Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 1
Prof. John Eloi Bezerra
FUNDAÇÕES EM SAPATAS
UNIVERSIDADE FEDERAL RURAL DO SEMI-ÁRIDO
CURSO DE ENGENHARIA CIVIL
Disciplina: FUNDAÇÕES
Prof. John Eloi – FUNDAÇÕES - UFERSA 2
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
Projeto de fundações
No projeto de fundações por sapatas deverão constar as seguintes informações:
a. Tensão admissível do solo.b. Dimensões geométricas das sapatas.c. Cota de arrasamento das sapatas.d. Eixos de locação.e. Resumo dos consumos de concreto.f. Volume de movimentação de solo.g. Detalhes esquemáticos para construção.h. Outras informações.
Prof. John Eloi - FUNDAÇÕES - UFERSA 3
0.49
58.8 3
0.4
0.4
9
0.4
0.4
0.4
3
9.4
0.40.4
0.40.4
3
0.4
135.9
3
283.4510280.6229.4510510257.6252.4256.2253.8197.6282.4
147
130.1
130.1
9
7
114.1
130.1
77 7
65.5
65.5
65.5
65.5
65.5
130.1
130.1
16
862.2
171.5
177.5
327.6
201.4
266
13121110987654321
G
F
E
D
C
B
A
HF=60CA=1.09m/-13.09m60/60BPM2
HF=60CA=1.09m/-13.09m60/60BPM1
HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B7
HF=60CA=-0.80m/-14.80m135/60B42
HF=100CA=-1.20m/-15.20mB18 HF=60
CA=-0.80m/-14.80m60/60B23
HF=60CA=-0.80m/-14.80m60/60B22
HF=100CA=-1.20m/-15.20mB10
HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B5
HF=100CA=-1.20m/-15.20mB35
HF=100CA=-1.20m/-15.20mB33
HF=60CA=-0.80m/-14.80m60/60B44
HF=60CA=-0.80m/-14.80m60/60B43
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B41HF=60
CA=-0.80m/-14.80m60/60B40
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B39
HF=60CA=-2.29m/-16.29m135/60B38
HF=60CA=-2.29m/-16.29m135/60B37
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B36
HF=100CA=-1.20m/-15.20mB34
HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B32
HF=100CA=-2.29m/-16.29m215/80B30
HF=60CA=-0.80m/-14.80m70/70B31
HF=100CA=-2.29m/-16.29m215/80B29
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B28
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B24
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B27
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B26
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B25
HF=100CA=-1.20m/-15.20mB17
HF=60CA=-0.80m/-14.80m135/60B21
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B20
HF=60CA=-0.80m/-14.80m70/70B19
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B16
HF=100CA=-1.20m/-15.20mB15
HF=100CA=-1.20m/-15.20mB14
HF=100CA=-1.20m/-15.20mB13
HF=100CA=-1.20m/-15.20mB12
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B11
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B9
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B8
HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B6
HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B4
HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B3
HF=100CA=-1.20m/-15.20m215/80B2
HF=80CA=-1.00m/-15.00m175/70B1
Elem FZ MAX-ELU2-Verificações
de estado limite último -
Pilares e fundações
Fz Mx My
B1 32.1 -0.3 0.0B2 65.6 0.0 0.2
B3 73.6 0.0 0.1
B4 62.1 -1.1 0.1
B5 58.9 -1.1 0.0
B6 60.1 -1.3 0.1
B7 65.5 -1.4 -0.3B8 47.7 -0.2 0.0
B9 58.5 -0.4 0.0
B10 90.6 -0.1 0.2
B11 52.9 0.2 0.2
B12 85.8 -1.9 -0.1B13 104.6 -2.2 0.2
B14 103.8 -2.6 0.5
B15 105.7 -2.8 -0.4
B16 57.3 0.5 0.0
B17 92.5 -0.5 0.7
B18 78.2 -0.1 -0.3B19 13.0 0.0 0.2
B20 41.9 0.0 0.0
B21 31.5 0.0 0.0
B22 8.9 0.0 0.0
B23 9.1 0.0 0.0
B24 53.6 -0.3 0.0B25 48.2 0.1 0.1
B26 46.0 0.0 0.0
B27 38.0 0.0 0.0
B28 61.4 0.0 0.0
B29 50.0 0.8 1.2
B30 61.3 0.7 -1.4B31 29.5 -0.1 0.0
B32 74.1 4.8 0.3
B33 94.9 7.2 0.2
B34 90.7 6.8 0.3
B35 95.5 6.0 -0.1
B36 38.1 0.0 0.0B37 24.9 0.0 0.0
B38 30.3 0.0 -0.2
B39 53.1 -0.3 0.1
B40 8.3 0.0 1.1
B41 53.9 -1.0 0.0B42 25.3 -1.1 -0.1
B43 8.8 0.0 0.0
B44 9.2 0.0 0.0
BPM1 6.1 0.0 0.0
BPM2 5.4 0.0 0.0
Observações:============ 1 - Esforços com valores característicos 2 - Forças em tf 3 - Momentos em tf.m 4 - Sistema de coordenadas GLOBAL 5 - CA é a cota de arrasamento/assentamento da fundação
11) Telhado composto por chapas metálicas galvanizadas e terças sobre pilaretes metálicos;
12) Alvenaria de blocos de concreto (espessuras iguais a 19 cm e 14 cm);
13) Lajes compostas por vigotas pré-moldadas protendidas
com enchimento de lajotas cerâmicas, com capa de concreto (h>5cm)
com resistência à compressão maior ou igual a 25 MPa, aos 28 dias;
14) Divisórias apoiadas na laje com ação permanente de 0.1 kN/m.
15) O projeto das vigotas pré-moldadas protendidas e o dimensionamento e
46
30
15
Símbolo Quant.
1445
1435
1425
(cm)(cm)
L fusteø
+40 / -
+28 / -
+18 / -
(tf)
P adm.
2.226
1.347
0.687
(m3)
Vc unit.
102.40
40.41
10.31
(m3)
Vc total
153.11
LOCAÇÃO DE ESTACAS
FEV. 2009 1:50
ESTRUTURAS PROJETO EXECUTIVO
CAMPUS 1 - UNIVERSIDADE DE SÃO PAULO - SÃO CARLOS
RENATA BOGAS GRADIN
AMPLIAÇÃO BLOCO ICMC - 3
EST 01/29
\\Caiograco\graco_arquivos p.j \USP CAMPUS1\ICMC\logo_icmc_novo.png
Cota de arrasamento: -2.09 m
(Poço do elevador)
Pré-forma estrutural da locação de estacas
Esc. 1:50
ESQUEMA PARA DOBRAMENTOS E DESCONTOS DAS
CC=
R
0
BARRAS INDICADAS
COBR
250 30cm 21 cm
0 12.5
20
16
0
0
15cm
24cm
19cm
CC=
17 cm
R= 7.5 Ø
C= 1 Ø + R
13.5 cm
10.5 cm
C= 1 Ø + R
FUNDACAO
COBRIMENTO
4.0 cm
VIGAS
PILARES
LAJES: ARMADURAS SUPERIOR 2.5 cm
ARMADURAS INFERIOR 2.5 cm
3.0 cm
3.0 cm
BALDRAMES 4.0 cm
detalhamento das armaduras negativas existentes não são de responsabilidadedos autores desse projeto, sendo esta responsabilidade do fabricante da laje.
NOTAS:
1) Classe de agressividade ambiental: II;
2) Cobrimento nominal das barras de aço das armaduras: 30 mm;
3) Consumo mínimo de cimento: 350 kg/m3;
4) Estacas, Lajes, Paredes, Pilares e Vigas:
fck > 25 MPa e Eci = 28000 MPa;
Abatimento: 80 mm + ou - 10 mm;
Respeitar as dimensões dos elementos estruturais;
5) Barras de aço: ver classe dos aço na Tabela de resumo de armaduras;
6) Cotas em centímetros;
8) Desformas após 28 dias da data da moldagem (concretagem).
7) A estrutura de cimbramento é responsabilidade do engenheiro residente;
9) A construção e inspeção dos escoramentos não é responsabilidade dos
dos autores do projeto sim, do responsável técnico da obra, que deve
inspecionar os escoramentos antes, durante e após a moldadem dos
elementos estruturais conforme a NR 18 - Condições e meio de trabalho
na indústria da construção.
10) Projeto desenvolvido de acordo com as normas técnicas específicas
vigentes no país.
N1 - 5 Ø 12,5 (575 cm)
565
10
N1 - 5 Ø 12,5 (575 cm)
21 N
2 c
/ 25 c
m
ESCALA 1:25
ATENÇÃO: ESTACAS COM FUSTE DE 14 m
Ponta
Apiloada
N2 - Ø 5,0 c/25 cm (125 cm)
Ø 45 cm
565
10
N1 - 5 Ø 10,0 (575 cm)
N1 - 5 Ø 10,0 (575 cm)
N2 - Ø 5,0 c/25 cm (95 cm)
21 N
2 c
/ 25 c
m
ESCALA 1:25
Ø 35 cm
ATENÇÃO: ESTACAS COM FUSTE DE 14 m
PontaApiloada
250
10
N1 - 5 Ø 10,0 (260 cm)
N1 - 5 Ø 10,0 (260 cm)
N2 - Ø 5,0 c/25 cm (65 cm)
9 N
2 c
/ 25 c
m
ESCALA 1:25
Ø 25 cm
ATENÇÃO: ESTACAS COM FUSTE DE 14 m
Ponta
Apiloada
BIT COMP Massa/m Massa
Total
Massa
Tot +10%
(mm) (m) (kg) (kg) (kg)
5,0 1680 0.16 267 296
12,5 1007 1.00 1007 1008
2131
RESUMO DE AÇO DAS ESTACAS
10,0 1193 0.63 752 827
ACUMULADA DURANTE A PERFURAÇÃO.
ESTACA TIPO STRAUSS, COMPRIMENTO = 1400 cm (A PARTIR DA COTA DO TERRENO NATURAL, OU SEJA, SEM ATERRO) COM APILOAMENTO NA PONTA DA ESTACA.
DESPREZAR A ALTURA DO ATERRO, NA DETERMINAÇÃO DO COMPRIMENTO DO FUSTE DAS ESTACAS.
RETIRAR O ENCAMISAMENTO METÁLICO, APÓS A CONCRETAGEM DO FUSTE.
IMPORTANTE:
UTILIZAR A SONDA PARA A LIMPEZA DA LAMA E DA ÁGUA
DE CONCRETO SECO NA PONTA DA ESTACA E APILOARESTACAS COM DIÂMETROS DE 25 cm, 35 cm E 45 cm, APLICAR 40 LITROS
Estacas tipo Strauss
Nota: + = compressão admissível na estaca - = tração admissível na estaca
61.5
43.5
52.5 52.549.5 55.5
52.5 52.5
2.0
38.5
30.5
44.5
59.5
45.5
45.5
59.5
44.5
30.5
37.5
37.5
58.1 76.9 67.5 67.5
153.1
153.1
36.1
67.1 67.9
52.5
52.5
52.5
52.5
67.5
67.5
39.0
67.1 67.9
39.077.9
52.5
67.5
67.5
52.5
77.9
39.0
67.1 67.9
39.0
39.0
67.1 67.9
77.9
39.0
67.5
67.5
67.5
67.5
67.5
67.5
39.0
67.1 67.9
77.9
39.0
39.0
67.5 67.5
77.9
39.0
67.5
67.5
52.5
52.5
52.5
52.5
52.5
52.5
13.0
53.5
105.0
67.0
104.5
12.4
67.5 67.5
67.0
104.5
12.4
67.0
104.5
12.4
67.5 67.567.5 67.5
49.5 55.5 37.5 37.5
Prof. John Eloi - FUNDAÇÕES - UFERSA 4
V109 19/50
23/5
0
V122
23/5
0
V105
23/50
V119
23/5
0
V120
23/5
0
23/50
V104
V121
19/5
0
V118
23/5
0
V117
19/5
0
19/50
V115
23/5
0
V108 23/50
23/5
0V
125
V124
23/5
0
V102 23/50
V101 23/50
V123
23/5
0
V103 23/50
V111
19/40
V106
19/50
19/50
23/5
0
23/5
0
V113
23/5
0
Vig
a c
ort
ina
19/1
85
VEM01 19/40
VEM0219/40
VE
M03
19/4
0
L101h=12
E1h=15
Desce
A
B
C
D
E
F
G
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13
266
201
.43
27
.61
77
.51
71
.58
62
.2
16
130
.1
130
.1
65.5
65.5
65.5
65.5
65.5
77 7
130
.1
114
.1
7
9
130
.1
130
.1
130
.1
147
146
282.4 197.6 253.8 256.2 252.4 257.6 510 510 229.4 280.6 510 283.4
3
135.9
00.4
3
0.4 0.4 0.4 0.4
9.4
3
0.4
0.40.4
9
0.4
0.4
3
58.8
9 0.4
24
24
BB
A A
B1175/70
B2215/80
B3215/80
B4215/80 B6
215/80
B8175/70
B9175/70 B11
175/70
B12 B13B14 B15 B16
175/70
B1970/70
B20175/70
B21135/60
B17
B25175/70
B26175/70
B27175/70
B24175/70
B28175/70
B29215/80
B3170/70
B30215/80
B32215/80 B34
B36175/70
B37135/60
B38135/60
B39175/70
B4060/60
B41175/70
B4360/60
B4460/60
B33 B35
B5215/80
B10
B2260/60
B2360/60
P119/37
P219/37
P319/37
P419/37
P519/37
P619/37
P719/37
P819/37
P3419/51
P3519/51
P3619/51
P3719/51
P3819/51P42
19/37P4119/37
P2325/19
P2425/19
P2525/19
P1119/51
P1219/51
P1319/51
P1451/19
P3237/19
P3137/19
P4319/37
P1925/19
P1719/51
P3019/51
P3319/19
P1019/51
P919/51
P4019/37
P1619/51
P1551/19
P2219/37
P3919/51
P2125/19
P2025/19
P1837/19
B18
B42135/60
B7215/80
P4419/37
P4519/37
PM0119/19
PM0219/19
PM0419/19
PM0319/19
BPM160/60
BPM260/60
(cm)
Baricentros de pilares
Pilar X Y(cm)
11.10P1 -122.50
491.10P2 -122.50
1001.10P3 -122.50
1511.10P4 -122.50
2021.10P5 -122.50
2531.10P6 -122.50
3041.10P7 -122.50
3551.10P8 -122.50
11.48P9 -388.50
491.50P10 -388.50
1001.49P11 -388.50
1511.49P12 -388.50
2021.49P13 -388.50
2531.49P14 -388.50
3041.10P15 -388.50
3551.10P16 -388.50
11.50P17 -704.00
549.89P18 -720.00
744.88P19 -720.00
1004.11P20 -720.00
1253.49P21 -720.00
491.49P22 -926.50
744.88P23 -917.50
1004.11P24 -917.50
1253.49P25 -917.50
3551.10P30 -917.50
20.50P31 -1095.00
293.50P32 -1095.00
491.10P33 -1095.00
1511.10P34 -1160.50
2021.10P35 -1160.50
2531.10P36 -1160.50
3041.10P37 -1160.50
3551.10P38 -1160.50
11.50P39 -1266.50
302.50P40 -1273.50
491.51P41 -1273.50
1001.11P42 -1273.50
1256.51P43 -1273.50
302.50P44 -2128.75
491.51P45 -2128.75
3575.10PM01 -589.91
3834.50PM02 -589.91
3575.10PM03 -1063.50
3834.50PM04 -1064.50
30
30
30.439
19/51P39
19/37P40
37/19P31
37/19P32
135/60B38
135/60B37
215/80B30
215/80B29
h=12
L101
V112
23/5
0
23/5
0
V114
23/5
0
19/50
V107
19/50V110
V116
Espessura: 3 cmJunta de dilatação
Junta de dilataçãoEspessura: 3 cm
FORMAS DO PAVIMENTO TÉRREO
MARÇO 2009 INDICADA
ESTRUTURAS PROJETO EXECUTIVO
CAMPUS 1 - UNIVERSIDADE DE SÃO PAULO - SÃO CARLOS
RENATA BOGAS GRADIN
AMPLIAÇÃO BLOCO ICMC - 3
EST 02/29
Pilar que morre
Pilar que continua
Pilar que nasce
Pré-forma estrutural do pavimento térreo (NIVEL +843.50m)
Esc. 1:50
52.5
52.5
35.0
35.0
105
.0
35.0 35.0
175
.0
ESC. 1:50
Detalhe típico de blocoscom 02 estacas de Ø35cm
Forma estrutural do poço
Esc. 1:50
do elevador
40.0
67.5
67.5
40.0
40.0 40.0
215
.0
80.0
135
.0
ESC. 1:50
Detalhe típico de blocoscom 02 estacas Ø45cm
ESC. 1:50
Detalhe típico de blocoscom 03 estacas Ø45cm
46.
2
46.2
23.1 23.1
181
.2
181
.2 40.0
40.0
40.0
90.6 90.646.2
117
.93
9.0
40.0
67.5 67.5
181.223.1 23.1
227.4
117
.93
9.0
40.0
40.0
40.0
77.9
77.9
Térreo 0 .000
1o PAVTO 1
3.4
0
3.400
2o PAVTO 2
3.0
0
6.400
Cobertura
3
3.0
0
Cob. elevador 4
0.8
9
10.295
Cobertura cx. d'água 5
3.1
7
13.462
Corte esquematico
30.0 30.0
60.0
60.0
30.0
30.0
ESC. 1:50
Detalhe típico de blocoscom 01 estaca Ø25cm
37.5
37.5
135
.0
30.0
30.0
30.0 30.0
75.0
ESC. 1:50
Detalhe típico de blocoscom 02 estacas Ø25cm
11) Telhado composto por chapas metálicas galvanizadas e terças sobre
12) Alvenaria de blocos de concreto (espessuras iguais a 19 cm e 14 cm);
13) Lajes compostas por vigotas pré-moldadas protendidas
com enchimento de lajotas cerâmicas, com capa de concreto (h>5cm)
com resistência à compressão maior ou igual a 25 MPa, aos 28 dias;
14) Divisórias apoiadas na laje com ação permanente de 0.1 kN/m.
pilaretes metálicos;
177.9
Cota de arrasamento: -2.09 m
(Poço do elevador)
SEM ESCALA
Detalhe típico de blocos
5
Lastro de concetomagro (5 cm)
PIL
AR
Bloco sobre estacas
Topo da fundação
Viga
Cota de arrasamentodas estacas
Piso construído
10
Ver projeto
-0.30 m (exceto na escada)
Ver
pro
jeto
30
Estacas tipo Strauss(diâmetro variado)
+0,00 m
baldrameViga
baldrame
dos b
locos
H =
60/1
00 c
m
9.400
LEGENDA
ESQUEMA PARA DOBRAMENTOS E DESCONTOS DAS
CC=
R
0
BARRAS INDICADAS
COBR
250 30cm 21 cm
0 12.5
20
16
0
0
15cm
24cm
19cm
CC=
17 cm
R= 7.5 Ø
C= 1 Ø + R
13.5 cm
10.5 cm
C= 1 Ø + R
FUNDACAO
COBRIMENTO
4.0 cm
VIGAS
PILARES
LAJES: ARMADURAS SUPERIOR 2.5 cm
ARMADURAS INFERIOR 2.5 cm
3.0 cm
3.0 cm
BALDRAMES 4.0 cm
CP Carga permanente
CA Carga acidental
(Maciça)
(Maciça)
CP = 10.0 kN/m2CA = 3.0 kN/m2
Ações adotadas para projeto:
Ações permanentes:
Concreto: 25 kN/m3;
Lajotas cerâmicas: 18 kN/m3
Ações permanentes nas lajes:
Forro: 0.30 kN/m2;
Regularização (2cm): 0.36 kN/m2;
Piso cerâmico (1cm): 0.18 kN/m2;
Ações acidentais nas lajes:
Sobrecarga para escritório (NBR 6120:1980): 2 kN/m2
Banheiros com acesso público (NBR 6120:1980): 2 kN/m2;
Salas com acesso público (NBR 6120:1980): 3 kN/m2;
Escadas com acesso público (NBR 6120:1980): 3 kN/m2.
Blocos de concreto (19cm): 21 kN/m3
NOTAS:
1) Classe de agressividade ambiental: II;
2) Cobrimento nominal das barras de aço das armaduras: 30 mm;
3) Consumo mínimo de cimento: 350 kg/m3;
4) Lajes, Paredes, Pilares e Vigas:
fck > 25 MPa e Eci = 28000 MPa;
Abatimento: 80 mm + ou - 10 mm;
Respeitar as dimensões dos elementos estruturais;
5) Barras de aço: ver classe dos aço na Tabela de resumo de armaduras;
6) Cotas em centímetros;
8) Desformas após 28 dias da data da moldagem (concretagem).
7) A estrutura de cimbramento é responsabilidade do engenheiro residente;
9) A construção e inspeção dos escoramentos não é responsabilidade dos
dos autores do projeto sim, do responsável técnico da obra, que deve
inspecionar os escoramentos antes, durante e após a moldadem dos
elementos estruturais conforme a NR 18 - Condições e meio de trabalho
na indústria da construção.
10) Projeto desenvolvido de acordo com as normas técnicas específicas
vigentes no país.
15) O projeto das vigotas pré-moldadas protendidas e o dimensionamento e
detalhamento das armaduras negativas existentes não são de responsabilidadedos autores desse projeto, sendo esta responsabilidade do fabricante da laje.
vigas VEM01/VEM02/VEM03Nível do topo dos blocos e das
+845.09 m - Ver corte AA
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FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS
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FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS
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Fundações em Sapatas
7
Por definição de norma, elementos de fundação direta transmitem carga ao solo, predominantemente pelas tensões distribuídas sob a base da fundação.
sendo B a menor dimensão da base, temos:
D < 2B.
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Fundações em Sapatas
8
1. Dimensionamento:
Tensao estrutural:
Tensao de ruptura solo
Critérios:
• Coeficiente de segurança a ruptura ;
• Recalque nos limites aceitáveis.
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Fundações em Sapatas
9
2. Utilização:
• Qualquer nível de carregamento;
• Área máxima 50 a 70%;
• Execução sem equipamentos especiais ;
• Acesso ao solo na base da fundação .
• Cuidados:
• - problemas execução abaixo nível d’água ;
• - manutenção de escavações estáveis ;
• - instabilidade de fundações vizinhas.
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Fundações em Sapatas
10
3. Disposições construtivas
• Dimensão mínima vista em planta não deve ser inferior a 60 cm;
• Profundidade mínima:• Dmín > 1,5m (divisa)• Dmín = 0,80m (geral)
• Não impedir utilização terrenos vizinhos ;• Terrenos acidentados: regularização ;• Fundações em cotas diferentes :
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4. CONSIDERAÇÕES DE PROJETO
4.1 Fatores de Influência:
a) Profundidade da fundação;
b) Dimensões e forma do elemento;
c) Solo abaixo do nível da fundação;
d) Lençol d’água;
e) Modificação das características do solo:
• Alívio de tensões;
• Expansibilidade, compressibilidade.
f) Características da obra;
g) Recalques admissíveis.
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4.2 Cálculos da pressão admissível:
a) Métodos teóricos: conceitos clássicos de Mec. Solos;
b) Prova de carga em placa;
c) Métodos semi-empíricos: conceitos + adaptação (recalques) ;
d) Métodos empíricos: estimativa direta pressão admissível.
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Foto 1 - Vista de obra de fundação por sapatas.
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Foto 2 - Detalhe da armadura e gabarito de sapata isolada .
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Foto 3 - Concretagem da sapata
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Esquema de uma sapata corrida
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Armadura da sapata corrida Cura do concreto da sapata corrida
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CAPACIDADE DE CARGA DAS FUNDAÇÕES DIRETAS
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INTRODUÇÃO
Denomina-se capacidade de carga (R) a tensão que provoca ruptura de um solode fundação.
MODOS DE RUPTURA
Os três principais modos de ruptura por cisalhamento do solo de suporte de uma
fundação, são:
- Ruptura Geral;- Ruptura Local e;- Ruptura por puncionamento.
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
RUPTURA GERAL
Caracterizada pela existência de uma superfície de deslizamento contínua que vai da
borda da sapata até o nível do terreno.A ruptura é repentina e a carga definida.Observa-se a formação de uma considerável protuberância na superfície e, a ruptura
é acompanha por um tombamento da fundação.
Figura 01 – Ruptura Geral.
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Figura 03 – Ruptura por puncionamento.
RUPTURA POR PUNCIONAMENTO
Ruptura difícil de ser observada.
Com a aplicação da carga, a sapara tende a afundar significativamente, em funçãoda compressão do solo subjacente.
O solo externo à área carregada praticamente não é afetado, e não há movimentodo solo na superfície. Os equilíbrios vertical e horizontal da fundação são mantidos.
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
RUPTURA LOCAL
Ocorre sob a base da fundação. Apresenta características dos dois modos dos dois
modos de rupturas definidos anteriormente, constituindo-se num caso intermediário.
Figura 03 – Ruptura Local.
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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
Geralmente, o modo de ruptura depende da relativa compressibilidade dosolo e, em particular, da profundidade e das condições de carregamento.
Em casos normais de fundações diretas, ocorre ruptura geral em solosincompressíveis (areias compactas e argilas rijas) e, ruptura porpuncionamento em solos muito compressíveis (areias fofas e argilasmoles).
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HIPÓTESES TEÓRICAS
Considere a fundação corrida de lado B, apoiada em solo homogêneo, numaprofundidade D. Substituindo a resistência ao cisalhamento do solo superficial, poruma sobrecarga uniformemente distribuída (q = D)
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
q = D
Figura 04 – Fundação direta (D B).
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HIPÓTESES TEÓRICAS
Considera-se que a região em estado plástico se situa acima da superfície ACDE.
ZONA I: Estado ativo de Rankine – desloca lateralmente a ZONA II.
ZONA II: Estado passivo de Rankine – descola lateramente a ZONA III.
ZONA III: Estado passivo de Rankine.
Em 1921, foi apresenta a primeira proposta para a determinação da capacidade decarga de fundações diretas, por PRANDTL.
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
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HIPÓTESES TEÓRICAS
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
Figura 05 – O problema da capacidade de carga em fundações diretas.
ZONA I: Estado ativo de Rankine – desloca lateralmente a ZONA II.
ZONA II: Estado passivo de Rankine – descola lateramente a ZONA III.
ZONA III: Estado passivo de Rankine.
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EQUAÇÃO DE TERZAGUI (1943)
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
γγγσ SNB2
1SNqSNc
_
qqccR
c: coesão do solo;
q: sobrecarga (q = D);
: peso específico efetivo do solo;
B: menor dimensão da sapata;
Nc, Nq e N: fatores de capacidade de carga (ver tabela 01).
Sc, Sq e S: fatores de forma – para considerar o formato da fundação (ver tabela 03).
APENAS PARA SOLOS COMPACTOS OU CONSISTENTES – RUPTURA GERAL.
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Para solos passíveis de apresentarem ruptura local.
γλγσ SNB2
1SNqSNc '
_
q'qc
'c
''R
c’: coesão do solo – valor reduzido;
q: sobrecarga (q = D);
: peso específico efetivo do solo;
B: menor dimensão da sapata;
Nc’, Nq
’ e N’: fatores de capacidade de carga (ver tabela 01) – valores reduzidos.
Sc, Sq e S: fatores de forma – para considerar o formato da fundação (ver tabela 03).
c3
2c '
φφ tan3
2tan '
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
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Tabela 01 – Fatores de capacidade de carga, Terzaghi.
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
Tabela 02 – Fatores de forma, Terzaghi.
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EQUAÇÃO DE CAQUOT& KÉRISEL (1953)
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
Por meio de trabalho experimentais, verificou-se que o ângulo (Figura 01) poderáser considerado igual a: 45 + /2.
= 45 + /2
Logo, Caquot-Kérisel (1953), apresentam novos valores para o fator de capacidade decarga N.
Na Tabela 01, apresentam-se os valores de Nc e Nq, segundo Prandtl-Reisser e, N
segundo Caquot-Kérisel.
De Beer (1967) propôs novos valores de forma para a utilização do método propostopor Caquot & Kérisel (1953).
Vesic (1945), sugere que os valores numéricos de N obtidos por Caquot-Kérisel,possam ser aproximados por: N ≈ 2 (Nq + 1) tan ()
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Tabela 04 – Fatores de forma – De Beer.
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
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EQUAÇÃO SKEMPTON (1951)
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
Para estimar a capacidade de carga de uma argila satura ( = 0).
R = c Nc + q
c, é coesão da argila (resistência não drenada);
Nc é um fator de capacidade de carga, função de Df / B;
q, é a sobrecarga (q = h)
Para fundações corridas, quadradas ou circulares, o valor de Nc é obtido por meio daFigura 07.
Df é a profundidade de embutimento da sapata em um solo de resistência igual oumaior aquele que serve de apoio à sapata.
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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
Figura 07 – Fator de Capacidade de Carga de Skempton (Fundações quadradas ou circulares).
Para fundações retangulares:
corrida,ctRe,c NL
B2,01N
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EFEITO DA INCLINAÇÃO E EXCENTRICIDADE DA CARGA
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
Quando o carregamento é excêntrico, asdimensões iniciais da base da sapata (B e L)são substituídos nos cálculos, por valoresfictícios (B’ e L’), dados pela expressão:
B’ = B – 2 eB
L’ = L – 2 eL
Onde eB e eL são as excentricidades da carganas direções dos lados B e L da fundação,respectivamente (ver Figura 08).
Essa simplificação, a favor da segurança,significa considerar uma área efetiva deapoio igual a A’ = L’ B’.
Figura 08 – Carga excêntrica.
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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
Figura 09 – Carga Inclinada.
O efeito da inclinação da carga é considerado com a multiplicação dos termos daequação geral de Terzaghi pelos fatores de inclinação ic, iq e i.
Esta expressão foi proposta por Brinch Hansen em 1961.
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Tabela 05 – Fatores de capacidade de carga, Brinch Hansen.
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
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Tabela 06 – Fatores de forma, inclinação e profundidade.
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
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SOLO NÃO HOMOGÊNEO – SOLO HETEROGÊNEO
CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
Quando a camada superficial é resistente mas abaixo desta há um solo de resistênciamuito menor, pode-se utilizar o método simplificado da U.S. NAVY (1971).
Determina-se a capacidade de carga da camada resistente (R1) e em seguida,verifica-se a ruptura do solo menos resistente (R2) por meio da propagação detensões segundo uma inclinação de 30 com a vertical.
2R30tanH2L30tanH2B
PσΔσ
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Exemplo de Cálculo – Sapata Isolada – Tensão Admissível
Uma sapata retangular de 8,50 m de largura e 25,50 m de comprimento será instalada a 3,0 m de profundidade, num maciço de argila mole, com peso específico de 16,8 kN/m³ e nível de água a 2,5 m da superfície. Os parâmetros de resistência do solo, obtidos em ensaios não –drenados rápidos são cu= 22 kPa e u=0, e os valores efetivos obtidos em ensaios drenados lentos são: c'=4 kPa e '=23°. Calcular a capacidade de carga sob duas condições:
a) Admitir que a velocidade de aplicação da carga e rápida de modo a prevalecer condições não-drenadas na ruptura;
b) Admitir que o carregamento seja lento o suficiente par a prevalecer as condições drenadas, com completa dissipação das pressões neutras.
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Exemplo de Cálculo – Sapata Isolada – Tensão Admissível
Solução: Hipótese de ruptura geral
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Exemplo de Cálculo – Sapata Isolada – Tensão Admissível
Solução:
Esses cálculos foram feitos com a hipótese de ruptura geral. Para ruptura na ruptura local (argila mole) somente na condição drenada é necessário fazer a redução:
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Exemplo de Cálculo – Sapata Isolada – Tensão Admissível
Solução:
Esses cálculos foram feitos com a hipótese de ruptura geral. Para ruptura na ruptura local (argila mole) somente na condição drenada é necessário fazer a redução:
Mesmo assim, permanece como critico o valo r obtido na condição não-drenada:
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CAPACIDADE DE CARGA – FUNDAÇÕES DIRETAS
Ensaios em Placa (diâmetro de 30 a 80 cm)
- Prova de Carga Estática em Placas NBR-6489 "Prova de Carga Direta sobre o Terrenode Fundação"
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Referências Bibliográficas:
1. Soares , J. M. D. Apostila de Fundações. UFSM.2. ALONSO, U. R. Previsão e controle de fundações.
Edgard Blucher, 1991.3. VELLOSO, D.A.; LOPES, F.R. Fundações. 3. ed. Rio de
Janeiro: COPPE-UFRJ, v.1 e 2, 2002.