1 253,008

5-6 29 2,4 0,7 2,51 1 203,812

6-7 38 2,4 0,7 2,51 1 267,064

1565,554

𝑅 = 𝑃𝑃 + [𝑈. ∑(α. 𝐾. 𝑁𝑙 . ∆𝑙/𝐹2)] (18)

𝑅 = 87,96 + 1565,554 𝑘𝑁

𝑅 = 1653,51 𝑘𝑁

A seguir é apresentada a metodologia de cálculo para resistência à tração

pelo método Décourt-Quaresma (1975) para os tubulões T4 e T5.

𝑅𝑙 = 10 [(𝑁𝑙

3) + 1 ] . 𝑆𝑙 (19)

𝑁𝑙 = 22 + 29 + 50 + 50 + 36 + 29 +38

7= 36,28 (20)

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70

𝑅𝑙 = 10 [(36,28

3) + 1 ] . 17,59 (21)

𝑅𝑙 = 2303,11 𝑘𝑁

𝑅′ = 𝑅𝑙. 𝛽 (22)

𝑅′ = 2303,11 × 0,60 = 1381,86 𝑘𝑁

𝑅 = 𝑃𝑃 + 𝑅′ (23)

𝑅 = 87,96 + 1381,86 = 1469,82 𝑘𝑁

Na figura 27, são apresentados os valores obtidos pelos métodos Teóricos

aplicados por Danziger e os valores obtidos por métodos semi-empíricos baseados

em correlações com SPT, em comparação com a média dos valores obtidos nas

provas de carga dos tubulões T4 e T5. Este valor foi de 1242,5 kN, representado no

gráfico pela linha vermelha.

Figura 27 – Resultados das cargas de ruptura obtida por diferentes métodos para os

tubulões T4 e T5.

794,5

1818,1

755

1241

860

1653,51 1469,82

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000

Car

ga d

e R

up

tura

(kN

).

Métodos

Tubulões T4 e T5

Previsão de Capacidade deCarga (kN)

Prova de carga

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71

A partir do gráfico pode-se constatar que o método teórico calculado por

Danziger que mais se aproxima do valor da prova de carga é o de Grenoble,

conhecido como um dos métodos mais completos e confiáveis para determinação da

capacidade de carga à tração.

Neste gráfico são apresentados resultados para os métodos de Aoki-Velloso e

Décourt-Quaresma considerando o valor integral da resistência lateral, calculado em

fundações comprimidas, acrescido do peso próprio da fundação como esforços

capazes de resistir ao arrancamento.

Como resultado, os métodos empíricos resultaram em valores contra a

segurança, com valores superiores a média da carga de ruptura. Segundo Hachich

et al. 1998, antigamente considerava-se que o atrito lateral na fundação tracionada

era o mesmo da fundação comprimida, porém a tendência atual é considerar uma

redução de 30 a 45%.

Por isso, realizou-se outra estimativa considerando uma redução de 30% no

atrito lateral da fundação tracionada. Os resultados obtidos são apresentados na

figura 28.

Figura 28 - Resultados dos métodos semi-empíricos com redução de 30% no atrito

lateral para os tubulões T4 e T5.

794,5

1818,1

755

1241

860

1157,46 1028,87

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000

Car

ga d

e R

up

tura

(kN

).

Métodos

Tubulões T4 e T5

Previsão de Capacidade deCarga (kN)

Prova de carga

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72

Verificou-se que ao se reduzir a capacidade de resistência lateral em 30%, os

resultados se aproximaram do valor médio da prova de carga, comprovando oque foi

apresentado pela literatura anteriormente.

6.1.4 Resultados para o tubulão T6:

A tabela 12 apresenta os dados de cálculo utilizados método Aoki-Velloso

(1975) para o tubulão T6. A metodologia de cálculo foi apresentada no capítulo

anterior deste trabalho.

Tabela 12 - Dados de Cálculo Método Aoki-Velloso (1975) para o tubulão T6.

Prof

(m) Nl α

K

(Mpa) U (m) ∆l (m) ∆Rl (kN)

0-1 22 3 0,33 2,199 1 79,8237

1-2 29 3 0,33 2,199 1 105,2222

2-2,5 50 3 0,33 2,199 0,5 90,70875

2,5-3 50 2,4 0,7 2,199 0,5 153,93

3-4 50 2,4 0,7 2,199 1 307,86

737,5446

𝑅 = 𝑃𝑃 + [𝑈. ∑(α. 𝐾. 𝑁𝑙 . ∆𝑙/𝐹2)] (24)

𝑅 = 38,48 + 737,54 𝑘𝑁

𝑅 = 773,02 𝑘𝑁

A seguir é apresentada a metodologia de cálculo para resistência à tração

pelo método Décourt-Quaresma (1975) para o tubulão T6.

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73

𝑅𝑙 = 10 [(𝑁𝑙

3) + 1 ] . 𝑆𝑙 (25)

𝑁𝑙 = 22 + 29 + 50 + 50

4= 37,75 (26)

𝑅𝑙 = 10 [(37,75

3) + 1 ] . 8,80 (27)

𝑅𝑙 = 1195,33 𝑘𝑁

𝑅′ = 𝑅𝑙 . 𝛽 (28)

𝑅′ = 1195,33 × 0,60 = 717,2 𝑘𝑁

𝑅 = 𝑃𝑃 + 𝑅′ (29)

𝑅 = 38,48 + 717,2 = 755,68 𝑘𝑁

Na figura 29, são apresentados os valores obtidos pelos métodos Teóricos

aplicados por Danziger e os dados obtidos por métodos semi-empíricos baseados

em correlações com SPT, em comparação com o valore obtido na prova de carga do

tubulão T6. Este valor foi de 455 kN, representado no gráfico pela linha vermelha.

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Figura 29 - Resultados das cargas de ruptura obtida por diferentes métodos para o

tubulão T6.

Mais uma vez verificou-se que o método de Grenoble é o que mais se

aproxima do valor medido na prova de carga, com uma diferença de 0,5%.

Neste gráfico são apresentados resultados para os métodos de Aoki-Velloso e

Décourt-Quaresma considerando o valor integral da resistência lateral, calculado em

fundações comprimidas, acrescido do peso próprio da fundação como esforços

capazes de resistir ao arrancamento.

Deste modo os resultados obtidos foram contra a segurança mais uma vez.

Na figura 30 abaixo é apresentada uma estimativa considerando uma redução de

30% no atrito lateral da fundação tracionada.

221

424,8 378

457

362

773,02 755,68

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

Car

ga d

e R

up

tura

(kN

);

Métodos

Tubulão T6

Previsão de Capacidade deCarga (kN)

Prova de carga

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75

Figura 30 - Resultados dos métodos semi-empíricos com redução de 30% no atrito

lateral para o tubulão T6.

Com a redução da resistência lateral em 30% para aplicação em fundações

sujeitas a esforços de tração, os resultados se aproximaram do valor obtido da prova

de carga, porém continuaram contra a segurança.

6.2 Conclusões da comparação

Conclui-se que para tubulões sem base alargada, o método teórico da

Universidade de Grenoble é o mais indicado para determinação da capacidade de

carga à tração.

Ao se considerar uma redução de 30 a 45% na resistência lateral de

fundações tracionadas em relação a fundações comprimidas chegamos a valores

bem próximos dos obtidos pelo método de Grenoble e dos resultados de prova de

carga.

Deste modo afirma-se que os métodos teóricos são os mais indicados para se

obter resultados referentes a fundações tracionadas, porém desde que usados

221

424,8 378

457

362

541,11 528,98

0

100

200

300

400

500

600

Car

ga d

e R

up

tura

(kN

).

Métodos

Tubulão T6

Previsão de Capacidade deCarga (kN)

Prova de carga

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corretamente, levando em conta os fatores de segurança e a redução da resistência

lateral em fundações comprimidas, os métodos semi-empíricos também são úteis na

tarefa de estimativa de capacidade de carga à tração em tubulões sem alargamento

da base.

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7 CONCLUSÃO

Este trabalho teve o objetivo de apresentar alguns dos aspectos geotécnicos

envolvidos na elaboração de projetos fundações para torres metálicas autoportantes

de telecomunicações. Estas estruturas tem um papel importante na transmissão

de sinais de celular, pois possibilitam a conexão de empresas e instituições em

todas as regiões do país e do mundo.

Dadas as características dos esforços solicitantes de tração, presentes nestas

estruturas, faz-se necessário o conhecimento dos métodos utilizados para estimar a

capacidade de carga à tração das fundações. Dentre os métodos apresentados, o

método desenvolvido da Universidade de Grenoble é visto como o mais moderno e

completo para a utilização em qualquer tipo de solo e tipo de fundação. Atualmente,

devido à grande confiabilidade alcançada através de numerosos estudos e ensaios,

pode-se dizer que esse é um dos métodos mais empregado para verificação de

capacidade de carga à tração embora o Método do Cone seja ainda utilizado devido

a sua simplicidade.

Conclui-se que estas solicitações de arrancamento são, na maioria das vezes,

preponderantes para o dimensionamento das fundações, de um modo que ao

dimensionar a estrutura que atenda aos esforços solicitantes, as cargas de tração

são o principal aspecto a ser observado. Geralmente as dimensões necessárias

para suportar os esforços de tração, são suficientes para resistir às demais cargas

na fundação.

Em relação às fundações rasas, as mais utilizadas para torres metálicas são

as sapatas e o radier. São estruturas indicadas para solos que possuem alta

resistência a baixa profundidade. Suas principais vantagens são a facilidade

construtiva e facilidade de implantação em locais de difícil acesso.

Já para as fundações profundas, os tipos mais utilizados são os tubulões e as

estacas escavadas. São utilizados em casos de solos onde as camadas menos

compressíveis, e com tensões admissíveis satisfatórias não estão próximas a

superfície do terreno. Muitas vezes a utilização de fundações profundas pode ser

mais economicamente viável, entretanto sua utilização está limitada a

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disponibilidade de equipamentos na região de implantação e acessibilidade de

equipamentos no site.

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