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UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA MARIA CENTRO DE TECNOLOGIA CURSO DE ENGENHARIA CIVIL Izabela Fusieger PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA GEOTÉCNICA EM ESTACA DO TIPO ESCAVADA Santa Maria, RS 2018
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UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA MARIA
CENTRO DE TECNOLOGIA
CURSO DE ENGENHARIA CIVIL
Izabela Fusieger
PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA GEOTÉCNICA EM
ESTACA DO TIPO ESCAVADA
Santa Maria, RS
2018
Izabela Fusieger
PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA GEOTÉCNICA EM ESTACA DO TIPO
ESCAVADA
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 Engenheira Civil.
Orientador: Prof. Dr. Magnos Baroni
Santa Maria, RS
2018
Izabela Fusieger
PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA GEOTÉCNINCA EM ESTACA DO
TIPO ESCAVADA
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 Engenheira Civil.
Aprovado em 2018:
____________________________________
Magnos Baroni, Dr. (UFSM)
(Presidente/Orientador)
___________________________________
André Lubéck, Dr. (UFSM)
___________________________________
Amanda Sagrilo, Engenheira Civil
Santa Maria, RS
2018
AGRADECIMENTOS
Gostaria de agradecer à minha família, por todo o apoio, motivação e amor
incondicional que sempre estiveram presentes nesta caminhada.
Ao meu orientador, professor Magnos Baroni, pela orientação, disponibilidade e
paciência ao longo deste semestre.
Ao engenheiro e amigo Djalma Garcia da Silva, pela ajuda na obtenção dos dados
necessários para a elaboração deste trabalho.
Aos meus amigos e colegas, pelos momentos de estudo e pelo auxílio durante a
graduação.
RESUMO
PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA GEOTÉCNICA EM ESTACA DO TIPO
ESCAVADA
AUTORA: Izabela Fusieger
ORIENTADOR: Magnos Baroni
Este trabalho apresenta os resultados do estudo comparativo entre os métodos de cálculo semi-empíricos
e prova de carga estática de uma estaca do tipo escavada, projetada e executada na cidade de
Florianópolis - SC. Os procedimentos adotados para a execução da estaca seguiram os padrões descritos
na NBR 6122/2010. A estaca foi executada com de 18,50 m de profundidade, sendo 16,10 m em solo,
com diâmetro de 80 cm, e 2,40 m em rocha, sendo o diâmetro de 70 cm. A capacidade de carga
geotécnica da estaca foi estimada a partir dos métodos semi-empíricos de Aoki-Velloso (1975), Décourt-
Quaresma (1978), Teixeira (1996) e Cabral-Antunes (2000), e tiveram por base o boletim de sondagem
SPT. A prova de carga foi conduzida até o carregamento de 5111,04 kN, a fim de obter as curvas de
carga x recalque do fuste e da ponta da estaca. A análise dos resultados foi realizada com a extrapolação
da curva carga x recalque com os métodos de Van der Veen (1953), Chin (1970) e da NBR 6122/2010,
sendo realizado o comparativo entre os valores obtidos com o ensaio e os valores calculados a partir dos
métodos semi-empíricos, com fatores de segurança aplicados. Dentre os métodos analisados, o método
de Aoki-Velloso teve o menor fator segurança (FS = 4,21) e este obteve os resultados mais próximos
aos obtidos com a carga de ruptura obtida pela extrapolação do método de Van der Veen (1953), que foi
igual a 3,79.
Palavras-chave: Fundações; Estaca escavada; Provas de carga estáticas; Métodos semi-empíricos;
extrapolação da curva carga x recalque.
ABSTRACT
LOAD CAPACITY PREDICTION OF BORED PILE
AUTHOR: Izabela Fusieger
ADVISOR: Magnos Baroni
This essay shows the results of a comparative study between semi-empirical methods and static load
tests of a bored pile, projected and executed in Florianópolis - SC. The proceedings adopted for the pile
execution are following the recommendations of NBR 6122/2010. The pile was executed with 18.50 m
of depth, being 16.10 m in soil, with a diameter of 80 cm, and 2.40 m in rock, the diameter being of 70
cm. The geotechnical load capacity of the pile was estimated with the semi-empirical methods Aoki-
Velloso (1975), Décourt-Quaresma (1978), Teixeira (1996) and Cabral-Antunes (2000), which were
based on the SPT survey bulletin. The static load test was conducted up to 5111.04 kN, in order to obtain
the load-settlement curves of the pile shaft and tip. The analysis of the results was performed using the
extrapolation of the load-settlement curve with the methods of Van der Veen (1953), Chin (1970) and
NBR 6122/2010, comparing the values of the load test and the values calculated by the semi-empirical
methods, with security factors applied. Among the analyzed methods, the Aoki-Velloso method had the
lowest safety factor (SF = 4.21) and it obtained the results closest to those obtained by the extrapolation
of Van der Veen's method (1953) which was equal to 3.79.
Keywords: Foundations; Bored pile; Static load tests; Semi-empirical methods; extrapolation of the
load-settlement curve.
LISTA DE FIGURAS
Figura 1 - Fundação superficial e profunda, (a) superficial, (b) profunda ............................... 13
Figura 2 – Principais tipos de fundações profundas, (a) estaca, (b) tubulão ............................ 14
Figura 3 – Execução de estaca escavada .................................................................................. 16
Figura 4 – Referencial absoluto no ensaio SPT ........................................................................ 19
Figura 5 – Definição do NSPT ................................................................................................... 19
Figura 6 – Amostradores para rochas ...................................................................................... 21
Figura 7 – Parcelas que constituem a capacidade de carga ...................................................... 22
Figura 8 – Sistemas de reação para prova de carga estática .................................................... 36
Figura 9 - Princípio básico da prova de carga com células expansivas hidrodinâmicas .......... 37
Figura 10 – Curva carga x recalque para provas de carga com diferentes velocidades de
carregamento ............................................................................................................................ 38
Figura 11 – Solução gráfica do método de Van der Veen ........................................................ 40
Figura 12 – Método da NBR 6122/2010 .................................................................................. 42
Figura 13 – Localização da ponte Hercílio Luz em Florianópolis – SC .................................. 43
Figura 14 – Localização da estaca E5-1 ................................................................................... 44
Figura 15 – Boletim de sondagem SM-05 ............................................................................... 45
Figura 16 – Colocação da armadura equipada com células expansivas ................................... 47
Figura 17 – Instrumentação do ensaio ...................................................................................... 47
Figura 18 – Curva carga x recalque .......................................................................................... 49
Figura 19 – Capacidades de carga com FS parcial aplicado .................................................... 57
Figura 20 – Método de Van der Veen (1953) aplicado a curva carga x recalque do fuste ...... 58
Figura 21 – Curva carga x recalque corrigida da estaca estudada ............................................ 59
Figura 22 – Método de Van der Veen (1953) aplicado a curva carga x recalque corrigida ..... 60
Figura 23 – Método de Chin (1970) aplicado a curva carga x recalque corrigida ................... 61
Figura 24 – Método de NBR 6122/2010 aplicado a curva carga x recalque corrigida ............ 62
Figura 25 – Comparação das cargas de ruptura com FS aplicados .......................................... 63
LISTA DE TABELAS
Tabela 1 – Tipos de estacas classificadas pelo método executivo ........................................... 15
Tabela 2 – Cargas de catálogo para estacas escavadas ............................................................. 17
Tabela 3 - Fatores F1 e F2 (Aoki e Velloso, 1975; Velloso et al., 1978) ................................ 25
Tabela 4 – Valores de K e α (Aoki e Velloso, 1975) ............................................................... 26
Tabela 5 – Valores de C (Décourt e Quaresma, 1978) ............................................................. 28
Tabela 6 – Valores do fator α em função do tipo de estaca e do tipo de solo .......................... 29
Tabela 7 – Valores do fator β em função do tipo de estaca e do tipo de solo .......................... 29
Tabela 8 – Valores do parâmetro α ........................................................................................... 30
Tabela 9 – Valores do parâmetro β ........................................................................................... 31
Tabela 10 – Valores característicos de βp ................................................................................ 32
Tabela 11 – Valores indicativos de σc ..................................................................................... 32
Tabela 12 – Comprimento mínimo de embutimento ................................................................ 33
Tabela 13 – Parâmetros para dimensionamento ....................................................................... 34
Tabela 14 - Método de Aoki-Velloso (1975) ........................................................................... 52
Tabela 15 - Método de Décourt-Quaresma (1978) ................................................................... 53
Tabela 16 - Método de Teixeira (1996) .................................................................................... 54
Tabela 17 - Método de Cabral-Antunes (2000) ........................................................................ 55
SUMÁRIO
1 INTRODUÇÃO ........................................................................................................... 11
1.1 OBJETIVO GERAL ..................................................................................................... 11
1.2 OBJETIVOS ESPECÍFICOS........................................................................................ 12
1.3 ESTRUTURA DO TRABALHO .................................................................................. 12
2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA .................................................................................. 13
2.1 FUNDAÇÕES PROFUNDAS ...................................................................................... 13
2.1.1 Estacas ......................................................................................................................... 14 2.2 INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA .............................................................................. 18
2.2.1 Standard Penetration Test (SPT) .............................................................................. 18
2.2.2 Sondagem Mista .......................................................................................................... 20 2.3 CAPACIDADE DE CARGA ........................................................................................ 21
2.3.1 Recalques ..................................................................................................................... 23
2.3.2 Efeito de grupo em estacas ......................................................................................... 23 2.4 ESTIMATIVA DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS ............................... 23
2.4.1 Método Aoki & Velloso (1975) ................................................................................... 24
2.4.2 Método Décourt & Quaresma (1978) ........................................................................ 27
2.4.3 Método de Teixeira (1996) ......................................................................................... 29
2.4.4 Método de Cabral-Antunes (2000) ............................................................................ 31
2.4.5 Carga Estrutural Admissível ..................................................................................... 33 2.5 ANÁLISE DE DESEMPENHO DE ESTACAS ........................................................... 34
2.5.1 Prova de carga estática ............................................................................................... 35
2.5.2 Ensaio de carregamento rápido ................................................................................. 37 2.6 INTERPRETAÇÃO DA CURVA CARGA X RECALQUE ....................................... 38
2.6.1 Método de Van der Veen (1953) ................................................................................ 39
2.6.2 Método de Chin (1970) ............................................................................................... 40
2.6.3 Método da NBR 6122/2010 ........................................................................................ 41
3 MATERIAIS E MÉTODOS ...................................................................................... 43
3.1 MATERIAIS ................................................................................................................. 43
3.1.1 Obra estudada ............................................................................................................. 43
3.1.2 Geologia do local ......................................................................................................... 44
3.1.3 Investigações geotécnicas ........................................................................................... 44
3.1.4 Prova de carga estática ............................................................................................... 46 3.2 CÁLCULO DA CAPACIDADE DE CARGA ............................................................. 50
3.3 ESTIMATIVA DE CARGA DE RUPTURA ............................................................... 50
4 RESULTADOS ........................................................................................................... 51
4.1 CÁLCULO DA CAPACIDADE DE CARGA ............................................................. 51
4.1.1 Método de Aoki-Velloso (1975) .................................................................................. 51
4.1.2 Método de Décourt-Quaresma (1978) ....................................................................... 52
4.1.3 Método de Teixeira (1996) ......................................................................................... 53
4.1.4 Método de Cabral-Antunes (2000) ............................................................................ 54
4.1.5 Carga Estrutural Admissível ..................................................................................... 55
4.1.6 Comparação dos resultados ....................................................................................... 55 4.2 ESTIMATIVA DA CARGA DE RUPTURA ............................................................... 57
4.2.1 Método de Van der Veen (1953) ................................................................................ 59
4.2.2 Método de Chin (1970) ............................................................................................... 60
4.2.3 Método da NBR 6122/2010 ........................................................................................ 61
4.2.4 Comparação dos resultados ....................................................................................... 62
5 CONSIDERAÇÕES FINAIS ..................................................................................... 64
5.1 SUGESTÕES PARA FUTUROS ESTUDOS .............................................................. 65
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ...................................................................... 66
11
1 INTRODUÇÃO
A parte de uma estrutura que tem como função transmitir ao solo o seu peso próprio, o
peso da superestrutura e qualquer força que atue sobre a mesma, é chamada de fundação.
Quando se trata de fundações, cada obra apresenta peculiaridades como por exemplo, o tipo de
solo, a presença de água, tipos de carregamentos, entre outros, e para isso o projetista deve optar
pelo tipo de fundação que melhor atenda às necessidades da obra.
Por esta escolha estar ligada a fatores naturais, existe um certo grau de empirismo no
dimensionamento, o que torna difícil a obtenção dos valores reais de capacidade de carga
através dos métodos de cálculo disponíveis (VELLOSO e LOPES, 2010).
A sugestão da NBR 6122/2010 para a realização de provas de carga estática ou de
carregamento dinâmico em estacas permite uma verificação da real capacidade de carga de uma
estaca após execução. Os resultados de ensaios de prova de carga estático permitem gerar uma
curva, a qual relaciona carga e recalque, e sua análise e interpretação através de diferentes
métodos permitem estimar a carga de ruptura para a estaca ensaiada ou verificar se a carga de
projeto adotada está sendo suportada pela estaca de fundação.
O estudo de caso foi realizado em uma estaca, que faz parte da torre T5 do viaduto de
acesso continental a ponte Hercílio Luz, localizada na cidade de Florianópolis - SC. A estaca é
do tipo escavada com carga de trabalho de 1.385,00 kN, de comprimento efetivo de 18,50 m,
sendo 16,10 m em solo com diâmetro de 800 mm e 2,40 m embutida em rocha com diâmetro
de 700 mm.
Para o dimensionamento de uma estaca, o cálculo da capacidade de carga pode ser feito
através de diversos métodos, serão abordados neste trabalho os métodos de Aoki-Velloso
(1975), Décourt-Quaresma (1978), Teixeira (1996) e Cabral-Antunes (2000). Também foram
abordados para a extrapolação e estimativa da carga de ruptura os métodos de Van der Veen
(1953), de Chin (1970) e da NBR 6122/2010.
1.1. OBJETIVO GERAL
O presente trabalho tem como objetivo apresentar um estudo de desempenho de estaca
escavada, através de uma análise de uma estaca localizada na cidade de Florianópolis - SC. Para
tanto, será calculado a capacidade de carga mobilizada pela estaca, posteriormente
12
confrontando-os com o resultado do ensaio de carregamento estático e sua interpretação através
de métodos de extrapolação.
1.2. OBJETIVOS ESPECÍFICOS
a) Calcular a capacidade de carga geotécnica de uma estaca escavada, pelos
métodos semi-empíricos de Aoki-Velloso (1975), Décourt-Quaresma (1978),
Teixeira (1996) e Cabral-Antunes (2000) e comparar os resultados;
b) Analisar a curva carga x recalque e realizar a extrapolação da mesma pelos
métodos de Van der Veen (1953), de Chin (1970) e da NBR 6122/2010;
c) Comparar os resultados obtidos pelo ensaio de prova de carga e os métodos
semi-empíricos.
1.3. ESTRUTURA DO TRABALHO
O primeiro capítulo apresenta a introdução, os objetivos, e a estrutura do trabalho.
O segundo capítulo, refere-se à revisão bibliográfica sobre os tipos de fundações,
aprofundando o estudo em estacas escavadas, sua execução e suas vantagens. Contempla
também revisão sobre investigação geotécnica com SPT e sondagem mista, ensaio de
carregamento estático, os métodos de previsão de capacidade de carga e os métodos de
extrapolação de curva carga x recalque aplicados a este estudo.
O terceiro capítulo comtempla o estudo de caso, localização da obra, algumas
características geológicas da região, relatório de ensaio SPT, cálculos realizados através dos
métodos semi-empíricos e os resultados dos ensaios de prova de carga estática realizados.
No quarto capítulo, apresentam-se os resultados dos métodos de previsão de capacidade
carga, as análises realizadas entre os resultados dos cálculos, as estimativas de carga de ruptura
e uma breve análise das mesmas.
No quinto capítulo, mostram-se as principais conclusões obtidas através das análises
realizadas no capítulo anterior e sugestões para pesquisas futuras.
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2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
Uma fundação projetada corretamente tem como função suportar as cargas atuantes
sobre ela e distribuí-las sobre o solo de maneira satisfatória, ou seja, de modo que não se
produzam tensões excessivas no solo ao ponto de provocar ruptura no solo
(TSCHEBOTARIOFF, 1978).
A profundidade da ponta ou base do elemento estrutural de fundação é uma das
diferentes formas de se agrupar os vários tipos de fundação, o que gera dois grupos: as
fundações superficiais ou rasas, como as fundações por sapatas; e as fundações profundas, como
as fundações por estacas e tubulões (CINTRA et al., 2011). Os dois tipos de fundação são
identificados na Figura 1.
Fonte: Velloso e Lopes (2010)
2.1. FUNDAÇÕES PROFUNDAS
As fundações profundas são classificadas, de acordo com a NBR 6122/2010, como
aquelas que possuem a sua ponta ou base com profundidade de assentamento de no mínimo 3,0
m e superior ao dobro da sua menor dimensão em planta. A transmissão da carga ao terreno
acontece pela base (resistência de ponta) ou por sua superfície lateral (resistência de fuste) ou
uma combinação das duas. Os principais tipos de fundações profundas são estacas e tubulões,
como ilustra a Figura 2.
Figura 1 - Fundação superficial e profunda, (a) superficial, (b) profunda
14
Figura 2 – Principais tipos de fundações profundas, (a) estaca, (b) tubulão
Fonte: Velloso e Lopes (2010)
2.1.1. Estacas
Estacas são fundações executadas sem a descida de pessoal em qualquer etapa da
execução e inteiramente por equipamentos ou ferramentas. Os materiais empregados podem ser
madeira, aço, concreto pré-moldado, concreto moldado in loco ou uma combinação dos
anteriores (NBR 6122/2010).
A execução de estacas pode ser por cravação a percussão, prensagem, vibração, por
escavação ou de forma mista, ou seja, envolvendo mais de um destes processos. A escolha do
tipo de estaca deve considerar os seguintes aspectos: esforços nas fundações e características
do subsolo, do local da obra e das construções vizinhas (HACHICH et al., 1998). A Tabela 1
demonstra a classificação de estacas pelo método executivo.
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Tabela 1 – Tipos de estacas classificadas pelo método executivo
Efeito no solo Material Método executivo Tipo de estaca
Grande
deslocamento
(cravadas)
De madeira - -
De concreto Pré-moldadas
Cravadas a percussão
Cravadas a prensagem
Moldadas in situ Tipo Franki
De aço - Tubos de ponta
fechada
Pequeno
deslocamento
Perfis de aço - -
Concreto
Moldadas in situ com
pré-furo
Tipo Strauss
Tipo raiz
Pré-moldadas com
pré-furo -
Sem
deslocamento
(escavadas)
Concreto Ferramentas rotativas
Sem suporte
Com uso de lama
Com revestimento
Diafragmadora Com uso de lama
Fonte: adaptação de Hachich et al. (1998)
Estacas escavadas
As estacas escavadas são moldadas em campo e executadas por meio da perfuração do
terreno por um processo qualquer com remoção de material. A perfuração sem suporte só pode
acontecer em terrenos argilosos acima do lençol d’água, natural ou rebaixado. As paredes da
escavação podem ser suportadas por um revestimento, recuperável ou perdido, ou por um fluído
estabilizante (VELLOSO e LOPES, 2010).
Segundo Barros (2003) o equipamento de escavação para este tipo de estaca consiste
basicamente de uma mesa rotativa que aciona uma haste telescópica que tem uma ferramenta
de perfuração acoplada a sua extremidade. Essa ferramente pode ser o trado, caçamba ou coroa,
a escolha depende do tipo do solo.
Existem algumas variantes em relação à concretagem, segundo Velloso e Lopes (2010),
uma delas é uma perfuração com revestimento, perdido ou a ser recuperado, onde se adota o
16
processo de concretagem submersa com tremonha, pois o furo está cheio de água. A tremonha
é um tubo feito de elementos emendados por rosca com um funil na parte superior, este é
mergulhado até tocar o fundo da escavação então acontece a concretagem onde o embutimento
da tremonha não deve ser inferior a 1,50m.
Uma bola de borracha funciona como o êmbolo de uma seringa no interior do tubo, sua
função é evitar que fluídos que estão no interior do tubo se misturem com o concreto. A Figura
3 ilustra o processo de execução de uma estaca escavada.
Figura 3 – Execução de estaca escavada
Fonte: <http://construcaomercado17.pini.com.br/negocios-incorporacao-construcao/146/artigo299192-4.aspx/>
(Acesso em: 14/04/2018)
Uma das vantagens da estaca escavada é a baixa emissão de ruídos e vibrações na
vizinhança, o que torna este tipo de estaca bom para centros urbanos. Pode-se citar também as
cargas admissíveis elevadas e a fácil adaptação a terrenos variados como vantagens de uma
estaca escavada (VELLOSO e LOPES, 2010).
As estacas tem valores de carga de catálogo que estão indicados na Tabela 2, o que é
um valor que não leva em consideração o aspecto geotécnico, apenas considera a tensão
admissível e a multiplica pela área da seção transversal do fuste (CINTRA e AOKI, 2010).
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Tabela 2 – Cargas de catálogo para estacas escavadas
Estaca Dimensão (cm) Carga de catálogo 𝑷𝒆 (kN)
Escavada com trado
helicoidal (a seco)
𝜎𝑒 = 4 𝑀𝑃𝑎
(Falconi, Souza Filho e
Fígaro, 1998)
∅ 25
∅ 30
∅ 35
∅ 40
∅ 45
∅ 50
250
360
490
640
810
1000
Estacão (escavada com lama
bentonitica)
𝜎𝑒 = 4 𝑀𝑃𝑎**
(Saes, 1998)
∅ 60
∅ 70
∅ 80
∅ 100
∅ 120
∅ 140
∅ 150
∅ 160
∅ 180
∅ 200
1100
1500
2000
3100
4500
6200
7100
8200
10100
12500
Estaca diafragma ou barrete
𝜎𝑒 = 4 𝑀𝑃𝑎**
(Saes, 1998)
40 x 250
50 x 250
60 x 250
80 x 250
100 x 250
120 x 250
30 x 320
40 x 320
50 x 320
60 x 320
4000
5000
6000
8000
10000
12000
3800
5100
6400
7600
* Diâmetro externo do revestimento
** Saes (1998) apresenta valores de 𝑃𝑒 também para 𝜎𝑒 = 5 𝑒 6 𝑀𝑃𝑎
Fonte: adaptação de Cintra e Aoki (2010).
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2.2. INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA
O solo é um material natural, e por isso apresenta grande variabilidade quanto à
composição e ao comportamento sob carga. Características como consistência, compacidade,
resistência e deformabilidade podem ter uma variabilidade dentro do maciço, por isso deve ser
realizada previamente a investigação geotécnica, ou seja, uma análise do maciço de solos.
Descobrir as condições que a natureza está oferecendo é o objetivo da investigação geotécnica
(CINTRA et al., 2013).
Para planejar a investigação geotécnica a ser adotada deve-se considerar alguns fatores,
como as características e complexidade da obra, os riscos envolvidos, o meio físico. A execução
se baseia em ensaio de campo, pois esses proporcionam uma previsão mais realista do
comportamento do solo, independentemente da abordagem para a elaboração dessa
investigação (SCHNAID e ODEBRECHT, 2012).
2.2.1. Standard Penetration Test (SPT)
O ensaio de penetração dinâmica, mais conhecido como SPT, é o mais utilizado para
investigações geotécnicas e é normatizado pela NBR 6484/2001 da ABNT. O processo deste
ensaio é realizado por meio de uma sondagem à percução e consiste na cravação de um
amostrador (padronizado por norma) através da queda de um martelo com 65 kgf, que também
é padronizado, a uma altura de 75 cm. Na Figura 4 pode se observar o referencial absoluto no
ensaio SPT. A sondagem a percussão é capaz de ultrapassar o nível d’água e solos relativamente
compactos, mas não tem a capacidade de ultrapassar blocos de rocha, alterações rochosas ou
solo residuais muito compactos.
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Figura 4 – Referencial absoluto no ensaio SPT
Fonte: Cintra et al. (2013)
Os números de golpes (quedas) necessários para cravar 45 cm, segmentado em 3 seções
de 15 cm cada são registrados. A partir do número de golpes necessários para cravar os 30 cm
finais do segmento se determina o índice de resistência a penetração (NSPT). A Figura 5
demonstra a definição do NSPT. O primeiro metro de solo não tem representatividade em
fundações profundas e por isso é desprezado do ensaio.
Figura 5 – Definição do 𝐍𝐒𝐏𝐓
Fonte: Cintra et al. (2013)
20
O ensaio será paralizado, de acordo com a NBR 6484/2001, onde se obtiver:
a) 30 golpes para penetração dos 15 cm iniciais, em 3 m sucessivos;
b) 50 golpes para penetração dos 30 cm iniciais, em 4 m sucessivos; e,
c) 50 golpes para penetração dos 45 cm, em 5 m sucessivos.
É determinado o sucesso de uma sondagem a percussão com SPT ao se atingir os
seguintes objetivos: determinação dos tipos de solo em suas respectivas profundidades de
ocorrência, da posição do nível d’água e dos índices de resistência a penetração a cada metro
(NBR 6484/2001). De maneira complementar, é possível ainda medir a umidade do solo,
atráves de coleta de amostras indeformadas diretamento no amostrador em diferentes
profundidades.
2.2.2. Sondagem Mista
Quando há ocorrência de elementos de rocha, que precisem ser ultrapassados ou
caracterizados no processo de investigação, utilizam-se sondagens rotativas. Quando a
sondagem rotativa é utilizada em conjunto com uma sondagem de simples reconhecimento do
solo é denominada de sondagem mista.
O processo de perfuração consiste, basicamente, em fazer girar as hastes (pelo cabeçote
de perfuração) e força-las para baixo (em geral, por um sistema hidráulico). Uma ferramenta
tubular chamada barrilete é utilizada durante o processo de sondagem rotativa para corte e
retirada de amostras de rocha (chamadas de testemunho). Essas ferramentas têm em sua
extremidade inferior uma coroa, que pode ter pastilhas de tungstênio (wídia) ou diamantes
(VELLOSO e LOPES, 2010). Os amostradores são ilutrados na Figura 6.
21
Figura 6 – Amostradores para rochas, (a) barrilete simples, (b) barrilete duplo, (c) barrilete
duplo giratório
Fonte: Velloso e Lopes (2010)
Segundo a NBR 6122/2010 quando se trata de maciço rochoso, as amostras coletadas
devem indicar suas principais características, como tipo de rocha, grau de alteração, índice de
recuperação e índice de qualidade de rocha (RQD). Deve ser feita a determinação do NSPT
sempre que possível.
2.3. CAPACIDADE DE CARGA
A capacidade de carga, em termos geotécnicos, refere-se ao valor da força
correspondente à máxima resistência que o sistema pode oferecer ou do valor representativo da
condição de ruptura do sistema. Assim sendo, no entendimento físico desta questão, a tensão
ao longo do fuste e junto a ponta da estaca permite separar-se a resistência em duas parcelas: a
resistência por atrito lateral e a resistência de ponta. Então, a capacidade de carga é dada pela
soma destas parcelas, que estão representadas na Figura 7.
22
Figura 7 – Parcelas que constituem a capacidade de carga
Fonte: Cintra e Aoki (2010)
Resistência por atrito lateral, em areias, representa a tensão de atrito lateral local que se
desenvolve entre o solo e o fuste de um segmento da estaca, na condição de máxima
mobilização. Para solo argiloso, a resistência lateral é representada pela tensão de adesão do
solo ao fuste da estaca, que pode ser calculada em função da coesão não drenada da argila.
A resistência de ponta pode ser considerada como a capacidade de carga de uma
fundação direta, para isso deve-se considerar o solo que está abaixo da cota da estaca (CINTRA
e AOKI, 2010).
Para a previsão da capacidade na fase de projeto existem vários métodos de cálculo, os
resultados obtidos através desses métodos podem ser comparados com resultados obtidos com
valores experimentais por meio de ensaios (CINTRA e AOKI, 2010).
É feita a recomendação na NBR 6122/2010 para a verificação da capacidade de carga
durante ou após a execução das fundações, essa sendo feita através de provas de carga estática
e ensaios de carregamento dinâmico.
23
2.3.1. Recalques
Os deslocamentos verticais que ocorrem em fundações são chamados de recalques.
Estes deslocamentos possuem valores admissíveis que são definidos pelos projetistas, com base
em valores experimentais locais de certo tipo de fundação em um tipo de solo (ALONSO, 2003)
Em projetos de fundações por estaca pode-se considerar valores de recalques
admissíveis propostos por Meyerhof (1976): 25 mm para estacas em areia e 50 mm para estacas
em argila, sendo que estes consideram o efeito de grupo. Para estacas isoladas, se tem 15 mm
para estacas em areia e 25 mm para estacas em argila (CINTRA e AOKI, 2010).
2.3.2. Efeito de grupo em estacas
O efeito de grupo em estacas é definido na NBR 6122/2010 como o processo de
interação dos diversos elementos que constituem uma fundação ao transmitirem ao solo as
cargas que lhes são aplicadas. Uma superposição de tensões é ocasionada por esta interação, o
que em geral faz com que o recalque do grupo seja diferente do recalque do elemento isolado.
Segundo Velloso e Lopes (2010) a capacidade de carga do grupo se torna diferente da
capacidade de carga do elemento isolado. Esta diferença causada pelo efeito de grupo, pode ser
benéfica, mas depende da forma de execução da fundação e do tipo do terreno.
2.4. ESTIMATIVA DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS
Na elaboração de projetos são utilizados métodos de previsão de capacidade de carga
para estimativa da capacidade de cargas de estacas, é possível separá-los em métodos teóricos
e métodos semi-empíricos.
Os métodos semi-empíricos são aqueles em que o cálculo é feito utilizando-se fórmulas
empíricas e semi-empíricas, desenvolvidas com o auxílio de correlações com ensaios in situ,
principalmente SPT e CPT, e ajustados com ensaio de prova de carga.
O método Aoki-Velloso (1975) foi desenvolvido com base no CPT, mas posteriormente
adaptado para uso com o SPT, que é o ensaio mais usual no Brasil. Outros métodos semi-
empíricos utilizados para dimensionamento de estacas baseados no SPT, são: Décourt e
Quaresma (1978) e Teixeira (1996).
24
Para dimensionamento de estacas embutidas em rocha pode se utilizar o método de
Cabral-Antunes (2000).
2.4.1. Método Aoki & Velloso (1975)
O método de Aoki e Velloso (1975) é um método brasileiro que foi desenvolvido
originalmente a partir da comparação de resultados de prova de carga em estacas com resultados
de ensaios CPT, mas como estes ensaios não são tão usualmente empregados no Brasil, pode
se substituir por uma correlação com ensaios SPT (CINTRA e AOKI, 2010; HACHICH et al.,
1998; VELLOSO e LOPES, 2010).
A capacidade de carga (R), como definido anteriormente, é dada pela soma das parcelas
de resistência lateral (RL) e de ponta (Rp), demonstradas nas Equações 1 e 2.
RL = U ∑( rL ∆L) (1)
Rp = rp Ap (2)
Logo, temos a Equação 3 para a capacidade de carga:
R = RL + Rp = U ∑( rL ∆L) + rp Ap (3)
Onde:
R = capacidade de carga da estaca, em kN;
U = perímetro da seção transversal do fuste, em metros;
rL = resistência lateral unitária;
∆L = profundidade da camada, em metros;
rp = resistência de ponta unitária;
Ap = área da seção transversal da ponta da estaca, em m².
As incógnitas rL e rp são geotécnicas e correlacionam-se com o ensaio CPT como
demonstrado nas Equações 4 e 5:
25
rp =qc
F1 (4)
rL =fs
F2 (5)
F1 e F2 são fatores de correção, que levam em conta diferença de comportamento entre
o protótipo e modelo, ou seja, escala, e também o processo executivo de diferentes tipos de
estaca. Os valores destes fatores foram obtidos através de provas de carga realizadas em vários
estados do Brasil e estão apresentados na Tabela 3.
Tabela 3 - Fatores 𝐅𝟏 e 𝐅𝟐 (Aoki e Velloso, 1975; Velloso et al., 1978)
Tipo de estaca 𝑭𝟏 𝑭𝟐
Franki 2,5 5,0
Metálica 1,75 3,5
Pré-moldada de concreto 1,75 3,5
Escavada 3,0 6,0
Fonte: Velloso e Lopes (2010)
Quando não se tem resultados de ensaio CPT pode-se realizar a subtituição por
correlações com o índice de resistência à penetração (𝑁𝑆𝑃𝑇) obtidos no ensaio SPT,
apresentadas nas Equações 6 e 7.
rp =K Np
F1 (6)
rL =α K NL
F2 (7)
Onde:
K = fator de correção em função do tipo de solo, em kgf/cm²;
Np = NSPT na cota de apoio da ponta da estaca;
α = fator de correção em função do tipo do solo, em porcentagem;
NL = NSPT médio da camada de solo de espessura ∆L.
26
Tanto o coeficiente K como a razão de atrito α dependem do tipo de solo. Seus valores
são obtidos com base na experiência dos autores e em valores da literatura, e são dados na
Tabela 4.
Tabela 4 – Valores de K e α (Aoki e Velloso, 1975)
Tipo de solo 𝑲 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: Velloso e Lopes (2010)
Por fim temos que a capacidade de carga de um elemento isolado de fundação é dada
pela Equação 8:
R = K Np
F1 Ap +
U
F2∑( α K NL ∆L) (8)
27
2.4.2. Método Décourt & Quaresma (1978)
Décourt e Quaresma propuseram em 1978 um método para determinar capacidade de
carga utilizando resultados do ensaio SPT, e neste também se divide a capacidade de carga em
duas parcelas de resistência lateral (RL) e de ponta (Rp), apresentadas nas Equações 9 e 10.
Rp = rp Ap (9)
RL = U rL L (10)
Logo, se obtêm a expressão da Equação 11:
R = RL + Rp = U rL L + rp Ap (11)
Onde:
R = capacidade de carga da estaca, em kN;
U = perímetro da seção transversal do fuste, em metros;
rL = tensão lateral unitária;
L = comprimento da estaca, em metros;
rp = resistência de ponta unitária;
Ap = área da seção transversal da ponta da estaca, em m².
Para estimar a tensão lateral unitária e a resistência de ponta unitária temos as Equações
12 e 13:
rL = 10 (NL
3+ 1) (12)
rp = CNp (13)
Onde:
NL = valor médio do NSPT ao longo do fuste, com limite inferior de 3 e superior de 15
para estacas Strauss, e de 50 para estacas de deslocamento e estacas escavadas com bentonita;
28
C = coeficiente característico do solo, em tf/m²;
Np = valor médio do NSPT na ponta ou base da estaca, obtido através dos valores: na
ponta, anterior e posterior.
Tem-se então a Tabela 5 que apresenta os valores de 𝐶 para diferentes tipos de solo.
Tabela 5 – Valores de C (Décourt e Quaresma, 1978)
Tipo de solo 𝑪
Argilas 12
Siltes argilosos (alteração de rocha) 20
Siltes arenosos (alteração de rocha) 25
Areias 40
Fonte: Velloso e Lopes (2010)
Foram introduzidos em 1996 os fatores α e β nas parcelas de resistência, o que resultou
na Equação 14:
R = α C Np Ap + β 10 (NL
3+ 1) U L (14)
A Equação 14, pode ser aplicada para estacas escavadas em geral, estacas tipos hélice
contínua e raiz, e estacas injetadas sob altas pressões. Os valores de α e β estão apresentados
nas Tabelas 6 e 7, respectivamente. Para estacas do tipo pré-moldadas, metálicas e tipo Franki,
os valores de α e β são iguais a 1,0 (CINTRA e AOKI, 2010).
29
Tabela 6 – Valores do fator α em função do tipo de estaca e do tipo de solo
Tipo de solo
Tipo de estaca
Escavada
em geral
Escavada
(bentonita)
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*
Areias 0,5 0,5 0,3* 0,5* 1,0*
* valores apenas orientativos diante do reduzido número de dados disponíveis
Fonte: Cintra e Aoki (2010); Décourt (1996)
Tabela 7 – Valores do fator β em função do tipo de estaca e do tipo de solo
Tipo de solo
Tipo de estaca
Escavada
em geral
Escavada
(bentonita)
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*
Areias 0,5* 0,6* 1,0* 1,5* 3,0*
* valores apenas orientativos diante do reduzido número de dados disponíveis
Fonte: Cintra e Aoki (2010); Décourt (1996).
2.4.3. Método de Teixeira (1996)
Em 1996, Teixeira apresentou uma equação unificada para capacidade de carga com
base no uso prático de diversos métodos, como Aoki-Velloso, Décourt-Quaresma e outros, em
função dos parâmetros de α e β, apresentada na Equação 15.
R = RL + Rp = α Np Ap + β NL U L (15)
30
Onde:
R = capacidade de carga da estaca, em kN;
α = parâmetro relativo à resistência de ponta, em kPa;
Np = valor médio do NSPT no intervalo de 4 diâmetros acima da ponta da estaca e 1
diâmetro abaixo;
β = parâmetro relativo à resistência de atrito lateral, em kPa;
NL = valor médio do NSPT ao longo do fuste da estaca.
Os valores dos parâmetros α e β dependem do tipo de estaca, mas no caso do parâmetro
α, este também é influenciado pelo tipo de solo. São dados os valores destes parâmetros nas
Tabelas 8 e 9. Segundo Cintra e Aoki (2010), este método não se aplica para estacas pré-
moldadas de concreto flutuantes em camadas de argilas moles sensíveis, de NSPT inferior a 3,
neste caso deve se usar valores de tensão de atrito lateral que dependem da natureza do
sedimento argiloso.
Tabela 8 – Valores do parâmetro α
Solo
(𝟒 < 𝐍𝐒𝐏𝐓 < 𝟒𝟎)
Tipo de estaca
Pré-moldada e
perfil metálico Franki
Escavada a
céu aberto Raiz
Argila siltosa 110 100 100 100
Silte argiloso 160 120 110 110
Argila arenosa 210 160 130 140
Silte arenoso 260 210 160 160
Areia argilosa 300 240 200 190
Areia siltosa 360 300 240 220
Areia 400 340 270 260
Areia com pedregulhos 440 380 310 290
Fonte: Cintra e Aoki (2010); Teixeira (1996)
31
Tabela 9 – Valores do parâmetro β
Tipo de estaca 𝜷
Pré-moldada e perfil metálico 4
Franki 5
Escavada a céu aberto 4
Raiz 6
Fonte: Cintra e Aoki (2010); Teixeira (1996)
2.4.4. Método de Cabral-Antunes (2000)
Em 2000, o método de Cabral-Antunes, foi apresentado no 4º Seminário de Engenharia
de Fundações Especiais e Geotecnia, e permite prever a capacidade de carga para estacas em
rocha. Segundo Velloso e Lopes (2010) quando parte do comprimento de uma estaca ou sua
ponta se encontra em rocha, deve-se considerar que as deformações no trecho em solo e no
trecho em rocha podem ser muito diferentes, a parcela da resistência em solo pode ser
desprezada, no entanto, em casos onde o trecho de solo tiver uma resistência razoável (NSPT ≥
10) e deformações plásticas superiores a 2 mm + 0,2%D (sendo D o diâmetro da estaca em
mm), Cabral e Antunes (2000, apud Scheuermann Filho, 2016) afirma que a consideração da
parcela resistiva do solo no cálculo da capacidade de carga é possível. O fator de segurança
global a ser utilizado deve ser igual a 3.
A capacidade de carga assim como os demais métodos se dá a partir da soma das
parcelas de resistência lateral e de ponta, demonstrada na Equação 16.
R = RL + Rp = rp Ap + rL U L (16)
A resistência de ponta unitária é considerada em função da qualidade do maciço rochoso
e da limpeza da ponta da estaca, deve ser menor ou igual a 8,0MPa, e é dada pela Equação 17:
rp = βp σc (17)
Onde:
βp = coeficiente de correlação em função do grau de alterção da rocha;
32
σc = resistência a compressão simples da rocha, em MPa.
A Tabela 10 apresenta os valores de βp, enquanto a Tabela 11 apresenta os valores de
σc para diversas rochas, que são divididas em:
a) tipo 1: rochas ígneas e metamórficas (basaltos, gnaisses e granitos);
b) tipo 2: rochas metamórficas foliadas (ardósias e xistos);
c) tipo 3: rochas sedimentares “bem cimentadas” (arenitos, calcários e siltitos).
Tabela 10 – Valores característicos de 𝜷𝒑
Tipo de rocha 𝜷𝒑
Intervalo Média
Muito alterada 0,07-0,13 0,10
Alterada 0,24-0,36 0,30
Pouco Alterada 0,48-0,64 0,54
Fonte: Scheuermann Filho (2016) apud Cabral e Antunes (1999)
Tabela 11 – Valores indicativos de 𝛔𝐜
Tipo de rocha 𝝈𝒄
Tipo 1 70-250
Tipo 2 40-90
Tipo 3 30-80
Fonte: Scheuermann Filho (2016) apud Cabral e Antunes (1999)
A resistência lateral unitária no fuste, deve ser entre 2,5% a 3,5% da resistência de ponta
unitária, e deve satisfazer as condições apresentadas na Equação 18:
rLmáx ≤fck
15≤ 1,3 MPa (18)
Onde:
rLmáx = resistência lateral unitária máxima;
fck = resistência característica do concreto que compõe estaca.
33
Cabral e Antunes (2000, apud Scheuermann Filho, 2016) colocam limitações no
comprimento mínimo de embutimento (𝐿𝑒) da estaca na rocha. Estas limitações dependem do
grau de alteração do maciço rochoso, das condições de limpeza do furo e do mecanismo de
resistência da estaca, e são apresentadas na Tabela 12.
Tabela 12 – Comprimento mínimo de embutimento
Características da rocha 𝑳𝒆 𝐦í𝐧𝐢𝐦𝐨
Não há dúvidas quanto à limpeza e a qualidade da rocha
a partir da ponta da estaca 𝐿𝑒 = 0,5𝐷
Há possibilidade da porção de rocha sob a ponta da
estaca ser de qualidade inferior em comparação à porção
sobrejacente
𝐿𝑒 = 1,5𝐷(𝑟𝑝 > 30 𝑀𝑃𝑎)
𝐿𝑒 = 2,0𝐷(𝑟𝑝 < 30 𝑀𝑃𝑎)
A estaca é suportada somente pelo seu fuste, por atrito
lateral e outros mecanismos de adesão
𝐿𝑒 = 3,0𝐷(𝑟𝑝 > 30 𝑀𝑃𝑎)
𝐿𝑒 = 4,0𝐷(𝑟𝑝 < 30 𝑀𝑃𝑎)
Fonte: Scheuermann Filho (2016) apud Cabral e Antunes (1999)
2.4.5. Carga Estrutural Admissível
A carga estrutural admissível considera apenas o elemento estaca, sem levar em conta o
aspecto geotécnico (CINTRA e AOKI, 2010). A NBR 6122/2010 determina o cálculo da carga
estrutural admissível através da Equação 19.
Pk =0,85 fck Ac
γf γc (19)
Onde:
Pk = resistência do elemento estaca;
fck = reistência característica do concreto;
Ac = área da seção transversal da estaca;
γf = coeficiente de majoração das ações características;
γc = coeficiente de minoração da resistência a compressão de projeto do concreto.
Os coeficientes de majoração e minoração são apresentados na Tabela 13.
34
Tabela 13 – Parâmetros para dimensionamento
Comprimento útil mínimo e %
mínima de armadura
Tipo de estaca fck máximo de
projeto (MPa) γf γc Armadura (%) Comprimento (m)
Escavadas sem fluído 15 1,4 1,9 0,5 2,0
Escavadas com fluído 20 1,4 1,8 0,5 4,0
Strauss 15 1,4 1,9 0,5 2,0
Franki 20 1,4 1,8 0,5 Armadura integral
Fonte: Adaptação da NBR 6122/2010
2.5. ANÁLISE DE DESEMPENHO DE ESTACAS
Segundo Cintra et al. (2013) quando o estaqueamento é concluído e se avalia sua
capacidade de carga do mesmo, os valores reais podem não coincidir com os valores teóricos
previstos pelo projeto, e estas variações se justificam, principalmente, por três motivos:
Imperfeições nos métodos de cálculo da capacidade de carga, o que implica em
resultados aproximados;
Variabilidade das características do solo em toda a área abrangida pelo estaqueamento;
Decisões de projetistas em relação a adoção de comprimentos de estacas.
Cintra et al. (2013) também alerta para a grave consequência que ignorar os valores reais
da capacidade de carga pode causar, o desconhecimento do fator de segurança real da fundação.
O fator de segurança global é definido pela relação entre os valores médios de resistência e
solicitação, demostrado na Equação 20:
FS =Rmed
Smed (20)
Onde:
Rmed = resistência média;
Smed = solicitação média.
35
O desempenho de fundações pode ser realizado para todo o conjunto, superestrutura e
fundação, para um grupo de elementos ou para um elemento isolado de fundação. Devido ao
custo dessas verificações, é usual que se verifique apenas o desempenho de elementos isolados
(HACHICH et al., 1998).
Para se verificar o desempenho de fundações, tem-se os ensaios de carregamento
dinâmico e os ensaios de carregamento estático, também conhecidos como prova de carga
estática. O ensaio de carregamento dinâmico, normatizado pela NBR 13208/2007, visa, a partir
da ação de carregamento dinâmico, a estimativa da capacidade de carga, através de análise
fundamentada pela equação da onda.
2.5.1. Prova de carga estática
De acordo com Hachich et al. (1998), a prova de carga estática é um ensaio do tipo
“tensão x deformação” realizado no solo estudado para receber solicitações, ou em elemento de
fundação construído para a obra ou para teste. Esses ensaios são realizados com o objetivo de
verificar o comportamento previsto em projeto (capacidade de carga e recalques).
Velloso e Lopes (2010) apontam outro uso para prova de carga estática, sendo esse a
definição da carga de serviço nos casos em que não se consegue fazer uma previsão de
comportamento.
O processo consiste, segundo Cintra et al. (2013), na aplicação de cargas conhecidas no
topo da estaca, em incrementos sucessivos e iguais (estágios de carga) com simultânea medição
das deformações e deslocamentos gerados até que seja atingida a carga de ruptura ou a carga
máxima programada (que é o dobro da carga de projeto da estaca). Os esforços aplicados podem
ser axiais, de tração ou de compressão, ou transversais, segundo a NBR 12131/2006, que
normatiza o processo do ensaio no Brasil, assim como sua aparelhagem e apresentação dos
resultados.
A NBR 6122/2010 define os limites para quando se existe a obrigatoriedade da execução
da prova de carga, e que estas devem ser realizadas em no mínimo 1% da quantidade total de
estacas e no início da obra.
Para realizar o carregamento é preciso de um macaco hidráulico que atua contra um
sistema de reação, esse sistema pode ser de três tipos: cargueira, estacas de reação e tirantes.
Os diferentes sistemas são representados na Figura 8.
36
Figura 8 – Sistemas de reação para prova de carga estática, (a) cargueira, (b) vigas presas a
estacas vizinhas à de prova, tracionadas, (c) vigas ancoradas no terreno, (d) célula expansora,
(e) vigas presas a estacas vizinhas à de prova, comprimidas, (f) macaco
Fonte: Velloso e Lopes (2010)
Existe também um outro processo que dispensa o sistema de reação e de carregamento,
que é o sistema de célula expansiva hidrodinâmica desenvolvido por Silva, em 1986, o qual
utiliza o elemento de fundação como reação, através da introdução de uma célula expansora no
fuste da estaca, próximo à ponta, e carrega a parte inferior em compressão e a superior a tração
(CINTRA et al, 2013; VELLOSO e LOPES, 2010). A Figura 9 ilustra o sistema de prova de
carga com células expansivas hidrodinâmicas, onde Q é a carga aplicada no ensaio.
37
Figura 9 - Princípio básico da prova de carga com células expansivas hidrodinâmicas
Fonte: Arcos Engenharia de Solos (2015)
De acordo com Silva (1983), o ensaio executado com células expansivas gera resultados
bidirecionais, ou seja, se obtem duas curvas carga x recalque, uma que representa o
deslocamento do fuste e outra que descreve o deslocamento da ponta.
O ensaio de prova de carga estático pode ser realizado com carregamento lento, com
carregamento rápido, com carregamento misto ou com carregamento cíclico, lento ou rápido.
A interpretação dos deslocamentos resultantes deve levar em consideração o tipo de
carregamento (NBR 12131/2006).
2.5.2. Ensaio de carregamento rápido
Na NBR 12131/2006, o ensaio de carregamento rápido deve seguir algumas diretrizes:
Em cada estágio, o incremento da carga não de ser superior a 10% da carga de trabalho
da estaca;
A carga deve ser mantida, em cada estágio, durante 10 minutos, independentemente da
estabilização dos recalques;
Os deslocamentos são lidos no início e no final de cada estágio;
Quando a carga máxima de ensaio for atingida, deve-se medir os deslocamentos em
cinco leituras, nos tempos de 10, 30, 60, 90 e 120 minutos. Então se realiza o
38
descarregamento em no mínimo 5 estágios, com tempo de 10 minutos a cada e leitura
dos deslocamentos;
Após 10 minutos do descarregamento total, devem ser realizadas duas leituras
adicionais aos 30 e 60 minutos.
2.6. INTERPRETAÇÃO DA CURVA CARGA X RECALQUE
O principal resultado obtido na prova de carga é a curva carga x recalque, que mostra o
comportamento da fundação sob os carregamentos estáticos crescentes. O ensaio através do
sistema de células expansivas, curva carga x recalque gerada é bidirecional, ou seja, são geradas
duas curvas, uma que representa o deslocamento no topo da estaca e outra que representa o
deslocamento em sua ponta. Para a interpretação de uma curva bidirecional, esta deve primeiro
ser tranformada em uma curva equivalente a convencional.
Em geral as curvas carga x recalque não exibem ruptura nítida (quando ocorre
verticalização da curva), sendo necessário a interpretação para definir-se a capacidade de carga
(CINTRA et al., 2013). Na Figura 10, ilustra a diferença entre curvas carga x recalque de
carregamentos lentos e rápidos.
Figura 10 – Curva carga x recalque para provas de carga com diferentes velocidades de
carregamento
Fonte: Velloso e Lopes (2010)
39
Segundo Cintra et al. (2013), três são as curvas possíveis da fase de carregamento:
curvatura não bem definida, curva que mostra ruptura física e curva aberta sem caracterização
de ruptura física. Existem diferentes métodos para interpretação da curva carga x recalque e
esses podem ser agrupados em duas classes: os de ruptura física e os de ruptura convencional.
A ruptura física acontece quando o valor da capacidade de carga é definido pela assíntota
vertical. A ruptura convencional admite valores de carga além da carga de ruptura. Ambos são
aplicados à fase de carregamento da prova de carga.
2.6.1. Método de Van der Veen (1953)
Cintra et al. (2013) classifica esse método na classe de ruptura física, ou seja, aqueles
que buscam a assíntota vertical. O método de Van der Veen (1953) associa a curva carga x
recalque com uma função exponencial, ilustrada na Equação 21, que ao ser reescrita permite se
obter uma equação de uma reta, vista na Equação 22.
P = R(1 − e−αρ) (21)
α ρ + ln (1 − P R)⁄ = 0 (22)
Onde:
P = carga aplicada no topo da estaca;
R = interseção da assíntota vertical com o eixo das cargas;
α = coeficiente da forma da curva;
ρ = recalque no topo da estaca.
É desenhado um gráfico −ln (1 − P R)⁄ x ρ, para que se possa descobrir o valor de R e
de α através do gráfico que mais se aproxima de uma reta. Em 1976, foi proposta uma alteração
que permite que a curva ajustada não passe pela origem do sistema de coordenadas, e faz com
que a curva carga x recalque se ajuste melhor aos pontos intermediários e finais do
carregamento (CINTRA et al., 2013). A solução gráfica do método é ilustrada na Figura 11.
40
Figura 11 – Solução gráfica do método de Van der Veen
Fonte: Velloso e Lopes (2010)
2.6.2. Método de Chin (1970)
Outro método de ruptura física apresentado por Cintra et al. (2013) é o de Chin (1970).
Este método considera que quando a carga se aproxima da ruptura tem-se uma curva carga x
recalque hiperbólica, se reescreve para obter a equação da hipérbole. Estas expressões são
demontradas nas Equações 23 e 24.
P =ρ
C+mρ (23)
ρ P⁄ = m ρ + C (24)
Onde:
P = carga aplicada no topo da estaca, em kN;
ρ = recalque no topo da estaca, em mm;
C = constante, em kN-1;
m = constante, em mm/kN.
41
Desenha-se um gráfico ρ P⁄ x ρ e se executa os primeiros pontos, formando então uma
reta de coeficiente angular m. Aplica-se então o conceito de ruptura física a equação da
hipérbole e tem a capacidade de carga apresentada na Equação 25.
R = 1 m⁄ (25)
2.6.3. Método da NBR 6122/2010
A NBR 6122/2010 apresenta um critério de ruptura convencional e, segundo Cintra et
al. (2013), pode ser aplicado para qualquer prova de carga em que não ocorrer ruptura nítida.
Se obtém a carga de ruptura a partir interseção da curva carga x recalque (extrapolada se
necessário) com a reta obtida com a expressão vista na Equação 26.
ρ =D
30+
P L
A E (26)
Onde:
ρ = recalque no topo da estaca;
D = diâmetro da seção transversal do fuste;
P = carga aplicada no topo da estaca;
L = comprimento da estaca;
A = área da seção transversal do fuste;
E = módulo de elasticidade do material da estaca.
A segunda parcela da expressão representa o encurtamento elástico da estaca
considerada como coluna livre (sem atrito lateral). O método é representado graficamente na
Figura 12.
42
Figura 12 – Método da NBR 6122/2010
Fonte: NBR 6122/2010.
43
3 MATERIAIS E MÉTODOS
A realização de um estudo de caso visa fazer uma comparação dos resultados obtidos
através de métodos teóricos com os resultados obtidos em testes realizados em campo, para que
dessa forma possa se aprimorar os métodos de cálculos existentes. Em um estudo de caso, são
necessárias certas informações, como, por exemplo, o tipo de obra e sua localização,
características geológicas e geotécnicas, assim como, a definição dos métodos utilizados para
o cálculo da capacidade de carga da estaca estudada.
3.1. MATERIAIS
3.1.1. Obra estudada
Foi avaliada para este trabalho o viaduto de acesso continental a ponte Hercílio Luz
localizada na cidade de Florianópolis – SC. Na Figura 13 observa-se uma imagem de satélite
da ponte Hercílio Luz.
Figura 13 – Localização da ponte Hercílio Luz em Florianópolis – SC
Fonte: adaptado de Google Maps <https://www.google.com.br/maps/search/Ponte/@-27.5938847,-
48.5694831,15z/data=!3m1!4b1> (Acesso em: 08/06/2018)
44
Como parte das obras de restauração e recuperação da ponte, foi realizado o reforço das
fundações. A estaca estudada, denominada E5-1, se encontra na torre T5 no bloco 8N, que faz
parte do viaduto de acesso continental, sua localização está representada na Figura 14. Estaca
do tipo escavada com revestimento com carga de trabalho de 1.385,00 kN, a estaca E5-1 tem
comprimento efetivo de 18,50 m, sendo 16,10 m em solo com diâmetro de 800 mm e 2,40 m
embutida em rocha com diâmetro de 700 mm.
Figura 14 – Localização da estaca E5-1
Fonte: Adaptado de Arcos Engenharia de Solos (2017)
3.1.2. Geologia do local
A cidade de Florianópolis é constituída geologicamente por duas formações básicas: os
terrenos rochosos chamados cristalinos (granitos, riolitos e diques de diabásio) e os terrenos
sedimentares de formação em depósitos recente (planícies costeiras).
A ligação entre a porção continental com a ilha acontece através das três pontes que
foram construídas sobre um estreito. Na porção continental, onde se encontra o viaduto de
acesso à ponte Hercílio Luz os solos predominantes são as areias quartozas e granito.
3.1.3. Investigações geotécnicas
A importância e os métodos utilizados para se realizar investigações geotécnicas foram
descritos na seção 2.2 deste trabalho. O ensaio SPT é o mais utilizado no Brasil para a
elaboração de projetos de fundação, mas neste estudo de caso se tem rocha presente no solo
45
próximo à estaca E5-1 e, por esta razão teve-se de realizar uma sondagem mista. Na Figura 15,
verifica-se o boletim de sondagem mista do subsolo mais próximo a estaca estudada.
Figura 15 – Boletim de sondagem SM-05
Fonte: Adaptado de Arcos Engenharia de Solos (2017)
46
Na obra analisada foi realizada sondagem de acordo com as prescrições da NBR
6484/2001, da qual se obtem as seguintes características:
A primeira camada é composta de entulhos, se estende até 1,00 m de profundidade;
Da profundidade de 1,00 m até 6,00 m tem-se camadas compostas de areia
média/grossa, que tem variação de cor (amarelada e cinza escura) e compactação;
A partir da profundidade 6,00 m até 10,00 m as camadas são compostas de areia argilosa
com cor cinza escuro e diferentes graus de compactação;
A oitava camada tem composição de silte arenoso amarelado medianamente compacto
e está localizada na profundidade entre 10,00 m até 12,00 m;
A nona camada na profundidade de 12,00 m até 16,10 m é composta de silte amarelado
compacto;
Entre 16,10 m e 19,60 m tem-se uma camada de rocha alterada (granito), bastante
fraturada;
A última camada é composta de rocha alterada (granito róseo), fraturada, que começa
em 19,60 m de profundidade;
O nível de água foi identificado a 1,90 m de profundidade;
A sondagem foi interrompida em 20,90 m.
3.1.4. Prova de carga estática
A prova de carga estática tem como função, como descrito no item 2.5, verificar o
comportamento da fundação executada em relação ao projeto a partir de dados como a
capacidade de carga e recalques.
Na obra estudada, foi realizado um ensaio estático de carregamento rápido, o qual
consite em aplicar a carga em estágios de carga iguais e sucessivos. A regulamentação da NBR
12131/2006 prevê que se tenham pelo menos 20 estágios onde a carga deve ser mantida durante
10 minutos, independentemente da estabilização dos deslocamentos. Cada estágio não deve ser
superior a 10% da carga de trabalho prevista para a estaca ensaiada. O ensaio será concluído
caso se atinja a carga de ruptura ou a carga máxima programada.
Para a realização do ensaio foi utilizado o sistema com células expansivas
hidrodinâmicas, que funcionam como macacos hidráulicos dentro do elemento de fundação, e
dessa forma utilizam a estaca como sistema de reação. Pode ser feita a introdução de uma ou
mais células expansoras no fuste próximo a ponta da estaca.
47
Nesta estaca foram utilizadas 4 células expansivas hidrodinâmicas, assim como um
manômetro, cinco deflectômetros, uma bomba elétrica, todos estes propriamente aferidos. Para
a medição dos deslocamentos foram utilizados extensômetros com leitura direta e precisão de
0,01 mm. Na Figura 16 pode se observar a colocação da armação equipada com as células e na
Figura 17, a instrumentação do ensaio.
Figura 16 – Colocação da armadura equipada com células expansivas
Fonte: Adaptado de Arcos Engenharia de Solos (2017)
Figura 17 – Instrumentação do ensaio
Fonte: Adaptado de Arcos Engenharia de Solos (2017)
48
A estaca foi solicitada por 22 estágios até atingir a capaciade de carga admissível da
estaca (carga de catálogo) com um fator de segurança de 2, logo, para diâmetro de 800 mm e
tensão admissível à compressão do concreto de 5 MPa, tem-se a carga de ensaio igual a 5111,04
kN. O carregemento foi iniciado com carga de 232,32 kN, os próximos estágios foram
incrementados ao estágio anterior, também no valor de 232,32 kN.
Para a carga de ensaio máxima de 5111,04 kN, obteve-se um deslocamento máximo de
ponta no valor de 3,71 mm e deslocamento máximo no topo da estaca de 0,30 mm, isto pode
ser observado na Figura 18, que ilustra a natureza bidirecional do resultado do ensaio com
células expansivas.
Após a conclusão do ensaio é necessário a realização da recuperação da estaca ensaiada,
feita com a injeção de calda de cimento para preencher as células e os espaços vazios gerados
pelo ensaio.
A ruptura da estaca é caracterizada quando tem-se um baixo acréscimo de carga com
elevadas deformações, como isto não acontece no ensaio realizado, não houve ruptura. Assim teve-
se de extrapolar a curva carga x recalque para se obter a carga de ruptura da estaca.
49
Figura 18 – Curva carga x recalque
Fonte: Adaptado de Arcos Engenharia de Solos (2017)
50
3.2. CÁLCULO DA CAPACIDADE DE CARGA
Para o cálculo da capacidade de carga foram selecionados os métodos de Aoki-Velloso
(1975), Décourt-Quaresma (1978), Teixeira (1996) e Cabral-Antunes (2000), sendo que o
último foi escolhido devido ao seu uso para estacas embutidas em rocha.
Cada método de cálculo possui diferente coeficientes e parâmetros que podem ser
adotados a partir das Tabelas 4 a 12 apresentadas na seção 2.4 deste trabalho. Outra
consideração feita foi a adoção no cálculo da capacidade de carga para o valor de NSPT igual a
50 para casos onde este valor é maior que 50.
3.3. ESTIMATIVA DE CARGA DE RUPTURA
Para definir um valor para a carga de ruptura, pode-se adotar métodos de interpretação
da curva de carga x recalque. Foram escolhidos, três métodos distintos: o método de Van der
Veen (1953), método de Chin (1970) e método da NBR 6122/2010.
51
4 RESULTADOS
Os cálculos da capacidade de carga e da carga de ruptura estão apresentados neste
capítulo, assim como a comparação dos valores obtidos pelos diferentes métodos utilizados.
4.1. CÁLCULO DA CAPACIDADE DE CARGA
A estaca estudada tem sua ponta embutida em rocha granítica e apresenta diâmetro
diferente para este trecho, por esta razão o cálculo da capacidade de carga é dividido em dois
trechos. Para o trecho em solo se utilizam os métodos de Aoki-Velloso (1975), Décourt-
Quaresma (1978) e Teixeira (1996), e foram calculadas apenas as parcelas de resistência por
atrito lateral. O método de Cabral-Antunes (2000) foi utilizado para o trecho em rocha, e tanto
a parcela de resistência lateral como a resistência de ponta foram calculdas.
O trecho em em solo tem comprimento de 16,10 m com diâmetro de 0,80 m, o que
resulta em um perímetro 2,5133 m e uma área transversal de 0,5027 m². O trecho em rocha tem
comprimento de 2,40 m e diâmetro de 0,70m com perímetro de 2,1991 m e área transversal de
0,3848 m².
4.1.1. Método de Aoki-Velloso (1975)
Na seção 2.4.1 tem-se as Tabelas 3 e 4, que apresentam os fatores de correção
necessários para o cálculo através da Equação 7, que é adotada para o dimensionamento. Como
a primeira camada é composta de entulhos, esta foi desconsiderada.
Ao se adotar os fatores F2 e α, conforme as Tabelas 3 e 4, para cada metro do
comprimento em solo da estaca temos os resultados apresentados na Tabela 14. Observa-se que
foi desconsiderada a resistência do 1° metro de pronfundidade, cujo material é descrito como
entulho, e o FS parcial para resistência de atrito lateral é igual a 1,5.
52
Tabela 14 - Método de Aoki-Velloso (1975)
Prof
. (m) 𝐍𝐒𝐏𝐓 U (m)
K
(kN/m²) α F2 NL
RL
(kN)
ΣRL
(kN)
ΣRL/FS
(kN)
1 9 0 0 0 0 0 0 0 0
2 17 2,5133 1000 0,014 6 15,33 89,92 89,92 59,95
3 12 2,5133 1000 0,014 6 14,33 84,06 173,97 115,98
4 14 2,5133 1000 0,014 6 12,33 72,33 246,30 164,20
5 11 2,5133 1000 0,014 6 9,00 52,78 299,08 199,39
6 2 2,5133 1000 0,014 6 6,33 37,14 336,22 224,15
7 6 2,5133 600 0,030 6 6,00 45,24 381,46 254,31
8 10 2,5133 600 0,030 6 9,67 72,88 454,34 302,90
9 13 2,5133 600 0,030 6 12,33 92,99 547,34 364,89
10 14 2,5133 600 0,030 6 14,33 108,07 655,41 436,94
11 16 2,5133 550 0,022 6 21,00 106,44 761,84 507,90
12 33 2,5133 550 0,022 6 27,00 136,85 898,69 599,13
13 32 2,5133 400 0,030 6 34,67 174,25 1072,94 715,30
14 39 2,5133 400 0,030 6 39,00 196,04 1268,98 845,99
15 46 2,5133 400 0,030 6 45,00 226,19 1495,17 996,78
16 50 2,5133 400 0,030 6 32,00 160,85 1656,02 1104,02
4.1.2. Método de Décourt-Quaresma (1978)
A Equação 14 que foi apresentada na seção 2.4.2 é adotada para o dimensionamento.
Adota-se o valor de β, a partir da Tabela 7. Para o trecho em solo, tem-se a cada metro os
resultados apresentados na Tabela 15. Observa-se que foi novamente desconsiderada a
resistência do 1° metro de pronfundidade, cujo material é descrito como entulho, e o FS parcial
para resistência de atrito lateral é igual a 1,3.
53
Tabela 15 - Método de Décourt-Quaresma (1978)
Prof. (m) 𝐍𝐒𝐏𝐓 U (m) β RL (kN) ΣRL (kN) ΣRL/FSf (kN)
1 9 0,0000 0,00 0,00 0 0,00
2 17 2,5133 0,50 83,78 83,78 64,44
3 12 2,5133 0,50 62,83 146,61 112,78
4 14 2,5133 0,50 71,21 217,82 167,55
5 11 2,5133 0,50 58,64 276,46 212,66
6 2 2,5133 0,50 20,94 297,40 228,77
7 6 2,5133 0,65 49,01 346,41 266,47
8 10 2,5133 0,65 70,79 417,20 320,93
9 13 2,5133 0,65 87,13 504,33 387,95
10 14 2,5133 0,65 92,57 596,90 459,16
11 16 2,5133 0,65 103,46 700,37 538,74
12 33 2,5133 0,65 196,04 896,40 689,54
13 32 2,5133 0,65 190,59 1086,99 836,15
14 39 2,5133 0,65 228,71 1315,70 1012,08
15 46 2,5133 0,65 266,83 1582,52 1217,33
16 50 2,5133 0,65 288,61 1871,13 1439,33
4.1.3. Método de Teixeira (1996)
A seção 2.4.3 apresenta a Equação 15 para o dimensionamento pelo método de Teixeira,
assim como a Tabela 9, que apresentam respectivamente os valores do parâmetro β. No trecho
em solo temos os valores para cada metro apresentados na Tabela 16. Novamente foi
desconsiderada a resistência do 1° metro de pronfundidade, cujo material é descrito como
entulho, e o FS parcial para resistência de atrito lateral é igual a 1,5.
54
Tabela 16 - Método de Teixeira (1996)
Prof. (m) 𝐍𝐒𝐏𝐓 U (m) β (kN/m²) NL RL (kN) ΣRL (kN) ΣRL/FSf (kN)
1 9 2,5133 0,0 0,00 0 0 0
2 17 2,5133 4,0 17,00 170,90 170,90 113,94
3 12 2,5133 4,0 14,50 145,77 316,67 211,12
4 14 2,5133 4,0 14,33 144,09 460,77 307,18
5 11 2,5133 4,0 13,50 135,72 596,48 397,66
6 4 2,5133 4,0 11,60 116,62 713,10 475,40
7 6 2,5133 4,0 10,67 107,23 820,33 546,89
8 10 2,5133 4,0 10,57 106,28 926,61 617,74
9 13 2,5133 4,0 10,88 109,33 1035,94 690,62
10 14 2,5133 4,0 11,22 112,82 1148,75 765,84
11 16 2,5133 4,0 11,70 117,62 1266,38 844,25
12 33 2,5133 4,0 13,64 137,09 1403,46 935,64
13 32 2,5133 4,0 15,17 152,47 1555,93 1037,29
14 39 2,5133 4,0 17,00 170,90 1726,84 1151,22
15 39 2,5133 4,0 18,57 186,70 1913,54 1275,69
16 39 2,5133 4,0 19,93 200,39 2113,93 1409,29
4.1.4. Método de Cabral-Antunes (2000)
Para o método de Cabral-Antunes, considera-se apenas o trecho em rocha, que tem
menor diâmetro, e seu dimensionamento é dado pela Equação 16. Primeiro é preciso calcular a
resistência de ponta unitária com o uso da Equação 17, para que se possa verificar o
comprimento mínimo de embutimento. O valor para βp se encontra na Tabela 10, enquanto o
valor de 𝜎𝑐 está presente na Tabela 11, adotando o valor intermediário do intervalo. Tem-se
então a Equação 27:
rp = 0,3.160 (27)
Como o resultado obtido na Equação 27 é igual a 48 MPa, tem-se que o comprimento
mínimo de embutimento é dado por três vezes o diâmetro da estaca, ou seja, tem-se o
55
comprimento mínimo de 2,10 m. Desta forma é possível aplicar o método a esta estaca, tem-se
então os valores a cada metro apresentados na Tabela 17.
Nota-se que o valor da resistência de ponta unitária utilizado no cálculo foi menor que
o calculado na Equação 27, isso se deve ao limite máximo estabelecido pelo autor, que é de 8
MPa, ou 8000 kN/m².
Tabela 17 - Método de Cabral-Antunes (2000)
Prof.
(m)
rp
(kN/m²) Rp (kN)
rL
(kN/m²)
RL
(kN)
ΣRL
(kN) R (kN)
R/FS
(kN)
17 8000,00 3078,76 200,00 439,82 439,82 3518,58 1172,86
18 8000,00 3078,76 200,00 439,82 879,65 3958,41 1319,47
18,5 8000,00 3078,76 200,00 219,91 1099,56 4178,32 1392,77
4.1.5. Carga Estrutural Admissível
A carga estrutural admissível considera apenas o elemento estaca e é dada pela Equação
19. Tem-se na Equação 28 o cálculo da carga estrutural da estaca estudada.
Pk =0,85∗30000 ∗2,5133
1,4∗1,9= 4818,68 kN (28)
Como o valor obtido foi superior aos calculados através dos métodos semi-empíricos
(somados os trechos em solo e rocha), o elemento estaca tem capacidade de suportar os
esforços.
4.1.6. Comparação dos resultados
Diferentes valores para capacidade de carga foram encontrados através dos cálculos
demonstrados na seção 4.1, para ilustrar estes resultados foram gerados gráficos.
A carga de trabalho da estaca é igual a 1385,00 kN, esta considera toda a estaca, ou seja,
seus trechos em solo e em rocha. Para o trecho em solo da estaca foram utilizados três métodos
para o cálculo da capacidade de carga lateral, e para o trecho em solo apenas o método de
Cabral-Antunes (2000) foi utilizado.
56
A capacidade de carga geotécnica total foi obtida a partir da soma da parcela do atrito
lateral no trecho em solo e as parcelas de atrito lateral e de resistência de ponta do trecho em
rocha. Tem-se os valores totais, sem FS, trecho em solo e em rocha, com os métodos de Aoki-
Velloso (1975), Décourt-Quaresma (1978) e Teixeira (1996), respectivamente, 5834,34 kN,
6049,45 kN e 6292,25 kN. Ressalta-se que nos 3 métodos de cálculos utilizados para o trecho
em solo, foram acrescidos os mesmos valores obtidos para o trecho em rocha, pelo método de
Cabral-Antunes (2000).
Calcula-se os fatores de segurança dividindo a capacidade de carga geotécnica total
obtida sem a aplicação de FS parciais e globais pela carga de trabalho da estaca, como pode ser
observado nas Equações 29, 30 e 31.
𝐅𝐒𝐀𝐎𝐊𝐈 =𝐑𝐦𝐞𝐝
𝐒𝐦𝐞𝐝=
5834,34
1385,00= 4,21 (29)
𝐅𝐒𝐃𝐄𝐂𝐎𝐔𝐑𝐓 =6049,45
1385,00 = 4,37 (30)
𝐅𝐒𝐓𝐄𝐈𝐗𝐄𝐈𝐑𝐀 =6292,25
1385,00= 4,54 (31)
Dentre os métodos analisados, o método de Aoki-Velloso (1975) teve o menor fator
segurança (FS = 4,21) e o método de Teixeira (1996) obteve o maior valor, de 4,54. Isto
demonstra que os resultados obtidos no cálculo da seção anterior são superiores ao fator de
segurança global recomendado pela NBR 6122/2010.
O fator de segurança global igual a 3 foi utilizado para o método de Cabral-Antunes,
como recomendado pelo autor. Para Aoki-Velloso (1975) foi utilizado o fator parcial de 1,5, o
mesmo fator é recomendado por Teixeira (1996) para estacas escavadas a céu aberto, enquanto
o método de Décourt-Quaresma utiliza o fator parcial de 1,3. Na Figura 19 pode se observar as
capacidades de carga com seus respectivos fatores de segurança parciais aplicados, com a carga
de trabalho representada pela linha tracejada.
57
Figura 19 – Capacidades de carga com FS parcial aplicado
O método de Aoki-Velloso (1975) se mostra o mais conservador em relação a resistência
lateral, o que resulta em uma capacidade de carga total mais conservadora se comparada ao
demais métodos.
A comparação entre as capacidades de carga totais, ou seja, a parcela de resistência
lateral do solo calculada pelos três métodos somada à capacidade do trecho em rocha, pode-se
perceber que a parcela de rocha representa entre 49,18% a 55,78% do total, demonstrando que
o curto trecho em rocha é tão representativo na resistência como os 16,10 m do trecho em solo.
4.2. ESTIMATIVA DA CARGA DE RUPTURA
Como a prova de carga estática foi realizada com o uso de células hidrodinâmicas
expansivas, o resultado obtido é bidirecional, ou seja, se obtem uma curva carga x recalque para
o fuste da estaca e outra para a ponta. Por esta razão é necessário combinar as duas curvas para
obter uma única curva carga x recalque que seja representativa de toda a estaca.
2496,79
2832,11 2802,06
1385,00 1385,00 1385,00
0,00
500,00
1000,00
1500,00
2000,00
2500,00
3000,00
Aoki-Velloso Décourt-Quaresma Teixeira
Ca
rga
de
pro
jeto
(k
N)
Método de Cálculo
Cabral-Antunes (trecho em rocha) Aoki-Velloso (trecho em solo)
Décourt-Quaresma (trecho em solo) Teixeira (trecho em solo)
Carga de Trabalho
58
A metodologia usual é a soma das cargas da ponta e do fuste para o mesmo
deslocamento, a curva obtida então é chamada de curva corrigida. Como os deslocamentos na
curva do fuste tem como deslocamento máximo de 0,3 mm, esta foi extrapolada com o método
de Van der Veen, como é ilustrado na Figura 20.
Figura 20 – Método de Van der Veen (1953) aplicado a curva carga x recalque do fuste
O gráfico da função que mais se aproxima de uma reta é o que possui o valor de 2620,00
kN, (ver Figura 20), assim, este é o valor estimado para a carga de ruptura do fuste. Tendo este
valor, é possível, então, extrapolar a curva até o deslocamento de 3,71 mm, valor de
deslocamento máximo da ponta e, então, pode se realizar a soma das cargas no fuste e na ponta
para um mesmo deslocamento. Se obteve a curva carga x recalque da estaca, que está ilustrada
na Figura 21.
Tendo a curva corrigida pode-se então aplicar os métodos de Van der Veen (1953), Chin
(1970) e da NBR 6122/2010 para estimar a carga de ruptura da estaca.
y = 14,551x - 0,049R² = 0,9854
y = 13,109x + 0,0285R² = 0,995
y = 12,163x + 0,0745R² = 0,9963
y = 11,446x + 0,1064R² = 0,9948
y = 8,4067x + 0,2067R² = 0,9694
0
0,5
1
1,5
2
2,5
3
3,5
4
4,5
5
0,00 0,05 0,10 0,15 0,20 0,25 0,30 0,35
-ln
(1-
P/R
)
Recalque (mm)
2580 kN 2600 kN 2620 kN
59
Figura 21 – Curva carga x recalque corrigida da estaca estudada
4.2.1. Método de Van der Veen (1953)
O método de Van der Veen admite uma curva carga x recalque associada à função
exponencial da Equação 22, a qual permite desenvolver os gráficos de −ln (1 − 𝑃 𝑅)⁄ x 𝜌 para
diferentes valores de R, como pode ser observado na Figura 22.
O valor de R² obtido pelo gráfico de R igual a 5250,00 kN é o que mais se aproxima de
1, ou seja, é a curva mais próxima a uma reta. A partir dela pode-se obter o coeficiente 𝛼 da
curva que é igual a 1,030. Este pode ser utilizado para uma possível extrapolação da curva.
Como a carga de ruptura estimada é de 5250,00 kN, pode-se obter também a carga de
trabalho para um fator de segurança global igual a 2, esta tem o valor de 2625,00 kN.
0,00
0,50
1,00
1,50
2,00
2,50
3,00
3,50
4,00
0,00 1000,00 2000,00 3000,00 4000,00 5000,00 6000,00
Rec
alq
ue
(mm
)
Carga Aplicada (kN)
Curva Corrigida
60
Figura 22 – Método de Van der Veen (1953) aplicado a curva carga x recalque corrigida
4.2.2. Método de Chin (1970)
O método de Chin admite uma curva carga x recalque hiperbólica, que é representada
pela Equação 24. Na Figura 23 se observa a reta obtida pelo gráfico 𝜌 𝑃⁄ x 𝜌, onde os 5
primeiros ponto iniciais da prova de carga foram excluídos, pois estavam desalinhados com a
reta formada. O coeficiente angular obtido é igual a 0,0002, este então é aplicado a Equação 25,
que permite estimar a carga de ruptura.
O valor obtido para a carga de ruptura é igual a 5000,00 kN, e a carga de trabalho para
fator de segurança global de 2 é igual a 2500,00 kN.
y = 1,2706x + 0,3672
R² = 0,9361
y = 1,1208x + 0,4406R² = 0,9512
y = 1,0305x + 0,4797R² = 0,9544
y = 0,913x + 0,5222R² = 0,9502
y = 0,6189x + 0,5681R² = 0,8951
0,0
0,5
1,0
1,5
2,0
2,5
3,0
3,5
4,0
4,5
5,0
5,5
0,00 0,50 1,00 1,50 2,00 2,50 3,00 3,50 4,00
-ln
(1-P
/R)
Recalque (mm)
5200 kN 5225 kN 5250 kN 5300 kN 5600 kN
61
Figura 23 – Método de Chin (1970) aplicado a curva carga x recalque corrigida
4.2.3. Método da NBR 6122/2010
A NBR 6122/2010 prevê a estimativa da carga de ruptura através de um procedimento
gráfico, onde se traça uma reta, prevista pela Equação 26. A curva carga x recalque da prova de
carga deve ser interceptada pela reta traçada, e neste ponto tem-se a carga de ruptura. No caso
da carga de prova estudada, os recalques foram baixos e por esta razão a reta do método não
intercepta a curva corrigida, como ilustra a Figura 24, logo, não se tem uma estimativa de carga
de ruptura.
y = 0,0002x + 5E-05R² = 0,9981
0,00000
0,00010
0,00020
0,00030
0,00040
0,00050
0,00060
0,00070
0,00080
0,00 0,50 1,00 1,50 2,00 2,50 3,00 3,50 4,00
ρ/P
Recalque (mm)
62
Figura 24 – Método de NBR 6122/2010 aplicado a curva carga x recalque corrigida
4.2.4. Comparação dos resultados
Resultados foram obtidos apenas pela extrapolação com os métodos de Van der Veen
(1953) e Chin (1970), enquanto o método da NBR 6122/2010, devido aos baixos recalques da
prova de carga, não intercepta a curva carga x recalque e não gera resultado.
A Figura 25 apresenta a comparação dos resultados da carga de ruptura obtida pelos
métodos de extrapolação com FS global de 2 aplicado, a carga máxima de ensaio com FS
aplicado, de valor igual a 2555,52 kN, os métodos utilizados para a resistência de atrito lateral
em solo, sendo estes Aoki-Velloso (1975), Décourt-Quaresma (1978) e Teixeira (1996),
combinados aos resultados de capacidade de carga do trecho em rocha calculados com o método
de Cabral-Antunes (2000), e sua média que tem valor igual a 2710,32 kN. Pode ser visualizada
na Figura 25 uma linha tracejada, que representa a carga de trabalho.
Os fatores de segurança obtidos para o método de Van der Veen (1953) e Chin (1970)
são, respectivamente, 3,79 e 3,61, que são próximos os valor obtido com a carga máxima
aplicada em ensaio (FS = 3,69), mas inferiores aos fatores de segurança encontrados na
aplicação com os métodos semi-empíricos, que apresentaram como menor valor FS = 4,21.
A aplicação do FS global à prova de carga tem valor muito próximo à extrapolação de
Van der Veen (1953), a diferença é de apenas 69,48 kN. O método de Chin (1970) resulta em
uma carga de ruptura de 5000,00 kN, o que é 111,04 kN a menos que a carga máxima aplicada
no ensaio.
0,00
5,00
10,00
15,00
20,00
25,00
30,00
0,00 1000,00 2000,00 3000,00 4000,00 5000,00 6000,00
Rec
alq
ue
(mm
)
Carga Aplicada (kN)
Curva Corrigida Método da NBR 6122
63
Figura 25 – Comparação das cargas de ruptura com FS aplicados
2625,00
2500,002555,52 2496,79
2832,11 2802,06
2710,32
1385,00 1385,00 1385,00 1385,00 1385,00 1385,00 1385,00
0
500
1000
1500
2000
2500
3000
Van der Veen Chin Prova de carga Aoki-Velloso Décourt-Quaresma Teixeira Média
Ca
rga
de
pro
jeto
(kN
)
Método de cálculo
Van der Veen (Extrapolação) Chin (Extrapolação) Prova de carga
Cabral-Antunes (trecho em rocha) Aoki-Velloso (trecho em solo) Décourt-Quaresma (trecho em solo)
Teixeira (trecho em solo) Média dos métodos semi-empíricos Carga de trabalho
64
5 CONSIDERAÇÕES FINAIS
Na elaboração de projetos de fundação, a maneira mais usual de se dimensionar uma
estaca é através de métodos semi-empíricos. Essas metodologias, que levam em consideração
parâmetros similares correlacionados a dados de investigações geotécnicas, muitas das vezes
não se adequam ao local desejado, devido à falta de informação em relação ao tipo de solo
daquela região, o que indica a necessidade de maiores estudos para os parâmetros de cálculo
para cada tipo de solo.
A estaca E5-1, do acesso continental da ponte Hercílio Luz em Florianópolis-SC, com
os fatores de segurança aplicados, de 18,50 m de comprimento e diâmetro de 0,8 m para solo e
0,7 m para rocha apresentou o valor médio de capacidade de carga geotécnica de 2710,32 kN.
A análise da capacidade de carga lateral neste estudo de caso indica que o método de
Aoki-Velloso (1975) possui caráter mais conservador, seguido pelo método de Teixeira (1996).
O método de Décourt-Quaresma (1978) apresentou os resultados menos conservadores de
resistência lateral.
Os três métodos analisados combinados ao método de Cabral-Antunes (2000) obtiveram
resultados superiores a carga de projeto de valor igual a 1385,00 kN, e mostraram-se muito
próximos à carga máxima do ensaio de prova de carga estática com fator de segurança igual a
2 aplicado. Ressalta-se a importância da realização de ensaios de prova de carga para avaliar o
real comportamento da estaca de fundação. Observa-se que o recalque máximo apresentado
pela estaca foi de 3,71mm.
Como não foi determinada a carga de ruptura no ensaio de prova de carga estática,
utilizou-se os métodos de extrapolação da curva carga-recalque de Van der Veen (1953), de
Chin (1970) e da NBR 6122 (2010) para a determinação da carga de ruptura. O método da NBR
6122/2010 não apresentou um resultado devido aos pequenos recalques da fundação, enquanto
o método de Chin (1970) resultou em uma carga de ruptura menor que a carga máxima aplicada
no ensaio, sugerindo que este resultado não possa ser considerado aplicável em prática. O
métodoo de Van der Veen (1953) se mostrou mais eficiente na estimativa de carga de ruptura,
apresentando valor superior ao aplicado na prova de carga.
A realização de provas de carga estática e a calibração de parâmetros de diferentes tipos
de solo se mostra importante para a adaptação e aperfeiçoamento de métodos existentes,
permitindo um maior grau de confiabilidade em seus resultados.
65
5.1. SUGESTÕES PARA FUTUROS ESTUDOS
A realização de um maior número de provas de carga na região de Florianópolis - SC
seria interessante para calibrar coeficientes de dimensionamento para solos da região ensaiada,
assim como, ensaiar amostras de rochas (testemunhos de sondagens rotativas), para conhecer
melhor a tensão admissível, podendo assim, desenvolver ou melhorar os coeficientes dos
métodos de dimensionamento em rocha ainda pouco explorados no Brasil.
66
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