PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS DO …

UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA MARIA CENTRO DE TECNOLOGIA

DEPARTAMENTO DE TRANSPORTES CURSO DE ENGENHARIA CIVIL

Arthur Bopp Rubin

PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS DO TIPO HÉLICE

CONTÍNUA

Santa Maria, RS 2016

Arthur Bopp Rubin

PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS DO TIPO HÉLICE

CONTÍNUA

Trabalho de Conclusão de Curso apresentado ao curso de Engenharia Civil da Universidade Federal de Santa Maria (UFSM, RS), como requisito para obtenção do título de Engenheiro Civil.

Orientador: Prof. Dr. Magnos Baroni


Arthur Bopp Rubin

PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS DO TIPO HÉLICE CONTÍNUA

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 título de Engenheiro Civil.

Aprovado em 12 de dezembro de 2016:

____________________________________ Magnos Baroni, Dr. (UFSM)

(Presidente/Orientador)

___________________________________ José Mário Soares, Dr. (UFSM)

___________________________________ Talles Augusto Araújo, MSc. (UFSM)


AGRADECIMENTOS

A construção e elaboração deste trabalho só foram possíveis mediante o

auxílio e compreensão de muitas pessoas. Todos, de alguma forma, foram

importantes e contribuíram para o meu desenvolvimento como pessoa e deste

trabalho:

- a Deus, por ter me guiado pelo bom caminho até este momento;

- a minha família, pelo apoio incondicional, confiança, cuidado, carinho, pois

sem eles eu não haveria chegado até aqui;

- ao meu orientador, Professor Magnos Baroni, pelo incentivo, orientação e

disponibilidade durante todo o processo deste trabalho;

- aos Professores José Mário Doleys Soares e Talles Augusto Araújo, por

terem aceitado o convite para participar da banca examinadora;

- a empresa Funsolos, pela hospitabilidade em me receber para um período

de aprendizado e pela disponibilidade em ceder material para essa pesquisa;

- aos meus amigos e colegas, que inúmeras vezes me auxiliaram na

caminhada até aqui, fazendo que eu me tornasse uma pessoa e um profissional

melhor, meu muito obrigado.

RESUMO

PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS DO TIPO HÉLICE CONTÍNUA

AUTOR: Arthur Bopp Rubin

ORIENTADOR: Magnos Baroni

Este trabalho apresenta os resultados do estudo comparativo entre os métodos de cálculo semi empíricos e provas de carga estática de quatro estacas do tipo hélice contínua, projetadas e executadas na cidade de Campo Grande – MS. Os procedimentos adotados para a execução das estacas foram semelhantes, todos seguindo os padrões descritos na NBR 6122/2010. A estaca da OBRA 1 foi executada com cerca de 24 m de profundidade e com diâmetro de 60 cm. A 2ª estaca, da OBRA 2, foi realizada com 27 m e 80 cm de diâmetro. A estaca da OBRA 3 foi feita com 19 m e diâmetro de 40 cm e a estaca da OBRA 4 também foi executada com 40 cm de diâmetro e 22 m de profundidade. Assim, determinou-se a capacidade de carga de todas as estacas a partir dos métodos semi empíricos de Aoki-Velloso, Decourt-Quaresma, Vorcaro-Velloso e Antunes e Cabral, com base nos boletins de sondagem SPT fornecidos pela empresa executora dos ensaios. As provas de carga foram conduzidas até cargas que fossem o dobro da carga de trabalho, a fim de obter as curvas de carga x recalque de cada uma das estacas. Então, realizou-se a análise dos resultados, estabelecendo um comparativo dos valores obtidos das provas de carga com os valores calculados a partir dos métodos semi empíricos, com fatores de segurança aplicados. Assim, na OBRA 1 chegou-se a carga de trabalho de 1500 kN. Para a OBRA 2, resultou-se em uma carga admissível de 1873 kN. Já para a OBRA 3 e OBRA 4, apresentou-se cargas admissíveis de 500 e 750 kN, respectivamente. Logo, verifica-se que estes resultados estão muito próximos, ratificando o dimensionamento previamente realizado. Palavras-chave: Fundações; Estaca hélice contínua; Provas de carga estáticas; Métodos semi empíricos.

ABSTRACT

LOAD CAPACITY PREDICTION OF CONTINUOUS FLIGHT PILES

AUTHOR: Arthur Bopp Rubin ADVISOR: Magnos Baroni

This essay shows the results of a comparative study between semi empirical methods and static load tests of four continuous flight piles, projected and executed in Campo Grande – MS. The proceedings adopted for the piles execution are following the NBR 6122/2010. The SITE 1 pile was executed with 24 m of depth and 40 cm of diameter. The second pile, on SITE 2, was realized with 27 m of depth and 80 cm of diameter. The third pile, on SITE 3, was done with 19 m of depth and 40 cm of diameter and the pile of SITE 4 was executed with 40 cm of diameter also and 22 m of depth. Therefore, was defined the charge capacity of all piles with the semi empirical methods of Aoki-Velloso, Decourt-Quaresma, Vorcaro-Velloso and Antunes e Cabral, basis on SPT report cards made by the test executor company. The static load tests were lead until the charges reach the double of the work charge, looking for the curves of charge x repression in any of the piles. So, were done analysis, establishing the comparative between the values of the load tests and the values calculated by the semi empirical methods with security factors applied. Thus, the SITE 1 reached work charge of 1550 kN. The SITE 2 resulted in a admissible charge of 1873 kN. For the SITE 3 and SITE 4 showed work charges of 500 and 750 kN, respectively. Soon, was checked that the results are too close, confirming the calculus realized previously. Keywords: Foundations; Continuous flight piles; Static load tests; Semi empirical methods.

SUMÁRIO

1. INTRODUÇÃO ..................................................................................................... 8

1.1. JUSTIFICATIVA ................................................................................................ 8

1.2. OBJETIVO GERAL ........................................................................................... 9

1.3. OBJETIVOS ESPECÍFICOS ............................................................................. 9

1.4. ESTRUTURA DE TRABALHO .......................................................................... 9

2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA ................................................................................. 11

2.1. CAPACIDADE DE CARGA EM FUNDAÇÕES PROFUNDAS ........................ 11

2.2. MÉTODO DE AOKI-VELLOSO ....................................................................... 13

2.2.1. Contribuições de Laprovitera, Benegas e Monteiro ............................ 15

2.3. MÉTODO DE DÉCOURT-QUARESMA .......................................................... 18

2.4. MÉTODO DE VORCARO-VELLOSO ............................................................. 21

2.5. MÉTODO DE ANTUNES & CABRAL .............................................................. 22

2.6. ESTACA TIPO HÉLICE CONTÍNUA ............................................................... 23

2.6.1. Processo executivo ................................................................................ 24

2.6.2. Controle e monitoramento da execução ............................................... 27

2.6.3. Aspectos práticos da execução ............................................................ 28

2.6.4. Vantagens e desvantagens da estaca hélice contínua ........................ 29

2.7. PROVAS DE CARGA ESTÁTICAS ................................................................. 30

2.7.1. Experiência de provas de carga estáticas em estacas hélice contínua

............................................................................................................................ 32

2.7.2. Ensaio de carga incremental lenta ........................................................ 33

2.7.3. Montagem e instrumentação do ensaio ................................................ 35

2.8. SONDAGEM DE SIMPLES RECONHECIMENTO ......................................... 40

2.9. INTRODUÇÃO À GEOTECNIA ....................................................................... 43

2.9.1. Composição dos solos em relação aos parâmetros k e α .................. 43

3. MATERIAIS E MÉTODOS .................................................................................... 45

3.1. MATERIAIS ..................................................................................................... 45

3.1.1. Edificações avaliadas ............................................................................. 45

3.1.2. Geologia do local .................................................................................... 49

3.1.3. Investigações geotécnicas .................................................................... 51

3.1.4. Prova de carga estática .......................................................................... 62

3.2. CÁLCULO DA CAPACIDADE DE CARGA ..................................................... 68

4. RESULTADOS ...................................................................................................... 69

4.1. CÁLCULOS DA CAPACIDADE DE CARGA ................................................... 69

4.1.1. Resultados na obra 1 .............................................................................. 69

4.1.2. Resultados da obra 2 .............................................................................. 72



4.2. COMPARAÇÃO DOS RESULTADOS ............................................................ 75

4.2.1. Obra 1 ...................................................................................................... 75

4.2.2. Obra 2 ...................................................................................................... 78

4.2.3. Obra 3 ...................................................................................................... 81

4.2.4. Obra 4 ...................................................................................................... 84

5. CONCLUSÕES E CONSIDERAÇÕES FINAIS .................................................... 88

5.1. CONCLUSÕES ............................................................................................... 88

5.2. SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS................................................ 89

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ......................................................................... 90

8

1. INTRODUÇÃO

Quando se fala em fundações, automaticamente pensa-se na estrutura que

serve para transmitir as cargas das edificações ao solo. Nas últimas décadas, dentro

dessa área houve um avanço significativo em relação as tecnologias disponíveis no

mercado e destaca-se entre eles a estaca do tipo hélice contínua, a qual apresenta

uma enorme versatilidade e rapidez, já que possibilita a execução de várias estacas

ao longo do dia e independe de fatores como o tipo de solo e o nível de água no

terreno (VELLOSO, 2010).

Como colocam Cintra e Aoki (2010), através do SPT os valores reais de

capacidade de carga geralmente permanecem incógnitos. Ou seja, o grau de

empirismo ainda presente no dimensionamento de fundações no Brasil é tão grande

que os fatores de segurança empregados são um dos maiores adotados dentro do

campo da Engenharia Civil.

Para tanto, há algumas maneiras de reduzir as incertezas em relação ao

dimensionamento. Uma das formas de realizar isso é por meio da comparação a

partir de resultados de SPT com os métodos de cálculo e de provas de carga

estáticas. Então, a partir disso, avalia-se a compatibilidade entre a capacidade de

carga ensaiada na prova de carga com a capacidade de carga estimada pelo

projetista.

1.1. JUSTIFICATIVA

Justifica-se esse trabalho como forma de estudar o estaqueamento proposto

para as estacas teste, por meio de uma avaliação através dos métodos semi-

empíricos utilizados no Brasil. Realizar-se-á o estudo da capacidade de carga

mediante os SPT’s fornecidos pela empresa executora. Assim, verifica-se se o

estaqueamento realizado anteriormente está de acordo com as condições impostas

pelo terreno, além de atender as critérios de segurança impostos pelas normas

brasileiras.

9

1.2. OBJETIVO GERAL

Este trabalho tem como objetivo geral estudar os métodos de previsão de

carga de estacas do tipo hélice contínua a partir de ensaios de simples

reconhecimento (SPT) e provas de carga dinâmicas.

1.3. OBJETIVOS ESPECÍFICOS

Estudar os principais métodos de dimensionamento de

estacas no Brasil;

Pesquisar sobre o desenvolvimento das provas de carga

estática e entender como elas melhoram a qualidade do projeto de

fundações;

Compreender como o solo comporta-se mediante o

carregamento e como sua heterogeneidade afeta na proposição de um

método de cálculo efetivo;

Calcular a capacidade de carga de 4 estacas do tipo

hélice contínua e comparar os resultados obtidos com provas de carga

estáticas.

1.4. ESTRUTURA DE TRABALHO

O trabalho está estruturado da seguinte forma:

Capítulo 1: são apresentados a introdução, justificativa, objetivos geral e

específicos e a estrutura do trabalho.

Capítulo 2: trata da revisão bibliográfica, no qual serão abordados os

métodos de cálculo de carga axial com carregamento a compressão, o controle e

forma de produção de estacas tipo hélice contínua, os processos de formação do

solo analisado, as características do ensaio Standard Penetration Test (SPT), sua

execução e interpretação de resultados além dos aspectos sobre o ensaio de prova

de carga estática.

Capítulo 3: serão mencionados os materiais e métodos utilizados para a

análise e dimensionamento de capacidade de carga. Para isso, serão estudados os

10

SPT’s realizados em 4 empreendimentos e os resultados de 4 provas de carga

dinâmicas.

Capítulo 4: são analisados os resultados de capacidade de carga das estacas

obtidos através dos métodos de Aoki-Velloso, Decourt-Quaresma, Vorcaro-Velloso e

Antunes e Cabral. Os resultados obtidos são então comparados com os valores

oriundos das provas de carga estáticas.

Capítulo 5: é feita a conclusão da monografia e são feitas sugestões para

pesquisas futuras.

11

2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

2.1. CAPACIDADE DE CARGA EM FUNDAÇÕES PROFUNDAS

O termo fundação é usado para designar a parte de uma estrutura que

transmite ao terreno subjacente seu próprio peso, o peso da superestrutura e

qualquer outra força que atue sobre ela. A fundação é, portanto, o elemento de

ligação entre a superestrutura e o solo (TSCHEBOTARIOFF, 1978).

Segundo a norma NBR 6122/2010, fundação profunda é o elemento de

fundação que transmite a carga ao terreno ou pela base (resistência de ponta) ou

por sua superfície lateral (resistência de fuste) ou por uma combinação das duas.

Além disso, de acordo com tal norma, fundação profunda é o elemento que está

assentado em profundidade maior que o dobro da menor dimensão em planta e no

mínimo a 3,0 m.

Logo, para suportar tal carga, o elemento de fundação deve apresentar sua

respectiva capacidade de carga, a qual representa o sistema formado entre o

elemento estrutural e o elemento geotécnico. Segundo Cintra e Aoki (2010),

capacidade de carga trata-se do valor de força correspondente à máxima resistência

que o sistema pode oferecer ou do valor representativo da condição de ruptura do

sistema, em termos geotécnicos. Então, pelo entendimento físico deste problema,

constata-se que há duas formas de resistência: as tensões resistentes ao longo do

fuste (Ql) e as tensões resistentes na ponta da estaca (Qp) (ver Figura 1).

12

Figura 1 - Capacidade de carga em fundações profundas

Fonte: Velloso e Lopes (2010)

Para que uma fundação seja dimensionada corretamente, deve ter, segundo

Velloso e Lopes (2010), segurança em relação aos possíveis modos de colapso

(estado limite último) e deslocamentos em serviço aceitáveis (estado limite de

serviço). Para tanto, a capacidade de carga é calculada a partir de métodos

estáticos, os quais podem ser racionais ou semi-empíricos, sendo estes últimos os

mais usuais para dimensionamento de fundações no Brasil.

Em função das equações racionais (Terzaghi, Verendeel, Bénabenq, etc.)

serem aplicáveis somente para fundações rasas, desenvolveram-se formas de

relacionar estudos teóricos com resultados de provas de carga, ou seja, equações

que consideram o tipo de investigação geotécnica e o solo de cada região, gerando

assim, métodos semi-empíricos de previsão de capacidade de carga.

Milititsky, em 1986, defendia que a engenharia de fundações correntes no

Brasil poderia ser descrita como a geotecnia do SPT. Realmente, o SPT é

amplamente utilizado e em função disso, os principais métodos de capacidade de

carga baseiam-se nos resultados de sondagens a percussão. Neste trabalho, irá se

abordar os métodos mais usuais para o dimensionamento de estacas hélice

contínua, a qual é o objeto principal desta monografia.

13

Os métodos detalhados a seguir estão de acordo com a NBR 6122/2010 que

regula o projeto e execução de fundações no Brasil, observando que a mesma

afirma que tais métodos devem estar dentro dos seus domínios de validade de suas

aplicações e devem seguir as limitações regionais associadas a cada um dos

métodos.

2.2. MÉTODO DE AOKI-VELLOSO

O método de Aoki-Velloso (1975) foi inicialmente desenvolvido a partir da

correlação de resultados de provas de carga e de CPT. Porém, o método pode ser

utilizado tanto com dados do SPT como do ensaio CPT. A capacidade de carga

pode ser obtida através da relação entre a resistência de ponta e o atrito lateral da

estaca com resultados do CPT:

𝑄𝑢𝑙𝑡 = 𝐴𝑏 ⋅𝑞𝑐𝑜𝑛𝑒

𝐹1+ 𝑈 Σ

𝜏𝑐𝑜𝑛𝑒

𝐹2 Δ𝑙 (1)

Onde F1 e F2 são fatores de escala e execução.

Então, fazendo analogias entre o SPT e o ensaio de cone holandês (CPT

mecânico) temos que:

𝑞𝑐 = 𝜅. 𝑁 (2)

𝜏𝑐 = 𝛼. 𝑞𝑐 = 𝛼. 𝜅. 𝑁 (3)

Assim, é obtida a expressão para uso com resultados do SPT:

𝑄𝑢𝑙𝑡 = 𝐴.𝜅.𝑁

𝐹1+

𝑈

𝐹2 Σ 𝛼. 𝜅. 𝑁. Δ𝑙 (4)

Sendo:

Qult = capacidade de carga última da estaca, em kN;

A = área da seção transversal da ponta da estaca, em m²;

ĸ = fator de correção em função do tipo de solo, em kgf/cm²;

N = índice de resistência a penetração do amostrador no solo;

F1 e F2 = fatores de escala e execução;

14

U = perímetro da seção transversal do fuste, em metros;

α = fator de correção em função do tipo de solo, em porcentagem;

Δl = profundidade da camada, em metros;

A Tabela 1 mostra os valores dos fatores de correção ĸ e α, obtidos para

diferentes tipos de solo, e empregados na ponta e no fuste da estaca. Já a Tabela 2

apresenta fatores que, segundo Cintra e Aoki (2010), são função de aspectos que

levam em conta o efeito escala, ou seja, a diferença de comportamento entre a

estaca (protótipo) e o cone do CPT (modelo), e também a influência do método

executivo de cada tipo de estaca.

No entanto, na época não havia provas de carga instrumentadas, não haveria

como separar a capacidade de carga do fuste da capacidade de ponta, então se

adotou F2 = 2⋅F1.

Tabela 1 - Valores de k e α

Tipo de solo ĸ (kgf/cm²) α(%)

Areia 10 1,4

Areia siltosa 8 2

Areia siltoargilosa 7 2,4

Areia argilossiltosa 5 2,8

Areia argilosa 6 3

Silte arenoso 5,5 2,2

Silte arenoargiloso 4,5 2,8

Silte 4 3

Silte argiloarenoso 2,5 3

Silte argiloso 2,3 3,4

Argila arenosa 3,5 2,4

Argila arenossiltosa 3 2,8

Argila siltoarenosa 3,3 3

Argila siltosa 2,2 4

Argila 2 6

Fonte: Aoki e Velloso (1975).

15

Tabela 2 - Valores de F1 e F2

Tipo de estaca F1 F2

Franki 2,5 5

Metálica 1,75 3,5

Pré-moldada de concreto 1,75 3,5

Escavada 3 6

Fonte: Aoki e Velloso (1975); Velloso et al. (1978).

Em função da época que o método foi proposto, há mais de 40 anos atrás,

ainda não havia surgido no mercado alguns tipos de estacas, como a hélice

contínua, raiz e Ômega. Assim, vários autores pesquisaram e fizeram

aprimoramentos no método, sendo que os principais serão abordados em seguida.

2.2.1. Contribuições de Laprovitera, Benegas e Monteiro

Como o próprio Nelson Aoki constatou, o método era conservador demais

para alguns tipos de estaca, como as pré-moldadas de pequeno diâmetro. Logo,

faziam-se necessários ajustes ao método e duas dissertações de mestrado da

COPPE-UFRJ (Laprovitera, 1988; Benegas, 1993) propuseram mudanças nos

valores de ĸ e α, a partir dos modificados por Danziger (1982) e ajustados por

Laprovitera (1988), e na relação F2 = 2.F1, na qual tentou-se outras relações e sua

melhor aproximação, ver Tabelas 3 e 4.

16

Tabela 3 - Valores de ĸ e α

Tipo de solo k (kgf/cm²) α(%)

Areia 6 1,4

Areia siltosa 5,3 1,9

Areia siltoargilosa 5,3 2,4

Areia argilossiltosa 5,3 2,8

Areia argilosa 5,3 3

Silte arenoso 4,8 3

Silte arenoargiloso 3,8 3

Silte 4,8 3

Silte argiloarenoso 3,8 3

Silte argiloso 3 3,4

Argila arenosa 4,8 4


Argila siltoarenosa 3 5

Argila siltosa 2,5 5,5

Argila 2,5 6

Fonte: Laprovitera (1988).



Franki 2,5 3

Metálica 2,4 3,4

Pré-moldada de concreto 2 3,5

Escavada 4,5 4,5

Fonte: Laprovitera (1988); Benegas (1993).

Outro autor que contribuiu significativamente no aperfeiçoamento do método

foi Monteiro (1997), impondo algumas recomendações como:

O valor de N é limitado a 40;

Para o cálculo da resistência de ponta qp,ult deverão ser considerados valores

ao longo de espessuras iguais a 7 e 3,5 vezes o diâmetro da base, para cima e para

baixo da profundidade da base, respectivamente. Assim, os valores para cima

17

fornecem, na média, qps e os valores para baixo fornecem qpi. Logo, o valor a ser

adotado será:

𝑞𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 𝑞𝑝𝑠 + 𝑞𝑝𝑖

2 (5)

Assim, Monteiro (1997) fez ajustes nos valores de ĸ e α e realizou a análise

dos fatores de correção F1 e F2 para outros tipos de estacas, os quais estão nas

Tabelas 5 e 6, as quais futuramente servirão como base do dimensionamento das

estacas a partir do método de Aoki-Velloso.

Tabela 5 - Valores de ĸ e α

Tipo de solo k (kgf/cm²) α(%)

Areia 7,3 2,1

Areia siltosa 6,8 2,3

Areia siltoargilosa 6,3 2,4

Areia argilossiltosa 5,7 2,9

Areia argilosa 5,4 2,8

Silte arenoso 5 3

Silte arenoargiloso 4,5 3,2

Silte 4,8 3,2

Silte argiloarenoso 4 3,3

Silte argiloso 3,2 3,6

Argila arenosa 4,4 3,2


Argila siltoarenosa 3,3 4,1

Argila siltosa 2,6 4,5

Argila 2,5 5,5

Fonte: Monteiro (1997).

18



Franki de fuste apiloado 2,3 3

Franki de fuste vibrado 2,3 3,2

Metálica 1,75 3,5

Pré-moldada de concreto cravada a

percussão 2,5 3,5

Pré-moldada de concreto cravada por

prensagem 1,2 2,3

Escavada com lama bentonítica 3,5 4,5

Raiz 2,2 2,4

Strauss 4,2 3,9

Hélice contínua 3 3,8

Fonte: Monteiro (1997).

2.3. MÉTODO DE DÉCOURT-QUARESMA

Em 1978, durante o 6º Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e

Engenharia de Fundações os engenheiros Luciano Décourt e Arthur Quaresma

apresentaram outro método semi-empírico para cálculo de capacidade de carga,

porém este baseado na carga de ruptura exclusivamente para sondagens SPT.

Basicamente o método apresenta duas características principais. A primeira é

sobre a resistência de ponta, em que o NP corresponde à média entre os valores da

base da estaca, o imediatamente superior e o imediatamente inferior. Sua

capacidade de carga é representada pela seguinte equação:

𝑞𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 𝐶. 𝑁𝑃 (6)

Sendo o C o coeficiente que varia conforme o tipo de solo e retirado da

Tabela 7.

19

Tabela 7 - Valores de C

Tipo de solo C (tf/m²)

Argilas 12

Siltes argilosos (alteração de rocha) 20

Siltes arenosos (alteração de rochas) 25

Areias 40

Fonte: Décourt e Quaresma (1978).

A segunda característica principal é sobre a sua resistência por atrito lateral.

Para esse cálculo é feita a média dos valores de resistência à penetração do SPT ao

longo do fuste (NL), porém sem considerar os valores utilizados no cálculo da

resistência de ponta (ver Tabela 8). Além disso, não há nenhuma colocação sobre o

tipo de solo.

Tabela 8 - Valores de atrito médio

N (média ao longo do

fuste) Atrito lateral (tf/m²)

≤3 2

6 3

9 4

12 5

>15 6

Fonte: Décourt e Quaresma (1978).

No entanto, assim como o método de Aoki-Velloso, foi buscado um

aperfeiçoamento do método e os próprios autores sugeriram duas mudanças

significativas. Em 1982 foi feita a primeira alteração, essa no que tange a resistência

lateral. Décourt e Quaresma propuseram que tensão lateral fosse calculada por:

𝜏𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 𝑁𝑚é𝑑

3+ 1 (7)

20

Sendo Nméd a média dos valores de N ao longo do fuste e para a sua

determinação, os valores de N menores do que 3 devem ser considerados 3 e os

maiores que 50 devem ser considerados iguais a 50.

Outra alteração significativa foi à introdução dos fatores α e β para as

parcelas de resistência de ponta e lateral, respectivamente. Essa mudança,

realizada por Décourt em 1996, serve especificamente para alguns tipos de estacas

como hélice contínua, raiz, escavadas com lama bentonítica, escavadas em geral

(inclusive tubulões) e estacas injetadas sob altas pressões, ver Tabelas 9 e 10.

Tabela 9 - Valores do fator α

Tipo de solo

Tipo de estaca

Escavada

em geral

Escavada

(bentonítica)

Hélice

contínua Raiz

Injetada sob

altas

pressões

Argilas 0,85 0,85 0,3 0,85 1,0

Solos

intermediários 0,6 0,6 0,3 0,6 1,0

Areia 0,5 0,5 0,3 0,5 1,0

Fonte: Velloso e Lopes (2010); Teixeira (1996)

Tabela 10 - Valores do fator β

Tipo de solo

Tipo de estaca

Escavada

em geral

Escavada

(bentonítica)

Hélice

contínua Raiz

Injetada sob

altas

pressões

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

Solos

intermediários 0,65 0,75 1,0 1,5 3,0

Areia 0,5 0,6 1,0 1,5 3,0

Fonte: Velloso e Lopes (2010); Teixeira (1996)

Assim, pode-se definir a equação da capacidade de carga da estaca, a qual

será utilizada como base para o dimensionamento das estacas deste trabalho:

21

𝑄𝑢𝑙𝑡 = 𝛼. 𝐶. 𝑁𝑃. 𝐴𝑃 + 𝛽. 10 (𝑁𝐿

3+ 1) . 𝑈. 𝐿 (8)

Sendo:

Qult = capacidade de carga última da estaca, em kN;

U = perímetro da seção transversal do fuste;

α = fator de correção para a ponta em função do tipo de estaca;

C = coeficiente que depende do tipo de solo, em tf/m²;

Np = média da resistência a penetração do amostrador no solo na ponta;

Ap = área da seção transversal da ponta da estaca, em m²;

β = fator de correção para a lateral em função do tipo de estaca;

NL = índice de resistência a penetração do amostrador no solo ao longo do

fuste;

L = profundidade da camada, em metros;

2.4. MÉTODO DE VORCARO-VELLOSO

Trata-se de um método mais recente na engenharia de fundações brasileira,

do ano 2000, em que os autores adotaram a técnica da regressão linear múltipla

aplicando-a em um banco de dados de resultados de provas de carga estáticas

organizado por Alonso (2000). Nessa técnica, soluciona-se um sistema formado por

várias equações que simulam cada uma, o fenômeno descrito pela reação última

medida em uma estaca carregada a compressão, levando em consideração o solo

onde foi feita a execução, avaliado através dos resultados dos ensaios de SPT.

No entanto, excepcionalmente para o caso das estacas hélice contínua, a

equação para o cálculo da capacidade de carga não admite o tipo de solo como uma

variável a ser considerada no dimensionamento.

𝑄𝐸𝑆𝑇 = 𝑒1,96𝑙𝑛𝑋𝑃−0,34𝑙𝑛𝑋𝑃.𝑙𝑛𝑋𝐹+1,36𝑙𝑛𝑋𝐹 (9)

Sendo:

𝑋𝑃 = 𝐴. 𝑁𝑝 (10)

𝑋𝐹 = 𝑈 Σ 𝑁𝐿 (11)

Onde:

22

A = área da ponta da estaca, em m²;

U = perímetro do fuste da estaca, em m;

NP = índice de resistência a penetração do amostrador no solo na ponta da

estaca;

NL = índice de resistência a penetração do amostrador no solo ao longo do

fuste;

2.5. MÉTODO DE ANTUNES & CABRAL

Método desenvolvido em 1996 para avaliação da capacidade de carga em

estacas do tipo hélices contínuas, os autores partiram de resultados do ensaio SPT

e de informações obtidas em 9 provas de carga estáticas, realizadas em estacas de

35, 50 e 75 cm, em comparação com dois outros métodos que já estavam

consolidados na engenharia geotécnica brasileira: Aoki-Velloso e Décourt-

Quaresma.

Assim, os autores propuseram o cálculo da capacidade de carga através das

equações:

Resistência por atrito lateral

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 𝑈 Σ (𝑁. 𝛽′1

). Δ𝑙 (12)

Onde:

Ql,ult = capacidade de carga lateral última da estaca, em kN;

U = perímetro do fuste da estaca em m;

N = índice de penetração do ensaio SPT;

β’1 = coeficiente de atrito lateral que depende do tipo de solo, em

porcentagem;

Resistência de ponta

𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 𝐴𝑏 . 𝛽′2. 𝑁𝑝 ; 𝛽′2. 𝑁𝑝 ≤ 40 𝑘𝑔𝑓/𝑚² (13)

Onde:

Qp,ult = capacidade de carga de ponta última da estaca, em kN;

Ab = área da base da estaca, em m²;

Np = índice de resistência à penetração do ensaio SPT;

23

β’2 = coeficiente da resistência de ponta que depende do tipo de solo

(kgf/cm²).

Cabe ressaltar o limite imposto pelos autores, que o produto do coeficiente de

resistência de ponta (β’2) pelo Nspt da ponta não pode ser superior a 40 kgf/m², ou

seja, se caso esse valor seja ultrapassado, adota-se 40 kgf/m².

Tabela 11 - Fatores β’1 e β’2

Solo β’1 (%) β’2

Areia 4 - 5 2 - 2,5

Silte 2,5 - 3,5 1 - 2

Argila 2 - 3,5 1 - 1,5

Fonte: Antunes & Cabral (1996)

2.6. ESTACA TIPO HÉLICE CONTÍNUA

De acordo com a NBR 6122, a estaca hélice contínua é uma estaca de

concreto, moldada in loco, executada mediante a introdução no terreno, por rotação,

de um trado helicoidal contínuo. Segundo Velloso e Lopes (2010), suas duas

principais vantagens, o baixo nível de vibração e a elevada produtividade, a

tornaram atrativa e de grande aceitação no mercado.

Originadas nos Estados Unidos entre as décadas de 50 e 60, as estacas

hélice contínua chegaram no Brasil na década de 70, sendo desenvolvida com

equipamentos montados sob guindaste de esteira, com torque de 35 kNm e

diâmetro da hélice de 275, 350 e 425 mm, que permitiam executar estacas de até 15

m de profundidade (TAVARES, 2009, apud ANTUNES & TAROZZO, 1996). A partir

disso, muitos foram os investimentos de empresas executoras de hélice contínua e,

atualmente, já é possível executá-las até 32 m de profundidade, com diâmetros até

1200 mm e com torque disponível de até 390 kNm (TAVARES, 2009, apud

ALBUQUERQUE, 2001).

24

2.6.1. Processo executivo

Conforme o que a NBR 6122 preconiza, a metodologia de execução da

estaca divide-se em três etapas: perfuração, concretagem simultânea a extração da

hélice e colocação da armadura, ver Figura 2.

Figura 2 - Execução de estaca hélice contínua

Fonte: Mantuano (2013)

Perfuração

A perfuração, primeira etapa do processo, trata-se da inserção da hélice no

solo, através da rotação da mesma a partir de motores hidráulicos acoplados na sua

extremidade superior, com um torque suficiente para que a hélice vença a

resistência ao cisalhamento imposta pelo solo até que atinja a profundidade

considerada no projeto. Deve-se ressaltar que durante a perfuração a hélice não é

retirada do furo, pois caso contrário, poderá haver o fechamento do mesmo.

Na ponta da hélice há uma tampa metálica recuperável, a qual impede a

entrada de solo ou água na haste durante a perfuração e que na fase de

concretagem é liberada para haver o fluxo de concreto. Deve-se haver o cuidado

com a introdução da hélice, como defende Tavares (2009 apud PENNA ET. AL.,

25

1999) já que é importante minimizar o eventual desconfinamento provocado pela

remoção (transporte) excessiva do solo durante a penetração, como visto na Figura

3.

Figura 3 - Perfuração de uma estaca hélice contínua

Fonte: www.kubos.com.br/teste/basestrauss/helice.html (acesso em 15/10/2016)

Concretagem

Finalizada a perfuração, inicia-se a segunda etapa da execução, a

concretagem. Segundo Tavares (2009), essa fase é iniciada quando se atinge a

profundidade de projeto e o concreto é injetado pela haste central do trado, com a

retirada simultânea da hélice contínua com o material escavado e sem rotação, ou

girando lentamente no sentido da perfuração. Para este concreto injetado, a NBR

6122 especifica que deve apresentar resistência característica Fck de 20 Mpa aos

28 dias, ser bombeável e composto de cimento, areia e pedrisco, com consumo

mínimo de cimento de 400 kg/m³, sendo permitido o uso de aditivos.

Durante a concretagem, conforme a NBR 6122, a velocidade de extração da

hélice do terreno deve ser tal que a pressão no concreto introduzido no furo seja

mantida positiva. Aprofundando, Tavares (2009 apud NETO, 2002) coloca que o

concreto é injetado sob pressão positiva da ordem de 50 a 100 kPa, já que essa

pressão visa garantir a integridade e a continuidade do fuste da estaca. Outro ponto

que a se destacar é que, de acordo com Mantuano (2013), deve-se garantir que a

ponta do trado atinja um solo que permita a formação da ‘’bucha’’, para que o

http://www.kubos.com.br/teste/basestrauss/helice.html

26

concreto injetado se mantenha abaixo da ponta da estaca, evitando o retorno pela

interface solo-trado.

Durante a extração da hélice, o solo que fica retido na lâmina vai sendo

retirado manualmente pelos colaboradores ou com o auxílio de um limpador

mecânico e em seguida é carregado para fora da obra através de equipamentos de

pequeno porte, como pás-carregadeiras (ver Figura 4). Normalmente, a

concretagem é feita até a cota da superfície de trabalho, podendo haver seu

arrasamento em cota abaixo da superfície. Assim, deve-se atentar a colocação da

armadura e a estabilidade do furo no trecho não concretado, evitando que o

concreto seja contaminado pelo solo.

Figura 4 - Extração do trado e concretagem da estaca

Fonte: www.tecgeo.com.br/servicos/estacas-helice-continua-monitoradas-30 (acesso em 15/10/2016)

Inserção da armadura

Na execução das estacas hélice, a única possibilidade de colocação da

armadura é após a concretagem, o que limita o comprimento da mesma. Esse

serviço é feito pelos próprios colaboradores ou com auxílio de equipamentos como

pá-carregadeira ou vibradores, conforme Figura 5.

De acordo com a NBR 6122, as estacas submetidas somente a esforços de

compressão levam uma armadura, em geral, com 4m de comprimento (abaixo da

cota de arrasamento). Já, para estacas submetidas a tração, é comum armaduras

de maior comprimento, de 12 à 18m, sendo executadas com concretos especiais.

http://www.tecgeo.com.br/servicos/estacas-helice-continua-monitoradas-30

27

Deve-se ressaltar que na extremidade inferior, a armadura tem as barras

ligeiramente curvadas para facilitar a introdução no concreto.

Figura 5 - Inserção da armadura na estaca hélice contínua

Fonte: www.linkedin.com/pulse/procedimento-executivo-em-estaca-h%C3%A9lice-cont%C3%ADnua-hcm-valter-fernandes (acesso em 15/10/2016)

2.6.2. Controle e monitoramento da execução

Houve grandes avanços no processo de estaqueamento por hélice contínua

desde o seu surgimento no mercado brasileiro. Dentre essas evoluções, destaca-se

a tecnologia de monitoramento eletrônico de todas as fases de execução da estaca,

a partir de sensores instalados na perfuratriz. De acordo com o que consta na NBR

6122, o controle executivo deve registrar o nivelamento do equipamento e prumo do

trado, pressão no torque, velocidade de avanço e rotação do trado, cota de ponta do

trado, entre outras coisas.

Nessa área, alguns equipamentos são referência, como o sistema

S.I.M.E.H.C, da empresa Compugeo (Figura 6), o qual fornece em tempo real seis

parâmetros gráficos e onze numéricos, além de transferir os dados por acesso

http://www.linkedin.com/pulse/procedimento-executivo-em-estaca-h%C3%A9lice-cont%C3%ADnua-hcm-valter-fernandes

http://www.linkedin.com/pulse/procedimento-executivo-em-estaca-h%C3%A9lice-cont%C3%ADnua-hcm-valter-fernandes

28

remoto, via estação GSM ou por Pen-Drive. Além disso, essas novas tecnologias

oferecem maior confiabilidade para propiciar economia na manutenção e maior

durabilidade para o equipamento.

Figura 6 - Detalhe computador on board com gráficos em tempo real

Fonte: www.compugeo.com.br/Galeria.aspx?cp=1&cc=10&viewDescr=s&idioma=1 (acesso em 16/10/2016)

2.6.3. Aspectos práticos da execução

Basicamente, deve-se ter cuidado em relação a três fatores de execução da

estaca: o processo executivo, os equipamentos e o terreno.

Sobre o processo executivo, deve-se ter cuidado com a limpeza diária no final

da execução das estacas, realizada com a circulação de água no trado e haste

central, evitando o encrustamento do concreto. Além disso, deve-se atentar à

pressão negativa durante a concretagem, principalmente junto à cota de

arrasamento, na qual a injeção de concreto pode extravasar, alargando o fuste da

estaca.

Em relação aos equipamentos, deve-se cuidar, principalmente, a manutenção

preventiva do equipamento, a fim de garantir peças de reposição como cabos e

trados, que gastam ou quebram frequentemente, assim como sensores e bombas de

concreto, que necessitam de calibração periódica, evitando sobreconsumo de

concreto e relatórios distorcidos sobre a execução de estacas.

http://www.compugeo.com.br/Galeria.aspx?cp=1&cc=10&viewDescr=s&idioma=1

29

Além disso, devem-se ressaltar alguns pontos sobre a execução em relação

ao terreno. Como no caso da perfuração em solos muito resistentes, em que às

vezes é necessário ‘’aliviar’’ a perfuração, ou seja, girar o trado para quebrar o atrito

e possibilitar o avanço. Outra situação que se exige cautela é em relação a camadas

de argila mole confinada, a qual, segundo Magalhães (2005 apud PENNA ET. AL.,

1999) deve-se controlar durante a concretagem a subida do trado, para garantir a

integridade da estaca na camada mole, garantindo um sobre consumo de concreto

satisfatório.

2.6.4. Vantagens e desvantagens da estaca hélice contínua

Como já fora citado, nos últimos anos a hélice continua entrou forte no

mercado brasileiro e cada vez ganha mais adeptos em função de suas inúmeras

vantagens, além das já mencionadas: elevada produtividade e baixo nível de

vibração (VELLOSO E LOPES, 2010).

- Alta produtividade em função do torque disponível pela máquina e sua

rápida locomoção no canteiro das obras;

- Baixo nível de ruído, pois, diferentemente das estacas pré-moldadas, não

causa vibração na vizinhança devido à forma que ela é inserida no solo;

- Boa abrangência de solos que podem trabalhar com essa estaca, exceto

solos com presença de matacões e rochas;

- Execução monitorada eletronicamente e relatórios gerados a cada estaca

perfurada;

- Perfuração e cota de ponta da estaca independem do nível de água no solo,

já que o concreto é injetado sobre pressões positivas, garantindo assim uma melhor

aderência solo-estrutura e também uma maior resistência lateral do elemento.

Porém, semelhante aos outros tipos de fundação, na hélice contínua também

existe desvantagens, como:

- Agilidade em relação ao concreto, já que devido à alta produtividade da

máquina, deve-se haver sempre um caminhão-betoneira disponível para a

concretagem;

- Limitação da armação e do comprimento da estaca segundo o alcance do

equipamento;

30

- O canteiro de obras deve ser plano e de fácil movimentação, já que o

equipamento é robusto e com um centro de gravidade elevado, aumentando a

possibilidade de tombamento;

- Elevado custo de mobilização, ou seja, deve haver um número razoável de

estacas que justifique o transporte dos equipamentos evitando assim um custo

benefício elevado.

2.7. PROVAS DE CARGA ESTÁTICAS

Como coloca Magalhães (2005), as provas de carga são o melhor instrumento

para verificar o real comportamento das fundações profundas no que se refere a

capacidade de transferência de carga ao solo. Além do mais, Velloso e Lopes (2010)

defende que as provas de carga estáticas também possuem outro objetivo, definir a

carga de serviço em casos em que não se consegue fazer uma previsão do

comportamento.

No Brasil, as provas de carga estão normatizadas de acordo com a NBR

12131 (2006), para provas de carga estáticas e NBR 15307 (2006), para ensaios de

carga dinâmicas.

Em geral, a prova de carga estática é o melhor método para representar a

forma de carregamento para o qual a fundação será solicitada, em função do

incremento de carga com o tempo. No entanto, é um ensaio que exige um grande

sistema de reação, o que onera a sua execução, tornando-se muitas vezes inviável

economicamente para pequenas obras. De acordo com a NBR 6122, é obrigatório

que obras com mais de 100 estacas tenham, no mínimo, um número de provas de

carga igual a no mínimo 1% da quantidade total de estacas, sendo que ensaios de

carregamento dinâmico não substituem as provas estáticas.

Na avaliação da capacidade de carga do estaqueamento concluído, na qual

os valores teóricos atingidos em projeto não necessariamente irão coincidir com os

valores reais in loco, Cintra e Aoki (2010) coloca que se deve atentar a alguns

quesitos:

1 – As imperfeições dos métodos de cálculo de capacidade de carga,

implicando resultados aproximados, nunca exatos.

2 – A variabilidade das características de resistência e compressibilidade do

maciço de solo em toda a área abrangida pelo estaqueamento.

31

Ou seja, devido a estes fatores, pode-se afirmar que os valores reais de

capacidade de carga do estaqueamento poderiam ser representados numa curva de

distribuição estatística normal, em que a capacidade de carga média é a função

densidade de probabilidade Qméd. Da mesma forma, a variável S representa a

solicitação atuante em cada estaca. Assim, temos que o fator de segurança global

(FS) é definido pela relação entre os valores da capacidade de carga (resistência) e

solicitação.

𝐹𝑆 = 𝑄𝑚é𝑑

𝑆𝑚é𝑑 (14)

Sendo que a região de sobreposição entre os gráficos na Figura 7 caracteriza

a densidade de probabilidade de ruína (pf), ou seja, trata-se da região onde a curva

da resistência média (Qméd) apresenta valores inferiores aos valores da curva da

solicitação média (Sméd). Nesse caso, há uma probabilidade alta da estrutura sofrer

um colapso, levando a sua ruína.

Figura 7 - Distribuição normal de valores de resistência e solicitação

Fonte: Cintra e Aoki (2010)

Assim, em razão da inexistência de ferramentas para instrumentação e

monitoramento para avaliar a capacidade de carga durante a execução de cada

estaca de uma fundação ou, pelo menos, de um número estatisticamente

representativo de estacas, é que se torna necessária a realização de provas de

carga estática. Como defende Cintra e Aoki (2010), ignorar os valores reais de

32

capacidade de carga traz uma consequência grave: o desconhecimento do fator de

segurança real da fundação.

2.7.1. Experiência de provas de carga estáticas em estacas hélice

contínua

Com o objetivo de diminuir as incertezas técnicas em relação aos parâmetros

utilizados no projeto de fundações, há, no Brasil, um crescente interesse de

pesquisadores, projetistas e empresas em realizar ensaios de prova de carga

estática, desejando obter o melhor ajuste entre capacidade de carga e esforços

solicitados. Então, alguns autores desenvolveram correlações com base nas provas

de carga, entre ensaios de campo realizados (SPT, SPT-T e CPT) e os métodos

semi-empíricos desenvolvidos para este tipo de estaca. Esses dados podem ser

verificados na Tabela 12.

Tabela 12 - Provas de carga com carregamento vertical à compressão em estacas hélice continua realizadas no Brasil

Autor (ano)

Nº de

provas

de

carga

Tipo de

solo

Faixa D

(m) Faixa L (m)

Tipo de

carrega-

mento

Investi-

gação

dispo-

nível

Alonso (1996) 5 variado 0,35-0,70 8,59-16,00 L' e R SPT-T

Antunes &

Cabral (1996) 9 variado 0,35-0,70 8,59-23,80 L' e R SPT

Souza &

Couso Jr

(1997)

8 variado 0,60-0,70 11,46-23,80 L' e R SPT e

SPT-T

Alonso (1997) 5 variado 0,35-0,60 11,46-19,00 L' e R SPT-T

Alonso

(2000a) 99 variado 0,40-0,60 12,00-16,00 L'; R; M

SPT e

SPT-T

Branco et al.

(2000) 3 variado 0,40-0,50 12,00-21,00 M SPT-T

Kormann et al. 2 argila 0,35 6,00-7,00 - SPT e

33

(2000) CPT

Foti (2001) 1 silte 0,35 7,50 - SPT

Almeida Neto

(2002) 3 variado 0,40 10,80-17,50 L'

SPT e

SPT-T

Alonso (2002) 49 variado 0,40-0,60 12,00-16,00 L'; R; M SPT e

SPT-T

Guimarães et

al. (2002) 1 silte 0,35 8,60 L' SPT-T

Sales et al.

(2002) 1 argila 0,30 16,50 L' SPT

Silva et al.

(2002) 1 argiloso 0,40 18,50 L'

SPT e

CPT

Alonso (2004) 54 variado 0,40-0,60 14,00-20,00 L' e M SPT e

SPT-T

Anjos (2005) 1 variado 0,30 8,00 L'

SPT,

CPT e

DMT

Fonte: Adaptado de Magalhães (2005).

Dentre as informações apresentadas na tabela acima, destacam-se as

pesquisas de Alonso (2000a, 2002 e 2004) em função da quantidade de provas de

carga analisadas (202), fornecendo uma boa sustentação teórica. Além disso, nota-

se que os métodos de Alonso (1996) e Antunes & Cabral (1996), dois dos quais

serão base para o dimensionamento das estacas, foram baseados em apenas 5 e 9

provas de carga, respectivamente.

2.7.2. Ensaio de carga incremental lenta

Para a realização do ensaio de prova de carga estática, há de se decidir qual

forma de aplicação de carga será realizada: carga incremental lenta ou rápida ou

carga cíclica. Conforme Velloso e Lopes (2010) defendem, o ensaio de carga

incremental lenta é o que melhor aproxima-se do carregamento que a estaca terá

sob a estrutura futura nos casos mais correntes, como edifícios, silos, tanques etc.

Além disso, as provas de carga que serão fonte de estudo deste trabalho foram

34

executadas desta forma, assim, nessa revisão bibliográfica será abordado somente

o procedimento de carga incremental lenta.

No ensaio de carga mantida lenta, segundo a NBR 6122, a carga máxima

pretendida no ensaio é definida como sendo duas vezes a carga admissível prevista

no projeto de fundações, no caso de ensaios realizados no início da obra. Durante a

aplicação das cargas, iniciam-se os recalques, gerando um alívio de carga, o que

exige um incremento sistemático. Então é programado estágios de carga com

aumentos sucessivos e iguais a 20% da carga admissível em projeto. Para que o

recalque possa ser considerado estabilizado, a NBR 12131 afirma que o incremento

de recalque lido entre dois tempos sucessivos, com leituras em tempos dobrados (1,

2, 4, 8, 15, 30 min etc.), não ultrapasse 5% do recalque medido naquele estágio de

carga. Assim é feito sucessivamente até atingir o último estágio de carregamento e,

então, deve-se realizar a última estabilização de recalque para, em seguida,

proceder ao descarregamento em quatro estágios, com recalques estabilizados e

duração mínima de 15 minutos (CINTRA E AOKI, 2010).

Ao longo dos estágios de carga, a estaca sofre deformações que são

resultantes principalmente do creep (deformações viscosas) e não do adensamento

(VELLOSO E LOPES, 2010, apud LOPES, 1979, 1985), gerando menores

deformações e maior resistência ao ser cisalhado mais rapidamente graças à

viscosidade do solo. Logo, quanto menor for a velocidade de carregamento e mais

prolongado for o estágio de carga, maiores serão os recalques e menores as

capacidades de carga. De acordo com Sales (1998), o creep trata-se de um

recalque secundário que ocorre por um longo período de anos, depois de ocorrida

toda a dissipação do excesso de poro-pressão no solo e, é causado pela resistência

de contato entre as partículas do solo submetidas a tensões efetivas constantes.

Outros autores definem que o creep ocorre quando o excesso de poropressão já foi

substancialmente dissipado, porém ainda deve existir um pequeno excesso de

poropressão durante o adensamento secundário que faz com que a água percole

pelo solo (CHAGAS, 2014, apud LAMBE E WHITMAN, 1978).

Finalmente, como resultado do ensaio de prova de carga estática, obtem-se a

curva carga (P) x recalque (ρ), sendo P a carga aplicada no topo da estaca e ρ é o

recalque do topo da estaca. Essa curva passa pelos pontos referentes ao final de

cada estágio (recalques estabilizados) e os degraus representam a trajetória de

35

carga entre os estágios de carregamento. Na Figura 8, pode-se visualizar este

gráfico com a representação dos estágios.

Figura 8 - Curva carga x recalque com representação dos estágios de carga

Fonte: Cintra e Aoki (2010).

2.7.3. Montagem e instrumentação do ensaio

Nesse subitem, todas as referências baseiam-se na NBR 12131/2006 –

Estacas – Prova de carga estática – Método de ensaio.

A aplicação do ensaio consiste no que foi explicado no subitem anterior, ou

seja, aplicam-se cargas no topo da estaca em incrementos sucessivos e iguais, até

que seja atingida a ruptura ou carga máxima programada e então é realizado o

descarregamento. O caso de atingir a ruptura seria alcançar a máxima resistência

mobilizável (de atrito e de ponta), com recalques incessantes.

Para o início do ensaio, posiciona-se o macaco hidráulico em um sistema de

ação e reação, o qual é construído em torno da estaca a ser ensaiada, e,

dimensionado para atender a carga máxima pretendida pelo ensaio. Há três tipos

para esse sistema: cargueira, estacas de reação e tirantes.

No sistema de cargueira, uma plataforma com peso, normalmente com

material de obra (areia, água, ferro, etc.) é utilizado como peso morto. Trata-se de

36

um sistema de reação pioneiro e, nos dias atuais, está praticamente em desuso (ver

Figura 9).

Figura 9 - Prova de carga com sistema de cargueira

Fonte: Velloso e Lopes (2010).

Já o 2º sistema, de estacas de reação, as quais são sempre armadas à

tração, elas são dispostas ao redor da estaca de ensaio e as cargas são transferidas

através de uma viga metálica, formando assim o sistema de reação, conforme Figura

10. Nas provas de carga analisadas neste trabalho, todas são executadas através

desse sistema.

37

Figura 10 - Prova de carga com sistema de estacas de reação


Por fim, há o sistema de estacas de reação por tirantes, o qual se assemelha

ao anterior. Porém, os tirantes são dispostos inclinados, presos em uma carapaça e

ancorados no maciço de solo ou rocha. Esse sistema permite a realização de

ensaios com cargas mais elevadas (superiores a 500 toneladas), principalmente se

for realizada a ancoragem em rocha, ver Figura 11.

38

Figura 11 - Prova de carga com sistema de reação por tirantes


Outro fator que a NBR 12131 coloca é em relação a distancia mínima de três

vezes o diâmetro da estaca de ensaio entre a estaca de ensaio e cada estaca de

reação. Essa distancia é medida de eixo a eixo e não deve ser inferior a 1,5 m.

Segue-se a mesma prescrição em relação aos bulbos dos tirantes e os apoios das

cargueiras. Para que o ensaio seja realizado com êxito, o sistema de reação e os

dispositivos de aplicação de carga e medida devem ser abrigados por uma espécie

de tenda, para que sejam protegidos de vento, chuva e sol, a fim de reduzir os

efeitos da variação de temperatura.

Sobre os dispositivos de avaliação do ensaio, a NBR 12131 exige, além de

defletômetros com leituras de centésimos de milímetros nas medidas de recalque,

células de carga e manômetros para leituras de carga. O manômetro, que se trata

de um aparelho devidamente aferido e instalado no sistema de alimentação do

macaco hidráulico, faz o monitoramento da carga aplicada em cada estágio assim

como a célula de carga, a qual confere maior exatidão aos valores medidos. Sobre a

célula de carga, a mesma é instrumentada via strain gages, extensômetros elétricos

39

de resistência, o qual apresenta um equipamento indicador de deformações,

realizando a correspondência entre as leituras de deformação e os valores de carga

aplicada, conforme Figura 12.

Figura 12 - Sistema de medição para prova de carga de compressão


A aplicação da carga se dá através do acionamento da bomba que faz o

êmbolo do macaco hidráulico se movimentar. Então, a viga de reação responde com

uma carga de mesma intensidade e sentido contrário, comprimindo a estaca e

provocando o recalque no seu topo. Logo, como se sabe, há o deslocamento da

estaca gerando um alívio de carga, o que exige reposição para atender ao princípio

de carga mantida durante o estágio. Para cada estágio, são realizadas leituras de

deslocamento por meio dos defletômetros instalados junto à estaca. O recalque da

estaca para aquele tempo de estágio é indicado através da média aritmética das

leituras. Segundo Cintra (2010), a leitura direta no visor dos defletômetros pode ser

substituída por um sistema de aquisição automática de dados LVDTs (linear variable

differential transformers), que fazem a medição do deslocamento linear.

40

2.8. SONDAGEM DE SIMPLES RECONHECIMENTO

Em cada projeto de fundações, deve-se estudar o subsolo em que será

executada a obra, ou seja, deve-se realizar uma investigação geotécnica a fim de

verificar as condições geotécnicas do terreno apresentadas. Já que, diferentemente

de outros materiais da construção civil, como concreto e aço, o solo é um material

natural e, portanto, muito variável quanto à composição, consistência ou

compacidade e comportamento sob carga.

Para realizar a investigação geotécnica, os engenheiros de fundação

brasileiros comumente adotam o SPT (standard penetration test ou sondagem a

percussão) como investigação base para projeto de fundações, conforme Figura 13.

A NBR 6484/2001 regulamenta a investigação e o método de ensaio. Neste

trabalho, a apresentação do SPT se realizará de forma mais simples, a fim de haver

a melhor compreensão do uso do mesmo para a engenharia de fundações no Brasil.

Figura 13 - Execução do ensaio SPT

Fonte: http://www.h3d.com.br/sondagem-metodo-spt (acesso em 24/10/2016)

O ensaio parte de perfurações verticais que são conhecidas como furos de

sondagem. Esses furos são iniciados através de um trado helicoidal, na operação de

tradagem a seco, que possibilita a observação das condições do solo através de um

exame tátil-visual. Conforme a perfuração a trado avança, é possível notar o

aumento da umidade do solo, o qual serve de indício para a possível profundidade

http://www.h3d.com.br/sondagem-metodo-spt

41

do nível d’água (NA), a qual só será confirmada no dia seguinte. O nível d’água é

fundamental no projeto de fundações já que alguns tipos de fundações são

inexequíveis abaixo do NA, o que não é o caso da estaca hélice contínua, fonte de

estudo desse trabalho.

A tradagem a seco limita-se aos primeiros metros do furo e então, passa-se

para o segundo estágio do ensaio, que é a perfuração do solo por meio de

circulação de água. Nessa fase, a sondagem por circulação d’água é feita por um

conjunto de hastes rosqueadas introduzido por dentro do revestimento, que conta

com o trépano, peça cortante em sua ponta inferior, cuja função é desagregar o solo.

A água é bombeada por dentro da haste e retornada à superfície pelo espaço entre

a haste e o revestimento.

Simultaneamente à perfuração, é realizado o ensaio penetrométrico, ou seja,

é cravado um amostrador normalizado (originalmente chamado de Raymond-

Terzaghi, ver Figura 14) por meio de golpes de um peso de 65 kgf caindo de 75 cm

de altura. Anota-se o número de golpes necessários para cravar os 45 cm do

amostrador em 3 conjuntos de golpes para cada 15 cm. O resultado do SPT é a

soma do número de golpes necessário para cravar os 30 cm finais e serve como

uma medida indireta da resistência do solo.

42

Figura 14 - Amostrador padrão NBR 6484

Fonte: www.engenharianota10.com.br/solos-e-fundacoes/sondagem/sondagem-a-percussao/ (acesso em 27/10/2016)

Por meio desse amostrador, é possível coletar amostras deformadas de

diferentes profundidades, as quais serão encaminhadas a laboratórios para ensaios

de caracterização, nos quais serão identificados: o tipo do solo, a análise

granulométrica, a massa específica dos grãos etc.

De acordo com a NBR 6484, são estabelecidos alguns critérios para a

paralisação da sondagem:

- quando, em 3 m sucessivos, se obtiver 30 golpes para penetração dos 15

cm iniciais do amostrador padrão;


cm iniciais do amostrador padrão;


cm do amostrador padrão;

- quando não se observar avanço do amostrador padrão durante a aplicação

de 5 golpes sucessivos do martelo;

http://www.engenharianota10.com.br/solos-e-fundacoes/sondagem/sondagem-a-percussao/

http://www.engenharianota10.com.br/solos-e-fundacoes/sondagem/sondagem-a-percussao/

43

- quando forem obtidos avanços inferiores a 50 mm em cada período de 10

minutos.

2.9. INTRODUÇÃO À GEOTECNIA

Pinto (2006) argumenta que a engenharia geotécnica é uma arte que se

aprimora pela experiência, pela observação e análise do comportamento das obras.

Esse constante aperfeiçoamento da geotecnia deve-se muito as incógnitas que o

solo, e seu comportamento, apresentam. Como Maciel Filho (2007) coloca, o solo é

homogeneamente heterogêneo em razão das peculiaridades que o material mostra

em cada local, podendo haver grandes variações de composição em poucos metros

de distância.

2.9.1. Composição dos solos em relação aos parâmetros k e α

Os solos se originam da decomposição das rochas presentes na crosta

terrestre. Essa decomposição pode se dar de várias maneiras: variações de

temperatura, oxidação, carbonatação, lixiviação etc. O conjunto desses fatores, o

qual se chama de intemperismo, leva à formação dos solos que, consequentemente,

são misturas de partículas pequenas que se diferenciam pelo tamanho e

composição química. A presença de determinadas partículas num solo depende da

composição química da rocha que lhe deu origem (rocha-mãe).

Neste trabalho, será abordado especificamente aos solos argila, silte e areia,

já que, nas sondagens realizadas, foram esses os tipos de solo prospectados in situ.

Nas Tabelas 13 e 14, pode-se visualizar uma rápida descrição sobre cada tipo de

partícula e sua correlação com o índice de resistência a penetração Nspt, de acordo

com a NBR 6484/2001.

44

Tabela 13 - Características de cada tipo de partícula

Material Tamanho das partículas Composição mineralógica

Areia de 4,8 mm a 0,05 mm Quartzos, feldspatos, magnetita,

monasita, zircão, etc.

Silte de 0,05 mm a 0,005 mm

Material ferruginoso, calcário,

pseudo-agregados ou agregados

de quartzo e argila, vermiculita, etc.

Argila inferior a 0,005 mm

Caulinitas, ilitas, montmorilonitas,

óxidos e hidróxidos de ferro e

alumínio, etc.

Fonte: Adaptado de Maciel Filho (2007).

Tabela 14 – Classificação dos solos quanto a compacidade e consistência

Material Compacidade/Consistência Nspt

Areias e siltes

arenosos

Fofa(o) < 4

Pouco compactado 5 - 8

Medianamente compacta(o) 9 - 18

Compacta(o) 19 - 40

Muito compacta(o) > 40

Argilas e siltes

argilosos

Muito mole < 2

Mole 3 - 5

Média(o) 6 - 10

Rija(o) 11 - 19

Dura(o) > 19

Fonte: NBR 6484/2001

Então, a partir do índice Nspt e do tipo de solo em resistência de ponta e atrito

lateral, é possível fazer correlações a partir dos parâmetros estatísticos K e α para o

método de Aoki-Velloso

𝑄𝑝 = 𝐾. 𝑁𝑠𝑝𝑡 (15)

𝑄𝑙 = 𝛼. 𝑄𝑝 (16)

45

𝛼 = 𝑄𝑓 (17)

Esses parâmetros, de acordo com Lobo (2005), são dependentes do tipo de

solo e variam conforme a composição e consistência do solo ao longo do fuste e na

ponta da estaca. Para areias, o valor de K é maior em relação às argilas devido ao

maior atrito existente entre partículas em função do formato angular dos grãos. No

entanto, o parâmetro α, o qual mostra a relação entre as resistências de ponta e por

atrito lateral, determina que para argilas a resistência lateral pode chegar a 6% do

atrito de ponta em função da coesão existente entre partículas. Enquanto para

areias esse fator não extrapola 3% da resistência de ponta.

3. MATERIAIS E MÉTODOS

Neste capítulo, será abordado a forma e os elementos utilizados para a

realização do estudo de caso, ou seja, como esse foi realizado para que os

resultados da avaliação da capacidade de carga das estacas sejam apresentados no

capítulo 4. Assim, os conceitos apresentados nesse capítulo são os usuais que o

engenharia de fundações brasileira reconhece, visando aproximar o conhecimento

teórico do assunto com a natureza prática do trabalho in situ.

3.1. MATERIAIS

3.1.1. Edificações avaliadas

Neste trabalho foram analisadas quatro edificações, todas construídas na

cidade de Campo Grande-MS. A 1ª edificação, a qual será denominada OBRA 1,

trata-se de um residencial de alto padrão, como pode ser visualizado na Figura 15.

46

Figura 15 – OBRA 1

Fonte: Vanguard Home (2015).

A 2ª obra avaliada e que será denominada OBRA 2 é um conjunto residencial

de alto padrão, como pode ser visto na Figura 16.

47



A OBRA 3 é um residencial de alto padrão, localizado em Campo Grande-

MS. Na Figura 17 pode-se ver sua disposição arquitetônica.

48



A OBRA 4 é um residencial de alto padrão que pode ser visualizado na Figura

18.

49


Fonte: Brookfield Incorporações (2015).

3.1.2. Geologia do local

Todas as obras estão localizadas na cidade de Campo Grande - MS. Assim

sendo, de acordo com a Carta Geotécnica da Prefeitura de Campo Grande, estão

situadas na borda oeste da Formação Serra Geral, a qual foi constituída por uma

sequência de derrames basálticos. A partir desses derrames, formaram-se solos

como o latossolo vermelho escuro, latossolo roxo, areias quartzosas e solos litóicos.

Logo, há grandes diferenças de solos ao longo de toda a cidade. A Figura 19 mostra

a Carta Geotécnica para a ocupação urbana de Campo Grande.

50

Figura 19 - Carta Geotécnica de Campo

Fonte: Prefeitura de Campo Grande.

Na figura 19 é possível visualizar as três unidades homogêneas principais

representadas pelas cores verde, amarelo e rosa. Cada uma dessas unidades

apresenta solos bem diferentes das demais, o que resulta em mudanças de

aspectos como a permeabilidade do solo, erodibilidade, nível da água no solo e

presença de camadas de matacão de basalto e lentes de arenito.

Consequentemente, essa heterogeneidade demanda cuidados com o

dimensionamento das fundações e avaliação da capacidade de suporte. Além disso,

há indicações por meio de flechas de onde estão localizadas as obras que são fonte

de estudo desse trabalho.

51

3.1.3. Investigações geotécnicas

Como citado na seção 2.8, o SPT é o ensaio base para projeto de fundações

no Brasil. O mesmo reproduz a variabilidade do maciço ao longo da profundidade,

classificando o solo em função de características como compacidade ou

consistência, resistência à penetração e outras descrições visuais e táteis.

Em cada uma das obras analisadas, foram realizados diversos furos de

sondagem, a fim de classificar o solo para o futuro dimensionamento da capacidade

de carga das estacas. Todas as sondagens realizadas, em todas em obras, estão de

acordo com o que a NBR 6484 – Sondagens de simples reconhecimento com SPT –

prescreve. Ou seja, a cada metro perfurado, foi realizado o ensaio de penetração

dinâmica, verificando o número de golpes necessários para fazer o barrilete

amostrador padrão penetrar 45 cm no terreno. A classificação da consistência das

argilas ou da compacidade das areias é definida pelo número de golpes necessários

(Nspt) à penetração do amostrador nos 30 cm finais. Todas as perfurações foram

executadas a trado ou por circulação de água, conforme a natureza do solo, e foram

protegidas por um tubo de revestimento de 63,5 mm de diâmetro nominal. Além

disso, em cada furo foi anotado o nível do lençol freático 24h após o término da

sondagem.

Na OBRA 1, foram realizados 21 furos de sondagem no solo, totalizando

495,43 m perfurados. Nessa obra não foi disponibilizada a locação dos furos de

sondagem. Assim, avaliam-se os 21 furos realizados na OBRA 1 e tem-se algumas

considerações:

- A 1ª camada é composta por areia fofa a pouco compacta, de cor marrom e

varia de 0 a 14 m, em média.

- Em todos os boletins de sondagem, em profundidades de 14 a 18 m há

camadas de argila plástica, de consistência rija a média, com cor marrom ou marrom

esbranquiçada.

- A camada final prospectada é composta por solos de alteração como o silte

argilo-arenoso, rijo a duro, marrom variegado e alterações de basalto areno-siltoso,

muito compacto.

- O limite das investigações variou entre 20,45 e 24,20 m.

- O nível de água no solo varia de 4,78 m a 5,60 m, sendo que na sondagem

adotada ele encontra-se em 5,38 m.

52

Com a análise de todos os perfis das sondagens, chega-se a conclusão que o

perfil mais representativo da estratigrafia do solo é o SP-06. Além disso, esse furo

localiza-se na região central do terreno, que o aproxima do local onde se supõe que

foi realizada a prova de carga, a qual não foi referenciada. Nas Figuras 20 e 21,

verificam-se os boletins de sondagem SPT referente ao furo de sondagem 06.

53

Figura 20 - Sondagem adotada OBRA 1 – página 1.

Fonte: Adaptado de Mello Vieira Fundações (2011).

ĸ = 7,3 kgf/cm²

α = 2,1 %

ĸ = 2,5 kgf/cm²

α = 5,5 %

54

Figura 21 - Sondagem adotada OBRA 1 – página 2

Fonte: Adaptado de Mello Vieira Fundações (2011).

ĸ = 4,0

kgf/cm²

α = 3,3 %

ĸ = 7,2

kgf/cm²

α = 2,1 %

55

Para a OBRA 2, foram realizados 20 furos de sondagem no solo, totalizando


sondagem. A partir de todos os dados recolhidos através das sondagens, podemos

abordar certos tópicos:

- O subsolo local é homogêneo, todas as sondagens apresentaram camadas

de areia siltosas, variando somente a sua compacidade, de fofa à muito compacta

conforme aumenta a profundidade.

- Todas as camadas são uniformes também em relação à coloração,

usualmente vermelha. Isso nos leva a crer que se trata de solos residuais.

- O limite das sondagens variou entre 32,45 e 34,45 m.

- O nível de água no perfil do furo varia de 18,00 m a 18,50 m no dia da

perfuração, sendo que na sondagem adotada ele encontra-se em 18,10 m.

Assim, dentre todos os furos, o SP-09 será o adotado para o

dimensionamento das estacas em função de ser um furo que representa uma média

em relação as demais sondagens. Nas figuras 22 e 23 é possível verificar a

sondagem relativa ao SP-09.

56


Fonte: Adaptado de Funsolos (2012).

ĸ = 6,8 kgf/cm²

α = 2,3 %

ĸ = 6,8

kgf/cm²

α = 2,3 %

57



Na OBRA 3 foram realizados 20 furos de sondagem no solo, totalizando


ĸ = 6,8 kgf/cm²

α = 2,3 %

ĸ = 6,8 kgf/cm²

α = 2,3 %

58

sondagem. A partir de todos os dados recolhidos através das sondagens, pode-se

inferir os seguintes tópicos:

- Camadas de areia siltosa predominam na estratigrafia do solo, sendo que as

mesmas variam de fofa a compacta, sempre mantendo o tom avermelhado da

amostra.

- Em algumas sondagens há o aparecimento de camadas de areia silto

argilosa variegada, o que indica uma maior plasticidade do solo nessas camadas.

- Na cota 20m, é uniforme a presença de uma camada de silte argilo arenoso

duro variegado, o que aponta uma redução dos parâmetros ĸ e α.

- O limite das sondagens variou entre 25,45 a 26,45 m.

- O nível de água no solo varia de 5,60 m a 6,40 m no dia da perfuração,

sendo que na sondagem adotada ele encontra-se em 6,15 m.

Assim, dentre todos os furos, o SP-13 será o adotado para o

dimensionamento das estacas em função de ser um furo que representa uma boa

média do solo em relação a todos. Na figura 24 é possível verificar a sondagem

relativa ao SP-13.

59



Na OBRA 4 foram realizados 8 furos de sondagem no solo, totalizando 177,6

m perfurados. Nessa obra não foi disponibilizada a locação dos furos de sondagem.

ĸ = 6,8 kgf/cm²

α = 2,3 %

ĸ = 4,0

kgf/cm²

α = 3,3 %

60

A partir de todos os dados recolhidos através das sondagens, pode-se abordar

certos tópicos:

- As primeiras camadas do solo são de areia siltosa variando de fofa a pouco

compacta, em tons avermelhados.

- Logo abaixo, há sondagens que apresentam camadas de silte arenoso e

outras de silte argiloso, indicando uma uniformidade da fração silte no solo. Essas

camadas apresentam coloração variegada.

- O limite das sondagens variou de 19,45 a 23,45 m.

- O nível de água no solo varia de 6,94 m a 9,10 m no dia da perfuração,

sendo que na sondagem adotada ele encontra-se em 8,70 m.

Assim, dentre todos os furos, o SP-04A será o adotado para o

dimensionamento das estacas em função de ser um furo que representa uma boa

média do solo em relação a todos. Na figura 25 é possível verificar a sondagem

relativa ao SP-04A.

61



ĸ = 6,8 kgf/cm²

α = 2,3 %

ĸ = 3,2

kgf/cm²

α = 3,6 %

62

3.1.4. Prova de carga estática

Assim como explicado na seção 2.7 deste trabalho, a execução do ensaio,

regulado pela NBR 12131 – Prova de carga estática – Método de ensaio, é feita

através de aplicação de carga no topo da estaca em estágios sucessivos e iguais,

até que se atinja a ruptura (recalques incessantes) ou a carga máxima programada e

então é realizado o descarregamento. O objetivo desse ensaio é avaliar o

comportamento da estaca a partir dessas cargas e então estimar a sua capacidade

de carga.

Em todas as obras analisadas, o ensaio realizado foi do tipo estático lento a

compressão. Para esses ensaios, adotou-se como sistema de reação para a estaca

ensaiada, com uma viga metálica de 7,5 metros de comprimento, 1,2 metros de

altura e 0,9 metros de espessura. Ancoragem feita com mono-barras rosqueadas,

que estavam soldadas em barras de aço comum, concretadas no interior de estacas

hélices, sendo duas estacas em cada extremidade da viga, conforme pode ser visto

na figura 26.

Figura 26 - Sistema de reação da estaca ensaiada

Fonte: Funsolos (2013).

63

A aplicação das cargas se deu através do macaco hidráulico, o qual reage

tracionando a viga metálica e comprimindo o bloco de coroamento da estaca

ensaiada. Para a avaliação dos deslocamentos, junto ao bloco de coroamento são

colocados quatro extensômetros, os quais, devidamente aferidos, medem os

recalques ao longo do ensaio. Na figura 27, eles podem ser visualizados sobre vigas

metálicas, devidamente calibrados, junto ao sistema de ensaio.

Figura 27 - Bloco de coroamento e extensômetros devidamente aferidos


Para a OBRA 1, na qual a estaca ensaiada é do tipo hélice contínua, com 24

m de comprimento, diâmetro nominal de 0,6 m e de carga de trabalho de 150 tf, o

carregamento foi iniciado por uma carga de contato de 98,073 kN (10 tf), passando-

se a seguir a um carregamento correspondente a 235,36 kN (24 tf). Os demais

estágios foram incrementados também com um carregamento correspondente a

235,36 kN (24 tf), sempre em relação ao estágio anterior. Os ensaios foram

conduzidos até se atingir uma carga correspondente a no mínimo 1,6 vezes a carga

de trabalho do elemento ensaiado. De acordo com a Funsolos, empresa executora

do ensaio, após a estabilização dos deslocamentos no ultimo estágio, devido a alta

64

rigidez apresentada pela estaca e consequentemente baixo deslocamento, optou-se

por não manter o carregamento final pelo período de 12 horas, sendo o ensaio

descarregado em quatro estágios. Na figura 28, pode-se visualizar o gráfico curva x

recalque da estaca ensaiada. A carga máxima aplicada foi de aproximadamente

2354 kN e resultou em um recalque de 5,0 mm, equivalente a 1,6 vezes a carga de

trabalho.

Figura 28 - Curva carga x recalque OBRA 1



m de comprimento, diâmetro nominal de 0,8 m e de carga de trabalho de 187,3 tf, o

carregamento foi iniciado por uma carga de contato de 98,1 kN (10 tf), passando-se

a seguir a um carregamento correspondente a 294,3 kN (30 tf). Os demais estágios

foram incrementados também com um carregamento correspondente a 294,3 kN (30

tf), sempre em relação ao estágio anterior. O ensaio foi conduzido até se atingir uma

carga correspondente a 2354,4 kN (240 tf). A empresa executora destaca que na

tentativa de se aplicar o estágio correspondente a carga de 2648,7 kN (270 tf)

65

ocorreu a ruptura de um dos sistemas de ancoragem o que impossibilitou a

continuidade do ensaio, assim como o monitoramento de seu descarregamento. Na

figura 29, pode-se visualizar o gráfico Curva x Recalque da estaca ensaiada. A

carga máxima aplicada foi de aproximadamente 2354,4 kN e resultou em um

recalque de 2,14 mm, equivalente a 1,28 vezes a carga de trabalho.







foram incrementados também com um carregamento equivalente a 98,1 kN (10 tf),

sempre em relação ao estágio anterior. Na figura 30, pode-se visualizar o gráfico

curva x recalque da estaca ensaiada. A carga máxima aplicada foi de

aproximadamente 981 kN e resultou em um recalque de 8,51 mm, equivalente a 2,0

vezes a carga de trabalho.

66







foram incrementados também com um carregamento correspondente a 147,15 kN

(15 tf), sempre em relação ao estágio anterior. De acordo com a empresa executora

do ensaio, após a estabilização dos deslocamentos no ultimo estágio, devido a alta

rigidez apresentada pela estaca e consequentemente baixo deslocamento, optou-se

por não manter o carregamento final pelo período de 12 horas, sendo o ensaio

descarregado em cinco estágios. Na figura 31, pode-se visualizar o gráfico curva x

recalque da estaca ensaiada. A carga máxima aplicada foi de aproximadamente

1471 kN e resultou em um recalque de 5,3 mm, equivalente a 2,0 vezes a carga de

trabalho.

67



A Tabela 15 apresenta o resumo dos diâmetros das estacas utilizadas em

cada obra, juntamente com a capacidade de carga de trabalho estimada pelos

projetistas, o carregamento máximo aplicado em cada prova de carga e os

recalques.

Tabela 15 – Resumo das capacidades de carga obtidas

Obra Diâmetro (cm) Carga de

trabalho (kN)

Carga máxima

aplicada

ensaio (kN)

Recalque

máximo (mm)

OBRA 1 60 1500 2354 5,0

OBRA 2 80 1873 2354,4 2,14

OBRA 3 40 500 981 8,51

OBRA 4 40 750 1471 5,3

68

3.2. CÁLCULO DA CAPACIDADE DE CARGA

Conforme demonstrado no capítulo 2 deste trabalho, há alguns métodos

semi-empíricos para o dimensionamento das estacas hélice contínua. Por definição

do autor, foram selecionados os métodos de Aoki-Velloso (1975), Décourt-

Quaresma (1996), esses dois em função do uso corrente na engenharia de

fundações brasileira, Vorcaro-Velloso (2000) e Antunes e Cabral (1996), esses

últimos em razão de haverem sido desenvolvidos para estacas hélice contínua.

Para o cálculo da capacidade de carga em todas as estacas, os valores de

Nspt maiores que 50 foram considerados 50. Além disso, os valores de ĸ, α, F1 e F2

utilizados no método de Aoki-Velloso foram todos adotados a partir do

desenvolvimento realizado por Monteiro (1997). Sobre o método de Decourt-

Quaresma, alguns fatores necessários, como α, C e β, são oriundos das tabelas 7, 9

e 10 deste trabalho. No método de Vorcaro-Velloso, o valor de NL provem da média

dos Nspt ao longo do fuste. Já no método de Antunes e Cabral, os fatores β’1 e β’2

são retirados da tabela 11, sendo o primeiro fator expresso em porcentagem e o

segundo em kgf/cm².

69

4. RESULTADOS

Neste capítulo serão apresentados os cálculos advindos do dimensionamento

proposto para as estacas. Cabe ressaltar que muitos parâmetros foram adotados

conforme explicado no subitem 3.2 e com base na bibliografia já citada, em função

do grau de empirismo ainda presente nos métodos de dimensionamento adotados

no Brasil.

4.1. CÁLCULOS DA CAPACIDADE DE CARGA

A seguir são apresentados os resultados da capacidade de carga das estacas

das obras 1 a 4. Foram utilizados os métodos de cálculos propostos por Aoki-

Velloso, Decourt-Quaresma, Vorcaro-Velloso e Antunes e Cabral e não foram

aplicados fatores de segurança aos resultados obtidos.

4.1.1. Resultados na obra 1

A partir do SPT apresentado nas figuras 20 e 21, as quais representam o furo

de sondagem adotado para o dimensionamento da estaca na OBRA 1, inicia-se o

cálculo da capacidade de carga. Foram adotadas as mesmas dimensões da estaca

teste, ou seja, comprimento de 24 m e diâmetro nominal de 0,6 m, resultando em

uma área de 0,2827 m² e um perímetro de 1,8849 m. Assim, procede-se o

dimensionamento conforme os quatro métodos apresentados nesse trabalho:

- Método de Aoki-Velloso

Adotando a equação 4 para o início do dimensionamento, temos que:

𝑄𝑢𝑙𝑡 = 𝐴.𝜅. 𝑁

𝐹1+

𝑈

𝐹2 Σ 𝛼. 𝜅. 𝑁. Δ𝑙

Logo, adotando ĸ e α de acordo com a Tabela 5 e os fatores F1 e F2

conforme Tabela 6, tem-se:

70

Qult =

0,2827.0,39.50

3,0+

1,8849

3,8 Σ (0,72.0,021.3.15 + 0,25.0,055.11.1 + 0,25.0,055.20,33.3 +

0,39.0,032.21.1 + 0,39.0,032.24.3 + 0,72.0,021.50.1) (18)

Assim, temos que:

𝑄𝑝.𝑢𝑙𝑡 = 1837,55 𝑘𝑁 (19)

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 1779,20 𝑘𝑁 (20)

Resultando em:

𝑄𝑡𝑜𝑡 = 3616,75 𝑘𝑁 (21)

- Método de Décourt-Quaresma

Adotando a Equação 8 para o início do dimensionamento, tem-se que

𝑄𝑢𝑙𝑡 = 𝛼. 𝐶. 𝑁𝑃. 𝐴𝑃 + 𝛽. 10 (𝑁𝐿

3+ 1) . 𝑈. 𝐿

Sendo que:

𝑁𝑝 =33+50+50

3= 44,33 (22)

Assim, temos que:

𝑄𝑢𝑙𝑡 = 0,3.225.44,33.0,2827 + 1.10 (10,83

3+ 1) . 45,24 (23)

Logo,

𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 845,92 𝑘𝑁 (24)

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 2085,56 𝑘𝑁 (25)

Resultando em

𝑄𝑡𝑜𝑡 = 2931,48 𝑘𝑁 (26)

- Método de Vorcaro-Velloso

Adotando a Equação 9 para o início do dimensionamento, tem-se que:

71

𝑄𝐸𝑆𝑇 = 𝑒1,96𝑙𝑛𝑋𝑃−0,34𝑙𝑛𝑋𝑃.𝑙𝑛𝑋𝐹+1,36𝑙𝑛𝑋𝐹

Sendo que XP e XF são calculados a partir das Equações 10 e 11:

𝑋𝑃 = 𝐴. 𝑁𝑝

𝑋𝐹 = 𝑈 Σ 𝑁𝐿

Logo, temos que:

𝑋𝑃 = 0,2827.50 = 14,135 (27)

𝑋𝐹 = 1,8849 𝛴 (10,83). 24 = 489,92 (28)

assim,

𝑄𝐸𝑆𝑇 = 𝑒1,96.𝑙𝑛14,135−0,34.𝑙𝑛14,135.𝑙𝑛489,92+1,36.𝑙𝑛489,92 (29)

𝑄𝐸𝑆𝑇 = 𝑒8,036 = 3090,23 𝑘𝑁 (30)

- Método de Antunes e Cabral

Adotando a Equação 12 para o calculo em relação à resistência lateral, tem-

se que:

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 𝑈 Σ (𝑁. 𝛽′1

). Δ𝑙

Logo,

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 1,8849 Σ (3.4.15 + 11.3.1 + 20,33.2,5.3 + 21.3.1 + 24.3,2.3 + 50.5.1)

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 1713,14 𝑘𝑁 (31)

Além disso, adotamos a Equação 13 para o calculo em relação à resistência

de ponta, a qual segue abaixo:

𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 𝐴𝑏 . 𝛽′2. 𝑁𝑝 ; 𝛽′2 . 𝑁𝑝 ≤ 40 𝑘𝑔𝑓/𝑚²

72

Como 𝛽′2 . 𝑁𝑝 = 125 𝑘𝑔𝑓/𝑚², adotamos 40 kgf/m² como limite.

Assim,

𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 0,2827.40 = 11,308 𝑘𝑔𝑓 = 1130,80 𝑘𝑁 (32)

Assim, temos que a resistência total é:

𝑄𝑡𝑜𝑡 = 1130,80 + 1713,14 = 2843,94 𝑘𝑁 (33)

4.1.2. Resultados da obra 2

A partir do SPT apresentado nas Figuras 22 e 23 deste trabalho, as quais

representam o furo de sondagem adotado para o dimensionamento da estaca na

OBRA 2, inicia-se o cálculo da capacidade de carga. Foram adotadas as mesmas

dimensões da estaca teste, ou seja, comprimento de 27 m e diâmetro nominal de 0,8

m, resultando em uma área de 0,5026 m² e um perímetro de 2,5133 m. Assim,

procede-se o dimensionamento conforme os quatro métodos apresentados nesse

trabalho. Por decisão do autor, serão apresentados somente os resultados finais dos

cálculos da capacidade de suporte da estaca já que os métodos de cálculos são

idênticos aos adotados em relação à OBRA 1.


𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 4489,89 𝑘𝑁 (34)

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 2823,41 𝑘𝑁 (35)

𝑄𝑡𝑜𝑡 = 7313,3 𝑘𝑁 (36)

- Método de Decourt-Quaresma

𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 1658,73 𝑘𝑁 (37)

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 2999,41 𝑘𝑁 (38)

𝑄𝑡𝑜𝑡 = 4658,14 𝑘𝑁 (39)


73

𝑄𝐸𝑆𝑇 = 3294,47 𝑘𝑁 (40)


𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 2010,4 𝑘𝑁 (41)

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 2784,94 𝑘𝑁 (42)

𝑄𝑡𝑜𝑡 = 4795,34 𝑘𝑁 (43)


A partir do SPT apresentado na Figura 24 deste trabalho, a qual representa o

furo de sondagem adotado para o dimensionamento da estaca na OBRA 3, inicia-se

o cálculo da capacidade de carga. Foram adotadas as mesmas dimensões da

estaca teste, ou seja, comprimento de 19 m e diâmetro nominal de 0,4 m, resultando

em uma área de 0,1257 m² e um perímetro de 1,2566 m. Assim, procede-se o

dimensionamento conforme os quatro métodos apresentados nesse trabalho. Por

decisão do autor, assim como na OBRA 2, serão apresentados somente os

resultados finais dos cálculos da capacidade de suporte da estaca.


𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 533,39 𝑘𝑁 (44)

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 560,59 𝑘𝑁 (45)

𝑄𝑡𝑜𝑡 = 1093,98 𝑘𝑁 (46)


𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 214,88 𝑘𝑁 (47)

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 699,39 𝑘𝑁 (48)

𝑄𝑡𝑜𝑡 = 914,27 𝑘𝑁 (49)


𝑄𝐸𝑆𝑇 = 1043,15 𝑘𝑁 (50)

74


𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 477,51 𝑘𝑁 (51)

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 552,95 𝑘𝑁 (52)

𝑄𝑡𝑜𝑡 = 1030,46 𝑘𝑁 (53)


A partir do SPT apresentado na Figura 25 deste trabalho, a qual representa o

furo de sondagem adotado para o dimensionamento da estaca na OBRA 4, inicia-se

o cálculo da capacidade de carga. Foram adotadas as mesmas dimensões da

estaca teste, ou seja, comprimento de 22 m e diâmetro nominal de 0,4 m, resultando

em uma área de 0,1257 m² e um perímetro de 1,2566 m. Assim, procede-se o

dimensionamento conforme os quatro métodos apresentados nesse trabalho. Por

decisão do autor, assim como nas obras 2 e 3, serão apresentados somente os

resultados finais dos cálculos da capacidade de suporte da estaca.


𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 549,55 𝑘𝑁 (54)

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 984,29 𝑘𝑁 (55)

𝑄𝑡𝑜𝑡 = 1533,84 𝑘𝑁 (56)


𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 309,12 𝑘𝑁 (57)

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 1247,94 𝑘𝑁 (58)

𝑄𝑡𝑜𝑡 = 1557,06 𝑘𝑁 (59)


𝑄𝐸𝑆𝑇 = 2368,47 𝑘𝑁 (60)

75


𝑄𝑝,𝑢𝑙𝑡 = 502,64 𝑘𝑁 (61)

𝑄𝑙,𝑢𝑙𝑡 = 728,45 𝑘𝑁 (62)

𝑄𝑡𝑜𝑡 = 1231,09 𝑘𝑁 (63)

4.2. COMPARAÇÃO DOS RESULTADOS

4.2.1. Obra 1

Conforme os estudos realizados a partir dos dados obtidos nas seções 3.1.3

(SPT adotado para OBRA 1) e 4.1.1 (Cálculo da capacidade de carga), gerou-se

gráficos, os quais apresentam ilustrativamente os resultados deste trabalho.

Inicialmente, avaliou-se separadamente as capacidades de carga de ponta e

lateral com fatores de segurança aplicados e as mesmas estão apresentadas no

gráfico da figura 32. Nessa figura, só aparece a distinção das capacidades de carga

para os métodos de Aoki-Velloso, Decourt-Quaresma e Antunes e Cabral. Não há

essa abordagem para o método de Vorcaro-Velloso já que esse não admite fatores

de segurança parciais. Na figura 32, todos os FS parciais de ponta são iguais a 4,0 e

os FS parciais laterais são de 1,3.

76

Figura 32 – Capacidades de carga de ponta e lateral com fatores de segurança

parciais aplicados - OBRA 1

Na figura 32, visualiza-se que há uma certa uniformidade na distribuição dos

carregamentos entre os métodos, ou seja, a capacidade de carga lateral com o FS

parcial aplicado é, em geral, de duas a quatro vezes maior que a capacidade de

carga de ponta. Essa questão justifica-se em função do FS parcial aplicado para a

carga de ponta ser 4,0, enquanto o FS parcial para carga lateral é somente de 1,3.

Na figura 33 são avaliadas as capacidades de carga das estacas com os

fatores de segurança globais aplicados. Para todos os métodos adotou-se um FS

global de 2,0

77

Figura 33 - Capacidade de carga OBRA 1 com fator de segurança global aplicado

Na figura 33, pode-se visualizar o gráfico da capacidade de carga relativo à

OBRA 1. A linha tracejada indica a carga de trabalho da estaca, ou seja, a

solicitação característica admissível em projeto, que nesse caso é 1500 kN. Em

projetos de fundação, é usual adotar o fator de segurança global (FS global) igual a

2,0. Então, aplicando este fator de segurança nas cargas últimas resultantes da

seção 4.1.1, chegou-se a conclusão que essas cargas admissíveis (Qk) calculadas

são tão próximas da solicitação de projeto que não há formas de reestruturar esse

dimensionamento, ou seja, torná-lo mais econômico ou propor uma nova avaliação

dos parâmetros adotados em cálculo para a estaca em estudo.

Como pode ser visto no gráfico da Figura 33, os quatro métodos de cálculo

aproximam-se do valor estipulado (1500 kN), variando menos de 400 kN entre o

método com a maior capacidade de carga (Aoki-Velloso) para o método com a

menor capacidade (Antunes e Cabral). Dada a imprevisibilidade presente na

engenharia de fundações e a baixa diferença entre os valores obtidos através dos

métodos, sugere-se, neste caso, que não se faça alterações na proposição

estrutural dessa estaca.

A figura 34 apresenta os resultados obtidos com a aplicação dos fatores de

segurança parciais. Para todos os métodos foram adotados FS parciais de 4,0 para

carga de ponta e 1,3 para carga lateral. O método Vorcaro-Velloso não admite

fatores de segurança parciais.

78

Figura 34 - Capacidade de carga OBRA 1 com fator de segurança parcial aplicado

Da mesma forma, utilizando os fatores de segurança parciais (1,3 para carga

lateral e 4,0 para carga de ponta) chegou-se em resultados satisfatórios em relação

à solicitação de projeto, como pode ser visto na figura 34. Em todos os métodos

disponíveis para essa avaliação, as cargas admissíveis calculadas ficaram entre 100

e 300 kN, o que ratifica que para uma solicitação tão grande (1500 kN), essas

diferenças se mostram extremamente aceitáveis.

4.2.2. Obra 2



gráficos, os quais apresenktam ilustrativamente os resultados deste trabalho.


lateral e as mesmas estão apresentadas no gráfico da figura 35. Nessa figura, só

aparece a distinção das capacidades de carga para os métodos de Aoki-Velloso,

Decourt-Quaresma e Antunes e Cabral. Não há essa abordagem para o método de

Vorcaro-Velloso já que esse não admite fatores de segurança parciais. Na figura 35,

todos os FS parciais de ponta são iguais a 4,0 e os FS parciais laterais são de 1,3.

79








Adotam-se diferentes FS parciais pois, como coloca Velloso e Lopes (2010), quanto

maiores forem as incertezas na determinação de uma determinada característica,

maior deve ser o seu fator de segurança.



global de 2,0.

80







seção 4.1.2, chegou-se a conclusão que por mais que as cargas admissíveis (Qk)

estejam a até 95% maiores que a solicitação de projeto, como no caso da estaca

dimensionada a partir do método de Aoki-Velloso, isso deve-se a elevada resistência

de ponta. Essa, que foi testada com o diâmetro de 80cm, contribui muito em função

de ser diretamente proporcional a capacidade de carga. Se caso a mesma estaca

fosse dimensionada com 60 cm de diâmetro, a capacidade de carga, com o FS

global aplicado, seria 63% menor, aproximando-se do valor da carga de trabalho.





0

1000

2000

3000

4000C

arg

a A

dm

issív

el

(kN

)

Métodos de Cálculo

Aoki-Velloso

Decourt-Quaresma

Vorcaro-Velloso

Antunes e Cabral

Carga Máxima Aplicada na Prova de Carga

81


Assim como para o FS global, aplicando o fator de segurança parcial,

revelam-se disparidades entre a capacidade de carga calculada e a carga de

trabalho, chegando à 76% de diferença entre ambas, como visto na figura 37. Se

caso fosse realizado o mesmo teste proposto para o FS global, reduzindo o diâmetro

da estaca de 80 para 60 cm, a capacidade de carga decrescia 55%, tornando-a

ajustada à carga de trabalho solicitada em projeto.

4.2.3. Obra 3










82













global de 2,0.

83











Como pode ser visto no gráfico da figura 39, os quatro métodos de cálculo

aproximam-se do valor estipulado (500 kN), variando menos de 100 kN entre o

método com a maior capacidade de carga (Aoki-Velloso) para o método com a

menor capacidade (Decourt-Quaresma). Dada a imprevisibilidade presente na

engenharia de fundações e a baixa diferença entre os valores obtidos através dos

métodos, sugere-se, neste caso, que não se faça alterações na proposição

estrutural dessa estaca.



84






à solicitação de projeto, como visto na figura 40. Em todos os métodos disponíveis

para essa avaliação, as cargas admissíveis calculadas ficaram entre 40 e 100 kN

acima da solicitação de projeto, o que ratifica que para uma carga de trabalho de

500 kN, essas diferenças se mostram extremamente aceitáveis.

4.2.4. Obra 4








85



Figura 41 – Capacidades de carga de ponta e lateral com fatores de seguranças












global de 2,0.

86











Como pode ser visto no gráfico da Figura 42, dos quatro métodos de cálculo

aproximam-se do valor estipulado (750 kN), somente o de Vorcaro-Velloso destoa

dos demais, apresentando uma carga característica 434 kN acima da carga de

trabalho. Dada a imprevisibilidade presente na engenharia de fundações e a baixa

diferença entre a maioria dos valores obtidos através dos métodos, sugere-se, neste

caso, que não se faça alterações na proposição estrutural dessa estaca.





87




à solicitação de projeto, como visto na figura 43. Em todos os métodos disponíveis

para essa avaliação, as cargas admissíveis calculadas ficaram entre -65 e 290 kN

acima da solicitação de projeto, o que ratifica que para uma carga de trabalho de

750 kN, essas diferenças se mostram aceitáveis.

88

5. CONCLUSÕES E CONSIDERAÇÕES FINAIS

5.1. CONCLUSÕES

O estudo apresentou excelentes resultados, visto que para as obras

analisadas, as cargas admissíveis calculadas aproximaram-se da carga de trabalho,

o que ratifica que o dimensionamento realizado para a estaca teste está de acordo

com os cálculos através dos métodos semi-empíricos.

Os solos apresentados, os quais se encontram na borda oeste da Formação

Serra Geral, oriundos de derrames basálticos, mostraram-se homogêneos. São

latossolos vermelhos e areias quartzosas, em sua maioria, que evidenciam, a partir

dos SPT’s, espessas camadas de areias siltosas e siltes argiloarenosos. Essas

características conferem elevados fatores de correção ĸ e α, os quais elevam,

consideravelmente, as capacidades de carga das estacas.

Dentre os métodos trabalhados, o método de Aoki-Velloso foi o que, em geral,

apresentou as maiores capacidades de carga. Isso deve-se ao fato de tratar-se de

um método com um grau de refinamento menor, como, por exemplo, em relação a

carga de ponta, na qual se adota simplesmente o valor do Nspt naquela camada.

Além disso, o método de Vorcaro-Velloso é limitado pois não há a possibilidade de

trabalhar com FS parciais, o que dificulta o estudo sobre como seria a distribuição

das solicitações de projeto em relação a carga de ponta e lateral.

Em suma, para as estacas estudadas, as variações da capacidade de carga a

partir dos métodos semi-empíricos são mínimas, apresentando valores que estão,

em geral, 15% mais altos que a carga de trabalho. Em razão dessa diferença

mínima, manteve-se o dimensionamento previamente realizado, não sendo proposto

diferentes valores para os coeficientes representativos de cada tipo de solo.

Nos cálculos da capacidade de carga, a estaca da OBRA 1, com os fatores de

segurança aplicados, de 24 m de comprimento e diâmetro de 0,6 m apresentou

valores em torno de 1500 kN, a qual é sua carga de trabalho. Já a estaca 2, também

com FS aplicados, de 27 m e diâmetro de 0,8 m, aproximou-se de 1873 kN, valor

estipulado no projeto de fundações. A estaca da OBRA 3, de 19 m de profundidade

e 0,4 m de diâmetro, com FS aplicados, resultou-se em valores próximos a sua

carga de trabalho, 500 kN. Por último, a estaca da OBRA 4, com os FS aplicados e

89

22 m de profundidade e diâmetro de 0,4 m, aproximou-se de 750 kN, a qual é a

carga que será solicitada pela estrutura.

Além disso, foram analisadas as provas de carga estáticas fornecidas pela

Funsolos, empresa executora dos ensaios. Todas as estacas ensaiadas

apresentaram pequenos recalques, sendo o mais elevado em torno de 8,5 mm, o

que sugere que os solos da região apresentam uma boa capacidade de suporte e as

estacas foram bem dimensionadas.

Isso nos demonstra que, por mais que o ensaio de prova de carga estática

seja um tanto oneroso, somente ele nos fornece os valores reais da capacidade de

carga, já que, ensaia a estaca in situ, carregando-a de modo semelhante a como

ocorre em uma obra. Contudo, é observado que as provas de carga não foram

executadas até as cargas limites das estacas, desta maneira não é possível

quantificar qual é o real fator de segurança existente com a aplicação dos métodos

de estimativa da capacidade de carga. A carga aplicada no PDA recomendada por

norma é de 2 vezes a carga de trabalho, entretanto as estacas analisadas

certamente resistem a cargas superiores a estes valores.

5.2. SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS

Como sugestão para novas pesquisas, seria interessante realizar um maior

número de provas de carga em uma mesma região ou cidade. A partir disso, com

uma amostragem maior, propõe-se a fixação de alguns parâmetros de projeto, como

ĸ, α e β, a fim de facilitar o projeto de fundações e criar um ritual de

dimensionamento. O qual, para determinada região e solo, seriam fixados tais

parâmetros, esses advindos dessas futuras pesquisas nesta área.

Outro tópico interessante a ser trabalhado, no ponto de vista do autor,

seria a realização de provas de carga em estacas tipo hélice contínua, próximas e

com a mesma geometria, alterando somente as características do processo

executivo, como, por exemplo, estacas executadas com diferentes pressões de

injeção de concreto e velocidade de avanço, a fim de se mensurar os efeitos destes

parâmetros no desempenho destas estacas e permitir então correlacionar estes

parâmetros com parâmetros de projeto.

90

REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS

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