Guido Martins de Andrade - ENGENHARIA CIVILcivil.uefs.br/DOCUMENTOS/GUIDO MARTINS DE ANDRADE.pdf · Guido Martins de Andrade FUNDAÇÃO EM ESTACA HÉLICE CONTÍNUA: ESTUDO DE CASO

FUNDAÇÃO EM ESTACA HÉLICE CONTÍNUA: ESTUDO DE CASO EM OBRA DE VIADUTO NO MUNICÍPIO DE FEIRA DE SANTANA-BA.

Feira de Santana-BA 2009

UNIVERSIDADE ESTADUAL DE FEIRA DE SANTANA

Guido Martins de Andrade


Feira de Santana-BA

2009


Monografia apresentada à Universidade Estadual de Feira de Santana, como parte da disciplina Projeto Final II, para obtenção da graduação em Engenharia Civil.

Área do conhecimento: Geotecnia

Orientadora: Profª D.Sc. Maria do Socorro Costa São Mateus



Monografia apresentada à Universidade Estadual de Feira de Santana, como

requisito para obtenção da graduação em Engenharia Civil.

Feira de Santana-BA, 25 de março de 2009.

Aprovador por:

_____________________________________________________

Maria do Socorro Costa São Mateus, D.Sc.

Universidade Estadual de Feira de Santana – UEFS

(ORIENTADORA)

_____________________________________________________

Areobaldo Oliveira Aflitos, M.Sc.


(EXAMINADOR)

_____________________________________________________

Carlos Antônio Alves Queiroz


(EXAMINADOR)

Aos meus pais, irmãs e familiares, pelo apoio

e incentivo na conclusão deste trabalho.

AGRADECIMENTOS

A toda minha família pelo carinho, apoio e momentos de felicidade ao longo da

minha vida, principalmente nestes últimos anos, em especial às minhas irmãs, minha

mãe, minha avó Ercina e meu tio Reinan.

A profª. D.Sc. Maria do Socorro Costa São Mateus pela orientação, atenção, carinho

e pelos valiosos ensinamentos durante a realização deste trabalho.

Aos grandes amigos, tanto da universidade, quanto fora dela, pelas alegrias e

ensinamentos.

Aos professores desta grande instituição de ensino (UEFS), pelos ensinamentos e

exemplo de postura profissional.

À coordenadora da disciplina, pelas dicas e conselhos no decorrer destes últimos

três semestres.

À Universidade Estadual de Feira de Santana.

Ao Banco Nordeste do Brasil S.A, agência Feira de Santana, na pessoa dos

gestores, pela compreensão, apoio e flexibilização dos horários de trabalho.

À Prefeitura Municipal de Feira de Santana, pela disponibilização do material

necessário à realização do estudo.

Enfim, a todos que contribuíram direta ou indiretamente, para a conclusão deste

trabalho.

RESUMO

Apresenta-se, neste trabalho, um estudo sobre a fundação adotada na

construção do viaduto do bairro da Cidade Nova, município de Feira de Santana-BA.

O primeiro passo foi a realização da revisão bibliográfica sobre as características e o

processo executivo da estaca hélice contínua, dos equipamentos utilizados, das

vantagens e desvantagens deste tipo de fundação e dos métodos tradicionais (Aoki

& Velloso, 1975; Décourt & Quaresma, 1978) e específicos (Décourt et al., 1996;

Antunes & Cabral, 1996; Alonso, 1996; Gotlieb et al., 2000; Kárez & Rocha, 2000;

Vorcaro & Velloso, 2000) utilizados para a previsão de sua capacidade de carga,

assim como sobre investigação geotécnica, em especial a sondagem de simples

reconhecimento com SPT. Em seguida, comentários sobre o caso estudado, sua

localização, algumas características geológicas e geotécnicas, bem como

informações sobre o ensaio de carregamento dinâmico realizado. Na análise dos

resultados dos oito métodos de previsão de capacidade carga, em comparação com

os resultados dos ensaios de carregamento dinâmico realizados no local da obra,

para os quatro apoios estudados, verificou-se que os métodos de Aoki & Velloso

(1975), Décourt et al. (1996) e Antunes & Cabral (1996) são os mais conservadores,

os métodos de Décourt & Quaresma (1978), Alonso (2000) e Vorcaro & Velloso

(2000), apresentaram resultados intermediários e os mais arrojados, Kárez & Rocha

(2000) e Gotlieb et al. (2000), sendo que este último foi o que apresentou previsões

mais próximas dos resultados das prova de carga dinâmica.

ABSTRACT

This work studies the foundation adopted at the construction of the viaduct of

the Cidade Nova district, municipality of Feira de Santana-BA. Initially it was done a

literature review about the characteristics and process of helix continuous cutting pile

installation, used equipments, the advantages and disadvantages of this type of

foundation and the traditional (Aoki & Velloso, 1975; Décourt & Quaresma, 1978) and

specific methods (Décourt et al., 1996, Antunes & Cabral, 1996; Alonso, 1996;

Gotlieb et al., 2000; Karez & Rocha, 2000; Vorcaro & Velloso, 2000) used for the

prediction of its bearing capacity, as well as geotechnical investigation, in particular

the Standard Penetration Test. Then comments about the case study, its site, some

geological and geotechnical characteristcs, as well as information on the dynamic

load test performance. The analysis of eight methods for predict load capacity were

compared to the results of dynamic load tests done on the piles, to support the four

studied, we found that the methods of Aoki & Velloso (1975), Décourt et al. (1996)

and Antunes & Cabral (1996) are more conservative, methods of Décourt &

Quaresma (1978), Alonso (2000) and Vorcaro & Velloso (2000), showed

intermediate results and the most daring, Karez & Rocha (2000 ) and Gotlieb et al.

(2000), the latter was the closest predictions of the results of the proof of the dynamic

load.

LISTA DE FIGURAS

Figura 2.1 – Perfuração do terreno (obra estudada)............................................................26

Figura 2.2 – Detalhe da hélice espiral, tubo central e dos dentes da extremidade.....27

Figura 2.3 – Concretagem da estaca na obra do viaduto em Feira de Santana-BA..28

Figura 2.4 – Retirada manual do solo entre as pás da hélice...........................................29

Figura 2.5 – Colocação da armadura após a conclusão da concretagem (obra

estudada)......................................................................................................................30

Figura 2.6 – Modelo de equipamento utilizado no Brasil (FUNESP, 2001; apud

ALMEIDA NETO, 2002)................................................................................................................31

Figura 2.7a – Modelo de equipamento utilizado para a monitoração eletrônica com

informações no momento da perfuração de uma estaca na obra....................................33

Figura 2.7b – Modelo de equipamento utilizado para a monitoração eletrônica com

informações durante a concretagem de uma estaca da obra...........................................33

Figura 2.7c – Folha de rosto com as informações da perfuração e concretagem da

estaca (ALMEIDA NETO, 2002).................................................................................................33

Figura 2.8 – Sondagem de simples reconhecimento a percussão SPT.........................44

Figura 2.9 – Esquema das parcelas de atrito lateral e resistência de ponta para a

previsão da capacidade de carga da estaca..............................................................47

Figura 3.1 – Localização do município de Feira de Santana-BA (http://maps.google.com.br/maps, acesso em 15/03/2009).......................................61

Figura 3.2 – Localização da obra no município de Feira de Santana-BA (http://maps.google.com.br/maps, acesso em 15/03/2009).......................................62

Figura 3.3 – Croqui de localização dos furos da sondagem a percussão (GEOMEC,

2008)..........................................................................................................................63

Figura 3.4 – Resultado da sondagem a percussão SP-08 (GEOMEC, 2008)...........64

Figura 3.5 – Planta com a localização dos apoios 1 a 6 e dos furos de sondagem

SP-05, SP-04 e SP-08 (ANTW, 2008)........................................................................66

Figura 3.6 – Esquema dos apoios 1 e 2 (ANTW, 2008).............................................67

Figura 3.6a – Esquema dos apoios 1 e 2 da obra.....................................................67

Figura 3.7 – Esquema dos apoios 5 e 6 (ANTW, 2008).............................................68

Figura 3.7a – Esquema dos apoios 5 e 6 da obra.....................................................68

Figura 4.1 – Comparação das cargas de ruptura obtidas no ensaio de prova de

carga dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos:

estacas do apoio AP1....................................................................................................................74

Figura 4.2 – Cargas de ponta e por atrito lateral obtidas no ensaio de prova de carga

dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas

do apoio AP1 (comprimento das estacas igual a 16m).......................................................75






do apoio 2 (comprimento da estaca no projeto igual a 17m).............................................78

Figura 4.5 – Resultado da sondagem a percussão SP-05 (GEOMEC, 2008)..............80






do apoio 5 (comprimento da estaca no projeto igual a 9m)...............................................82

Figura 4.8 – Resultado da sondagem a percussão SP-04.................................................84




Figura 4.10 – Cargas de ponta e por atrito lateral obtidas no ensaio de prova de


estacas do apoio 6 (comprimento da estaca no projeto igual a 6m)...............................86

Figura 4.11 – Resistência de ponta para os quatro apoios obtida pelos métodos

estudados..........................................................................................................................................90

Figura 4.12 – Parcela de atrito lateral para os quatro apoios obtida pelos métodos

estudados..........................................................................................................................................90

Figura 4.13 – Esquema dos apoios 1 a 6 (ANTW,2008) ....................................................92

Figura 4.13a – Esquema dos apoios 1 a 6 da obra .............................................................93

Figura 4.14 – Resultados das provas de carga (média) versus os valores das

previsões da capacidade de carga através dos oito métodos estudados......................94

Figura 4.15 - Resultados das provas (1) de carga versus os valores das previsões da

capacidade de carga através dos oito métodos estudados...............................................95


capacidade de carga através dos oito métodos estudados...............................................95

LISTA DE TABELAS

Tabela 2.1 – Características dos equipamentos (PENNA et al., 1999)..........................31

Tabela 2.2 – Carga máxima estrutural do concreto no dimensionamento da estaca

hélice contínua (HACHICH, 1996).............................................................................................46

Tabela 2.3 – Coeficientes AK e Aα (Aoki e Velloso, 1975).......................................50

Tabela 2.4 – Coeficientes de transformação 1F e 2F (Aoki e Velloso, 1975)..............51

Tabela 2.5 – Valores de C em função do tipo de solo (DÉCOURT & QUARESMA,

1978)...................................................................................................................................................52

Tabela 2.6 – Valores dos coeficientes Dα e Dβ em função do tipo de solo e do tipo

de estaca (HACHICH et al., 1996).............................................................................................53

Tabela 2.7 – Parâmetros 1β e 2β (ANTUNES e CABRAL, 1996)...................................54

Tabela 2.8 – Limites de lr e valores de Alα propostos por Alonso (1996) para

estacas hélice contínua................................................................................................................55

Tabela 2.9 – Valores de Alβ (em kPa/kgf.m) em função do tipo de solo para as

regiões analisadas..........................................................................................................................57

Tabela 2.10 – Resumo dos métodos estudados...................................................................60

Tabela 3.1 – Estacas ensaiadas e características do ensaio (GEOMEC,

2008).................................................................................................................................70

Tabela 3.2 – Resultado da análise através do método CASE. (GEOMEC,

2008)...................................................................................................................................................70

Tabela 3.3 - Resultado da análise através do método CAPWAP (GEOMEC,

2008)................................................................................................................................71

Tabela 4.1 – Resumo dos resultados do apoio 1, para as parcelas de atrito lateral,

resistência de ponta e total, através dos oito métodos estudados...................................76







Tabela 4.5 – Resumo do comportamento dos métodos em relação a cada apoio.....87

Tabela A.1 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga

para as estacas do apoio 1, através do método de Aoki & Velloso (1975).................103

Tabela A.2 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 1, através

do métodos de Aoki & Velloso (1975)....................................................................................104


para as estacas do apoio 1, através do método de Décourt & Quaresma (1978)....104

Tabela A.4 – Coeficientes utilizados para a correção da parcela de atrito lateral e de

ponta, para estacas hélice contínua, propostos por Décourt et al. (1996)..................105


para as estacas do apoio 1, através do método de Antunes & Cabral (1996)...........106


do métodos de Antunes & Cabral (1996)..............................................................................106


para as estacas do apoio 1, através do método de Alonso (2000)...............................107


do métodos de Alonso (2000)...................................................................................................107


para as estacas do apoio 1, através do método de Gotlieb et al. (2000)....................108


para as estacas do apoio 1, através do método de Kárez & Rocha (2000)................108


para as estacas do apoio 1, através do método de Vorcaro & Velloso (2000) ........109

Tabela A.12 – Resumos dos resultados para as previsões da capacidade de carga e

das provas de carga para as estacas do apoio 1...............................................................110

Tabela A.13 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 2,

através do métodos de Aoki & Velloso (1975).....................................................................111






através do métodos de Antunes & Cabral (1996)...............................................................113




através do métodos de Alonso (2000)....................................................................................114




para as estacas do apoio 2, através do método de Kárez & Rocha (2000)...............115


para as estacas do apoio 2, através do método de Vorcaro & Velloso (2000).........116














através do métodos de Alonso (2000)...................................................................................120




















através do métodos de Alonso (2000)...................................................................................126









LISTA DE SÍMBOLOS

últP carga de ruptura, capacidade de carga ou carga última;

lP parcela transmitida por atrito lateral;

pP parcela transmitida pela ponta;

AK coeficiente tabelado que varia em função do tipo de solo (Tabela 2.3);

Aα coeficiente tabelado que varia em função do tipo de solo (Tabela 2.3);

nN número de golpes de SPT de cada camada;

nL comprimento de cada camada;

D diâmetro da estaca;

n número de camadas;

PAN número de golpes SPT da camada de apoio da ponta da estava;

L comprimento da estaca;

N índice de resistência à penetração do ensaio SPT;

lN média dos valores de N ao longo do fuste, exceto o da camada da

ponta e do primeiro metro da superfície;

C coeficiente tabelado que depende do tipo de solo (Tabela 2.5);

PDN média do número de golpes do ensaio SPT na camada da ponta da

estaca, imediatamente acima, imediatamente abaixo desta;

Dα coeficiente que vaira em função dos diversos tipos de estacas e para

os diferentes tipos de solos (Tabela 2.6);

Dβ coeficiente que vaira em função dos diversos tipos de estacas e para

os diferentes tipos de solos (Tabela 2.6);

1β parâmetro para o cálculo do atrito lateral, que depende do tipo de solo

(Tabela 2.7);

2β parâmetro para o cálculo da resistência de ponta, que depende do tipo

de solo (Tabela 2.7);

U perímetro da seção transversal do fuste da estaca;

lr adesão média na carga última ao longo do fuste da estaca ( sAl f.α )

(Tabela 2.8);

l∆ trecho onde se admite atrito lateral unitário lr constante;

sf adesão calculada a partir do torque máximo (em kgf.m) e a penetração

total (em cm) do amostrador, no ensaio SPT-T;

Alα coeficiente de correção do atrito lateral sf , obtido através da

interpretação de provas de carga carregadas até as proximidades da

carga última (Tabela 2.8);

máxT torque máximo expresso em kfg.m;

h penetração total do amostrador, em cm (geralmente 45 cm);

pA área da projeção da ponta da estaca sobre um plano perpendicular ao

eixo da mesma; )1(

mínT média aritmética dos valores de torque mínimo (em kgf.m) do trecho

D8 acima da ponta da estaca. Considera-se nulo os mínT acima do

nível do terreno, quando o comprimento da estaca for menor do que

D8 ;

)2(mínT média aritmética dos valores de torque mínimo (em kgf.m) do trecho

D3 , medido para baixo, a partir da ponta da estaca;

admP tensão admissível a ser aplicada no topo da estaca (kPa);

tamédiodaponSPT média dos valores obtidos no trecho D8 acima e D3 abaixo da ponta

da estaca;

∑SPT somatório dos SPTN ao longo do comprimento da estaca, sendo que os

valores SPTN limitados a 50;

∑ SPTN soma de golpes de SPT ao longo do fuste da estaca;

krK 210 para argila, 250 para siltes e 290 para areia;

SPTN número de golpes de SPT na ponta da estaca;

px resistência de ponta ( )(. pontaSPTp NA );

lx resistência por atrito lateral ( ∑ )( fusteSPTNU );

SUMÁRIO

1 INTRODUÇÃO ....................................................................................................... 21 1.1 JUSTIFICATIVA ......................................................................................................... 22 1.2 OBJETIVOS ................................................................................................................ 22 1.3 ESTRATÉGIA METODOLÓGICA ........................................................................ 23 1.4 ESTRUTURA DA MONOGRAFIA ........................................................................ 23

2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA ......................................................................... 25 2.1 HISTÓRICO................................................................................................................. 25

2.2 PROCESSO EXECUTIVO...................................................................................... 25 2.2.1 Perfuração ................................................................................................................... 26 2.2.2 Concretagem .............................................................................................................. 27 2.2.3 Colocação da Armadura ....................................................................................... 29

2.3 EQUIPAMENTOS...................................................................................................... 30

2.4 CONTROLE DE EXECUÇÃO ................................................................................ 32

2.4.1 Controle do desempenho ..................................................................................... 34

2.4.1.1 Prova de carga estática ......................................................................................... 35

2.4.1.2 Prova de carga dinâmica ...................................................................................... 36

2.5 ASPECTOS RELEVANTES NA EXECUÇÃO .................................................. 37

2.5.1 Procedimentos prévios à execução das estacas ....................................... 37 2.5.2 Controle da concretagem ..................................................................................... 38 2.5.3 Pressão de injeção .................................................................................................. 38 2.5.4 Sistema de injeção do concreto ........................................................................ 39 2.6 ASPECTOS GEOTÉCNICOS................................................................................ 39 2.6.1 Solos muito resistentes ........................................................................................ 39 2.6.2 Camada de argila mole confinada .................................................................... 40 2.6.3 Camada de argila mole superficial ................................................................... 40 2.6.4 Camada de areias puras na região da ponta ................................................ 40 2.7 VANTAGENS E DESVANTAGENS DA ESTACA HÉLICE CONTÍ NUA. 41 2.7.1 Vantagens ................................................................................................................... 41 2.7.2 Desvantagens ............................................................................................................ 42 2.8 INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA 43 2.8.1 Sondagem de simples reconhecimento com SPT 44

2.9 ELEMENTOS PARA O DIMENSIONAMENTO DE FUNDAÇÕES EM ESTACA ....................................................................................................................... 45

2.10 MÉTODOS SEMI-EMPÍRICOS PARA A PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA .................................................................................... 48

2.10.1 Métodos tradicionais para a previsão da capacidade de carga em estacas ......................................................................................................................... 48

2.10.1.1 Método de Aoki & Velloso (1975) ...................................................................... 49 2.10.1.2 Método de Décourt & Quaresma (1978) ......................................................... 51

2.10.2 Métodos específicos para a previsão da capac idade de carga ............ 52

2.10.2.1 Método de Décourt & Quaresma (1978) modificado por Décourt et al. (1996) ...................................................................................................................... 53

2.10.2.2 Método de Antunes & Cabral (1996) ............................................................... 54 2.10.2.3 Método de Alonso (1996) ..................................................................................... 54 2.10.2.4 Método de Gotlieb et al. (2000) .......................................................................... 57 2.10.2.5 Método de Kárez & Rocha (2000 ) ..................................................................... 58 2.10.2.6 Método de Vorcaro & Velloso (2000) .............................................................. 59

3 ESTUDO DE CASO: CARACTERÍSTICAS E ENSAIOS REALIZADOS ........................................................................................................ 61

3.1 CARCTERÍSTICAS DE FEIRA DE SANTANA-BA E LOCALIZAÇÃO DA OBRA EM ESTUDO .......................................................................................... 61

3.2 CARACTERÍSTICAS GEOTÉCNICAS DO LOCAL DA OBRA .................. 63 3.3 ENSAIO DE CARREGAMENTO DINÂMICO .................................................... 69 4 ANÁLISE DOS RESULTADOS ................................................................... 73 4.1 APOIO 1 (AP1) .......................................................................................................... 73 4.2 APOIO 2 (AP2) .......................................................................................................... 76 4.3 APOIO 5 (AP5) .......................................................................................................... 80 4.4 APOIO 6 (AP6) .......................................................................................................... 84 4.5 CONSIDERAÇÕES GERAIS ................................................................................. 88

5 CONCLUSÃO ......................................................................................................... 97

5.1 SUGESTÕES PARA TRABALHOS FUTUROS .............................................. 98

REFERÊNCIAS..................................................................................................... 99

ANEXO A – MEMÓRIA DE CÁLCULO DAS PREVISÕES DE CAPACIDADE DE CARGA ................................................................... 103

A.1 APOIO 1 (AP1) ................................................................................................... 103

A.2 APOIO 2 (AP2) ................................................................................................... 110

A.3 APOIO 5 (AP5) ................................................................................................... 117

A.4 APOIO 6 (AP6) ................................................................................................... 123

ANEXO B – PLANTAS DO PROJETO DA OBRA ESTUDADA ............................................................................................................. 130

ANEXO C – RELATÓRIO DE SONDAGEM ....................................... 133

21

1 INTRODUÇÃO

A engenharia de fundações vem evoluindo constantemente em busca de

novos elementos de fundação, que possuam alta produtividade, ausência de

vibrações e ruídos na execução, elevada capacidade de carga e controle de

qualidade durante a execução da estaca, entre outros aspectos. Dentro deste

propósito surgiram no mercado recentemente e tiveram um grande desenvolvimento

nos últimos anos, as estacas hélice contínua, sendo desde então uma estaca de

enorme interesse comercial nos grandes centros urbanos do país (ALMEIDA NETO,

2002).

A utilização das estacas tipo hélice contínua tem conquistado cada vez mais

adeptos, tanto os projetistas e consultores, como também os construtores e

empreendedores de modo geral. Tal fato deve-se, principalmente, ao grande avanço

tecnológico representado pelo seu processo de execução, que tem grandes

vantagens em relação a outros tipos de fundação bastante difundidos no Brasil, tais

como: não interferir nas edificações da vizinhança, não provocar vibração ou ruído

típico dos equipamentos à percussão, possuir grande velocidade de execução, com

média superior a 200m/dia, implicando em redução significativa do cronograma da

obra, não ser afetada pelo nível do lençol freático (ALMEIDA NETO, 2002).

As fundações do tipo escavadas refletem uma tendência mundial. Segundo

van Impe apud ANJOS (2006), as estacas escavadas representam mais da metade

da preferência no mundo. Seu uso tem se estendido, além de estaca de carga, à

execução de paredes de estacas para contenção de encostas, pré-furos para

estaqueamento com perfis metálicos ou estacas pré-moldadas de concreto,

objetivando a transposição de camadas do solo com SPT mais elevado.

A utilização desta solução é bem restrita no município de Feira de Santana-

BA e este trabalho faz uma análise da fundação em estaca hélice contínua adotada

no principal viaduto da cidade, que foi instalado no bairro da Cidade Nova. Para isto

foram levantados dados como: características da obra e do subsolo, cargas nas

fundações, relatórios técnicos, resultados de prova de carga.

22

1.1 JUSTIFICATIVA

A escolha do tema partiu do interesse em aprofundar os conhecimentos na

área de Geotecnia, especialmente relacionados às soluções em fundações

profundas, aliado a um caso real de utilização da estaca hélice contínua em Feira de

Santana-BA.

O uso deste tipo de estaca tem evoluído bastante em obras civis nos grandes

centros urbanos, em alguns casos com utilização equiparada com as estacas pré-

moldadas e/ou escavadas (raiz, Franki, Strauss), e existem poucos estudos

publicados sobre este tipo de fundação no Nordeste do Brasil. Ressalta-se ainda o

enorme potencial desta fundação para se difundir na região de Feira de Santana.

1.2 OBJETIVOS

Com base na revisão bibliográfica e no estudo de caso da obra do viaduto,

pretendeu-se atingir os seguintes objetivos:

Geral

Estudar e conhecer os aspectos de projeto e construtivos da fundação em

estaca hélice contínua, adotada como solução na construção do viaduto no bairro da

Cidade Nova, no município de Feira de Santana-BA. E, também, avaliar a

aplicabilidade dos métodos de previsão de capacidade de carga para essas estacas

no subsolo de Feira de Santana.

Específico

a) Conhecer as características e o processo executivo das estacas.

b) Conhecer e analisar as características do subsolo do local da obra;

23

c) Conhecer as cargas de trabalho das fundações;

d) Comparar os resultados dos ensaios de prova de carga com os resultados

obtidos dos diversos métodos para previsão de capacidade de carga.

1.3 ESTRATÉGIA METODOLÓGICA

a) Coleta de dados em literatura nacional e internacional;

b) Levantamento e análise dos dados da obra: sondagem a percussão, projeto

de fundações, relatórios técnicos, características da obra, provas de carga;

c) Levantamento e acompanhamento fotográfico;

d) Verificação da capacidade de carga da fundação estudada;

e) Análise dos resultados e conclusão.

1.4 ESTRUTURA DA MONOGRAFIA

Esta monografia foi dividida nos seguintes capítulos:

CAPÍTULO 1 – apresenta a motivação na escolha do tema, os objetivos e o

escopo deste trabalho.

CAPÍTULO 2 – faz uma revisão bibliográfica sobre as características e o

processo executivo da estaca hélice contínua, dos equipamentos utilizados, assim

como as vantagens e desvantagens deste tipo de fundação; sobre investigação

geotécnica, em especial a sondagem de simples reconhecimento com SPT, e os

métodos de previsão de capacidade de carga estudados.

24

CAPÍTULO 3 – comentários sobre o caso estudado, sua localização, algumas

características geológicas e geotécnicas, bem como informações sobre o ensaio de

carregamento dinâmico realizado.

CAPÍTULO 4 – apresenta os resultados dos ensaios de prova de carga e dos

métodos de previsão de capacidade carga, as análises realizadas e algumas

considerações gerais sobre estes resultados.

CAPÍTULO 5 – mostra as principais conclusões encontradas com base nas

análises realizadas.

25

2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

2.1 HISTÓRICO

A utilização de estacas executadas por meio de escavação com trado hélice

contínua (Conitnuos Flight Auger – CFA), surgiu na década de 50 nos Estados

Unidos. Os equipamentos eram constituídos por guindastes de torre acoplada,

dotados de mesa perfuradora que executavam estacas com diâmetros de 27,5 cm,

30 cm e 40 cm. No início da década de 1970, esse sistema foi introduzido na

Alemanha, de onde se espalhou para o resto da Europa e Japão (PENNA et al.,

1999). As estacas hélice contínua sofreram um grande avanço a partir da década de

80 nos Estados Unidos, Japão e Europa, executadas inicialmente com

equipamentos adaptados e, posteriormente, com utilização de equipamentos

apropriados e específicos para a execução destas estacas.

No Brasil, as estacas hélice contínua foram introduzidas por volta de 1987. A

princípio com utilização de equipamentos adaptados, mas despertando muito

interesse pelas vantagens e facilidades que o seu processo construtivo sugere. Só a

partir de 1993, houve um grande progresso e desenvolvimento do uso destas

estacas no Brasil. Isto começou com a importação de equipamentos específicos

para executar estacas hélice contínua (PENNA et al., 1999)

A partir de então, com utilização de equipamentos importados com maior

força de arranque e com torques de até 85 KN.m, viabilizou-se a execução de

estacas de até 800 mm de diâmetro e comprimento máximo de 24 metros. Hoje em

dia, é possível executar estacas com 1.200 mm de diâmetro e 32 metros de

comprimento e com a contínua evolução dos equipamentos, o portifólio de opções

de diâmetros e profundidades tende a aumentar (ALMEIDA NETO, 2002).

2.2 PROCESSO EXECUTIVO

A execução das estacas hélice contínua pode ser dividida em três etapas:

perfuração, concretagem simultânea a extração da hélice do terreno, e colocação da

26

armadura.

2.2.1 Perfuração

A perfuração é executada por cravação da hélice no terreno, como mostra a

Figura 2.1, por meio de movimento rotacional provenientes de motores hidráulicos

acoplados em sua extremidade, com um torque apropriado para que a hélice vença

a resistência do solo, atingindo a profundidade determinada em projeto. A

perfuração é executada sem que em nenhum momento a hélice seja retirada do

furo.

Figura 2.1 – Perfuração do terreno (obra estudada)

A haste de perfuração é constituída da hélice espiral, responsável pela

retirada de solo, e um tubo central unido a esta hélice. A hélice é composta de

dentes em sua extremidade inferior que facilitam a sua penetração no solo (Figura

2.2). Para os casos de terrenos mais resistentes, esses dentes normalmente são

substituídos por pontas de wídia. Para evitar a entrada de solo ou água na haste

tubular, durante a fase de perfuração, existe na extremidade inferior da hélice uma

tampa metálica provisória que é expulsa na concretagem. Esta tampa geralmente é

recuperável.

27

Figura 2.2 – Detalhe da hélice espiral, tubo central e dos dentes da

extremidade.

2.2.2 Concretagem

A concretagem da estaca começa depois de atingida a profundidade

desejada, por bombeamento do concreto pelo interior da haste tubular. O concreto

sai do caminhão betoneira, como pode ser visto na Figura 2.3, sendo injetado pela

extremidade superior da haste. A tampa provisória é expulsa devido à pressão do

concreto e a hélice passa a ser extraída pelo equipamento, sem girar ou, no caso de

terrenos arenosos, girando muito lentamente no sentido da perfuração.

O concreto é injetado sob pressão positiva. A pressão positiva objetiva

garantir a continuidade e a integridade do fuste da estaca e, para isto, é necessária

a observação de dois aspectos executivos fundamentais nesta fase. O primeiro é

garantir que a ponta do trado, durante a perfuração, tenha atingido um solo que

permita a formação da bucha, para que o concreto injetado se mantenha abaixo da

ponta da estaca, evitando que o mesmo retorne pela interface solo-trado. O segundo

aspecto é o controle da velocidade de retirada do trado, de forma que sempre haja

um sobre-consumo de concreto (ALMEIDA NETO, 2002).

28

Figura 2.3 – Concretagem da estaca na obra do viaduto em Feira de Santana-BA.

A resistência característica (fck) do concreto normalmente, é de 20 MPa, deve

ser bombeável e composto de areia e pedrisco. O consumo de cimento é elevado,

entre 400 a 450 Kg/m3 e é facultado o uso de aditivos plastificantes. A relação água-

cimento geralmente fica em torno de 0,53 a 0,56. O abatimento do tronco de cone

(slump) do concreto situa-se entre 200 e 240 mm. Assim como a perfuração, é

imprescindível que a concretagem ocorra de forma contínua e ininterrupta. Desta

maneira, as paredes onde se formará a estaca ficarão sempre suportadas pelo solo

presente entre as pás da hélice, acima da ponta do trado, e pelo concreto que é

injetado, abaixo da face inferior da hélice.

Usualmente é utilizada bomba de concreto acoplada ao equipamento de

perfuração através de mangueira flexível de 100 mm de diâmetro interno.

O preenchimento da estaca com concreto é frequentemente executado até a

superfície de trabalho, mas é possível o seu arrasamento abaixo do nível do terreno,

desde que sejam tomadas as providências quanto a estabilidade do furo no trecho

não concretado e a inserção da armação.

Durante a retirada do trado, a limpeza do solo contido entre as pás da hélice é

procedida de forma manual ou com um limpador de acionamento hidráulico ou

mecânico acoplado ao equipamento, que remove o material, sendo este, deslocado

para fora da região do estaqueamento, normalmente com utilização de pá

carregadeira de pequeno porte.

29

A Figura 2.4 mostra a limpeza da hélice de forma manual.

Figura 2.4 – Retirada manual do solo entre as pás da hélice

2.2.3 Colocação da armadura

As estacas hélice contínua têm suas armaduras inseridas somente após a

conclusão da concretagem e isso limita o comprimento da armadura, assim como

pode inviabilizar o uso desta solução quando sujeita a esforços de tração ou quando

utilizadas como elemento de contenção. A literatura internacional recomenda que as

armaduras sejam instaladas por vibração, mas também são inseridas por gravidade

e por compressão de um pilão. Entretanto, a colocação da armadura por golpes de

um pilão tem sido, na prática, a mais utilizada no Brasil. A utilização de pilão permitiu

executar estacas com armadura de comprimento superior a 17 metros na Estação

da Luz no Estado de São Paulo (ALMEIDA NETO, 2002).

A Figura 2.5 mostra o momento da colocação da armadura após a retirada do

trado, onde a armadura é inserida por gravidade.

30

Figura 2.5 – Colocação da armadura após a conclusão da concretagem (obra

estudada).

2.3 EQUIPAMENTOS

Para execução desta estaca no terreno, utiliza-se uma perfuratriz dotada dos

seguintes elementos: torre metálica vertical, mesa rotativa de acionamento

hidráulico, trados de hélice contínua que pode ser de vários diâmetros, sistema de

monitoramento eletrônico e ferramentas de limpeza do trado. A Figura 2.6 mostra

um modelo de equipamento utilizado no Brasil.

A profundidade da estaca a ser executada determina a altura da torre

metálica, sendo que sua extremidade possui duas guias, onde a inferior pode ser

substituída pelo limpador do trado. A mesa rotativa é responsável pela aplicação do

torque necessário para o rompimento do solo compatível com o diâmetro e a

profundidade da estaca. Esta mesa possui um guincho dimensionado em função das

solicitações de tração necessárias para a retirada do trado ao final da escavação.

Durante a etapa de concretagem, é quem recebe a mangueira de concreto

proveniente da bomba.

31

Figura 2.6 – Modelo de equipamento utilizado no Brasil (FUNESP, 2001; apud

ALMEIDA NETO, 2002).

No Brasil, estes equipamentos são classificados em três grupos em função de

suas características. Nestas características, estão a capacidade executiva

(principalmente relacionado ao torque) e à tração imposta pelo equipamento quando

da retirado do trado cheia de solo entre as pás da hélice após o final da perfuração e

durante a concretagem.

Tabela 2.1 – Características dos equipamentos (PENNA et al., 1999).

GRUPO 1 GRUPO 2 GRUPO 3

Torque (kN.m) 30 80-100 150-250

Diâmetro Máximo (mm) 425 800 1200

Comprimento Máximo (m) 15 23 28

Tração (kN) 60-100 150-300 400-700

Peso do Conjunto (kN) 200 400 650-800

32

Com a evolução crescente dos equipamentos ao longo dos últimos anos, os

torques foram aumentados, permitindo assim a utilização de hélices com diâmetros

maiores e escavação em camadas de solos mais resistentes (SPT acima de 50).

A capacidade de tração do equipamento é quem determina a maior ou menor

facilidade de retirada do trado durante a etapa da concretagem, processo que exige

grandes esforços, devido principalmente ao seu atrito com o solo, peso do material

entre as pás da hélice, peso próprio e ainda ao concreto no interior da haste.

A geometria do trado deve ser estabelecida em função do tipo de solo a ser

perfurado, do tipo e inclinação da lâmina de corte acoplada em sua ponta, do passo

da hélice e da inclinação em relação à vertical. Estas características vão influenciar

na velocidade de perfuração, na capacidade de atravessar camadas resistentes e na

quantidade de solo retirado durante a descida do trado (PENNA et al., 1999).

2.4 CONTROLE DE EXECUÇÃO

A estaca hélice contínua é monitorada na execução por meio de um sistema

computadorizado específico. Existem diversos equipamentos para o monitoramento,

mas o comumente utilizado no país é o aparelho chamado Taracord. Estes

equipamentos fornecem os seguintes dados durante a execução da estaca:

profundidade, tempo, inclinação da torre, velocidade de penetração do trado,

velocidade de rotação do trado, torque, velocidade de retirada (extração) da hélice,

volume de concreto lançado, e pressão do concreto. As Figuras 2.7a mostra modelo

deste aparelho com informações no momento da perfuração e a Figura 2.7b

apresenta algumas informações durante a concretagem. Ao final da execução da

estaca, o sistema emite uma folha de controle com os referidos dados. Esta folha

pode ser armazenada em cartão de memória e, posteriormente, transferida para um

computador no escritório, ou impressa no próprio local da obra com o uso de uma

impressora de campo ligada ao equipamento por meio de interface paralela. A

Figura 2.7c apresenta um modelo desta folha de rosto.

33

(a) (b)

Figura 2.7 – Modelo de equipamento utilizado para a monitoração eletrônica. a) com

informações no momento da perfuração de uma estaca da obra; b) com informações

durante a concretagem de uma estaca da obra.

Figura 2.7c – Folha de rosto com as informações da perfuração e concretagem da

estaca (ALMEIDA NETO, 2002)

Apesar do monitoramento fornecer o valor do sobre-consumo de concreto e a

variação da seção ao longo da profundidade, a precisão e a confiabilidade destes

34

pode ser discutível. Imprecisões e inconsistências nos dados fornecidos pelo

monitoramento podem ocorrer, por diversos motivos, dentre eles: sistema de

monitoramento avariado ou não calibrado de forma correta, danos nos sensores,

bombas com muito uso ou sem manutenção (causando menor eficiência e

conduzindo, geralmente, a erros de medida de volume de concreto e, por

conseqüência, de pressão de injeção), medidores mal ou não calibrados e defeito

nos cabos de transmissão de dados, entre outros (ALMEIDA NETO, 2002).

A precisão no valor de sobre-consumo ou subconsumo de concreto depende

da precisão do volume medido. O volume de concreto é fornecido por um transdutor

de pressão que informa o volume de concreto por bombeada, ou seja, a cada pico

de pressão. A medida correta do volume de concreto é muito importante, pois

através dela e por meio de correlações, é possível determinar se o fuste da estaca

esta íntegro, ou se está havendo seccionamento.

2.4.1 Controle do desempenho

A técnica de fundações acompanha o homem desde a Pré-história e uma das

grandes preocupações da Engenharia Geotécnica, já há muitos anos, é a avaliação

da segurança em obras com fundação profunda, mesmo aceitando-se atualmente a

idéia de que a questão da segurança e da confiabilidade de obras geotécnicas pode

sofrer, em geral, mais influência do processo executivo do que propriamente da fase

de projeto. Portanto, o controle da qualidade na execução é essencial para garantir

uma perfeita transmissão de carga da superestrutura para o solo.

Segundo Niyama et al. (1996), existe um conjunto de procedimentos e

técnicas com objetivo de verificar o desempenho de uma fundação, tais como: as

provas de carga estáticas (de carregamento lento – slow maintained load test ou

SML, a uma velocidade de recalque constante – constant rate of penetration test ou

CRP, rápido em estágio – quick maintained load test ou QML, em ciclos de carga e

descarga – cyclic load test ou CLT e cíclico – swedish cyclic test ou SCT), prova de

carga dinâmica, nega e repique, statnamic e células expansivas. A norma brasileira

para fundação profunda adota em igualdade de condições os ensaios SML e QML.

35

No caso específico para estacas, as normas técnicas da ABNT para estes

ensaios englobam: Estacas – prova de carga estática, NBR-12131/91 e Estacas –

ensaio de carregamento dinâmico, NBR-13208/94.

A NBR-6122 – Projetos e Execução de Fundações (ABNT, 1996), em seu

item 7.8.3.6.2, recomenda a verificação da capacidade de carga durante a execução

das fundações e, para isso, existem os métodos estáticos (prova de carga estática)

e os ensaios de carregamento dinâmico, analisando os dados da instrumentação de

uma seção da estaca (FOÁ, 2001) durante a sua execução.

A prova de carga é o método mais indicado para prever o comportamento real

da estaca submetida aos esforços solicitantes. A NBR-6122 (ABNT, 1996)

recomenda a utilização de um fator de segurança mínimo igual a 1,6 para o cálculo

da carga admissível, quando se realiza um número de prova de carga adequado em

uma obra, enquanto que este valor sobe para 2,0 se não forem realizadas provas de

carga. A norma recomenda que as provas de carga estáticas devem ser executadas

em número de 1% do conjunto de estacas de mesmas características, respeitando-

se o mínimo de uma prova de carga, e 3% para os ensaios de carregamento

dinâmico, respeitando-se o mínimo de três.

A prova de carga estática, de maneira geral, representa melhor a forma do

carregamento real sobre a estaca. Entretanto, este método exige um grande sistema

de reação, o que pode onerar sobremaneira a sua execução. Por isso, e em acordo

com a norma brasileira, o tipo de ensaio de carregamento dinâmico é o mais

utilizado no Brasil (MAGALHÃES, 2005).

2.4.1.1 Prova de carga estática

O ensaio de carregamento estático é uma metodologia bem definida e seu

principal objetivo é observar o comportamento da fundação para níveis de carga

crescente, até o limite de carga ou completa ruptura do sistema estaca-solo.

Alonso (2000a) chama atenção sobre a opinião de alguns autores sobre a

questão da prova de carga estática ser o único ensaio que reproduz as condições de

trabalho de uma estaca, pois os ensaios dinâmicos não prescindirão de correlações.

Existem diversas métodos para o ensaio de carregamento estático, que

conduzem a diferentes resultados de capacidade de carga estática, mas aborda-se,

36

de maneira resumida, apenas o ensaio de carregamento lento, com único ciclo de

carga e descarga, conforme prescrição da NBR-12131 – Estacas: Prova de Carga

(ABNT, 1991).

Nesta modalidade, o sistema estaca solo é submetido à aplicação de carga

estática em estágios crescentes, com incrementos iguais, onde em cada estágio a é

mantida a carga até a estabilização dos recalques ou por um intervalo mínimo de 30

minutos. A estabilização dos recalques ocorre quando a diferença entre as leituras

no instante t e t/2 resultar em até 5% do deslocamento ocorrido no estágio anterior

(NBR 12.131 – ABNT, 1991). Cada incremento de carga é limitado a 20% da carga

de trabalho prevista em projeto.

A ruptura do sistema estaca-solo é caracterizada quando um pequeno

acréscimo de carga provoca um grande recalque, denominada carga estática última.

2.4.1.2 Prova de carga dinâmica

A prova de carga dinâmica é um ensaio que pretende obter a estimativa da

capacidade de carga estática do sistema estaca-solo, a partir da imposição de um

carregamento dinâmico axial sobre o topo da estaca, sendo que a análise é feita

com base nos princípios da teoria da onda, aplicada à cravação ou recravação de

estaca, conforme NBR 13208 (ABNT, 1994).

O ensaio tradicional consiste na aplicação de um ciclo de impactos de energia

constante no topo da estaca, ou seja, o peso (martelo) caindo de uma mesma altura,

sobre o sistema de amortecimento instalado no topo da estaca. Mais tarde, em

1989, Aoki desenvolveu uma nova metodologia que ficou conhecida como ensaio de

carregamento dinâmico de energia crescente. A altura de queda do peso sobre o

sistema de amortecimento da estaca é crescente e, com auxílio de equipamento

“Pile Driving Analyzer” (PDA), são medidos em campo a resistência estática

mobilizada por cada golpe do martelo (RMX) e o deslocamento máximo imposto

(DMX), na seção onde são instalados os transdutores, determinando assim a curva

RMX versus DMX, similar à curva carga-recalque obtida em uma prova de carga

estática (FOÁ, 2001).

37

Para a estaca hélice contínua, o ensaio dinâmico é realizado após a sua

concretagem. No topo da estaca concreta-se um bloco de coroamento, que receberá

os golpes do martelo e onde serão instalados os transdutores.

É importante usar um martelo capaz de aplicar uma energia que mobilize o

máximo possível da resistência disponível do solo. Para estacas moldadas in loco, a

norma sugere o uso de um pilão com peso equivalente a de 1 % a 1,5% da carga de

ruptura que se deseja medir. Para fator de segurança mínimo igual a 2,0, isto

corresponde a de 2% a 3% da carga de trabalho. Por exemplo, estaca para carga de

trabalho igual a 100 tf, com fator de segurança igual a 2,0 é necessário medir 200 tf.

O pilão deverá ter de 2 a 3 tf. Os martelos utilizados nos ensaios realizados na obra

foram de 2,50 e 2,85 tf.

Os registros do equipamento PDA dos ensaios de carregamento dinâmico são

captados e analisados por duas ferramentas desenvolvidas para este fim,

denominados por CASE, por ter sido criado pelo Case Institute of Techonology, e

CAPWAP (Case Pile Wave Analysis Program). Posteriormente, esta última

ferramenta foi implementada, pela necessidade de analisar estacas cada vez mais

profundas (acima de 30 metros), originando o CAPWAPC (Case Pile Wave Analysis

Program Continuous Model) (FOÁ, 2001).

A instrumentação e ensaio dinâmico consistem na avaliação da capacidade

de carga mobilizada em campo pelo método CASE e, em seguida, faz-se uma

avaliação mais acurada, pelo software CAPWAP, que utiliza os sinais de força e

velocidade gravados in loco.

2.5 ASPECTOS RELEVANTES DA EXECUÇÃO

Dentre os diversos aspectos que influem na correta execução das estacas

hélice contínua, pode-se destacar, os que seguem (ALMEIDA NETO, 2002):

2.5.1 Procedimentos prévios à execução das estacas

Antes do início da execução das estacas, é necessária a observância de

alguns procedimentos importantes. Devido ao tamanho e porte dos equipamentos

38

necessários para a execução destas estacas, é de vital importância a avaliação de

possíveis trajetos e itinerários para acesso ao local da obra e instalações. Também,

de acessibilidade e deslocamentos da perfuratriz dentro das instalações da própria

obra, e de capacidade de suporte do terreno com relação ao equipamento.

Deve ser previamente estudada e definida a programação de fornecimento do

concreto, de maneira a evitar quaisquer atrasos e conseqüentes interrupções ou

impossibilidade da condução dos trabalhos de concretagem.

2.5.2 Controle da concretagem

Este talvez seja o item mais importante para a garantia de qualidade da

estaca. Ao mesmo tempo é o fator que tem causado os maiores problemas em

estacas hélice na prática, não só por dificuldades de se obter um concreto de

qualidade devido ao processo executivo, mas também, em razão do concreto não

ser de responsabilidade da empresa executora da estaca, e sim da concreteira

(fornecedora de concreto), que é normalmente contratada pela construtora da obra,

e não pela empresa executora das fundações.

A substituição do pedrisco por pó de pedra, por exemplo, pode causar perda

de resistência da estaca e efeito bucha no concreto durante a concretagem ou até

mesmo entupimento da mangueira. Um outro aspecto que pode causar perda de

desempenho em estacas hélice contínua, diz respeito à etapa de início ou reinício da

concretagem, ao término do concreto de um caminhão e início do bombeamento de

concreto de um novo caminhão. Pode haver uma subida demasiadamente rápida da

perfuratriz.

2.5.3 Pressão de injeção

A pressão de injeção do concreto influi na homogeneidade e integridade da

estaca. A pressão normalmente utilizada é de 1 a 2 bar (100 a 200 KPa), sendo zero

para os casos de execução em camadas de argilas moles ou solos muito fracos.

Esta pressão também pode influir na capacidade de carga das estacas.

Possivelmente, maior pressão de injeção leva a um maior confinamento lateral no

fuste da estaca e a um maior atrito lateral na mesma.

39

2.5.4 Sistema de injeção do concreto

Para que a estaca seja corretamente executada e produza os padrões de

qualidade e desempenho, conforme previsto em projeto, é importante que o sistema

de injeção de concreto (bomba, mangueira etc.), esteja em perfeito estado de

funcionamento.

Antes de começar a primeira estaca do dia posterior, o tubo precisa de

lubrificação para permitir a fluência normal do concreto. Para esta lubrificação,

costuma-se misturar dois sacos de cimento (de 50 kg) em cerca de 200 litros de

água (calda de lubrificação) dentro do cocho. Então, a calda é lançada por meio de

bombeamento, como se a estaca estivesse sendo concretada. Quando toda a calda

tiver sido lançada fora e se estiver garantido que toda a rede já está com concreto,

interrompe-se o lançamento do mesmo, coloca-se a tampa do trado e inicia-se a

perfuração da estaca. O descumprimento deste procedimento pode comprometer o

desempenho da estaca.

2.6 ASPECTOS GEOTÉCNICOS

São relacionados a seguir alguns problemas e orientações importantes na execução

de estacas hélice contínua, referentes ao subsolo.

2.6.1 Solos muito resistentes

A execução neste tipo de terreno merece uma atenção especial, pois para

garantir o comprimento mínimo da estaca, é necessário algumas vezes, “aliviar” a

perfuração, ou seja, girar o trado parado para quebrar o atrito e possibilitar o avanço.

Tal procedimento, na medida em que transporta o solo, provoca desconfinamento do

terreno e, assim, redução da capacidade de carga. Este alívio, também pode ser

necessário, em algumas vezes na extração da hélice. Na ocorrência desta situação,

Penna et al. (1999) recomenda reduzir a carga sobre a estaca do que correr o risco

de comprometer o trado ao ser forçado a penetrar muito na camada resistente.

40

2.6.2 Camada de argila mole confinada

A execução em camadas de argilas moles confinadas é problemática em

relação a um elevado sobre-consumo de concreto e à ruptura do solo em razão da

pressão do concreto. Na concretagem, tem de haver um controle rigoroso da subida

do trado, para garantir o sobre-consumo, e assim, a integridade da estaca. Como o

solo é frágil e o concreto é injetado sob pressão, o sobre-consumo deverá ser

grande, por ruptura do solo desta camada. Normalmente por estes motivos,

concreta-se sob pressão nula nesta camada (ALMEIDA NETO, 2002).

2.6.3 Camada de argila mole superficial

O maior problema, nesta situação, é o peso do equipamento que pode ser

excessivo para a capacidade de suporte do terreno. Em alguns casos, toda esta

camada é retirada através de escavação da camada superficial até se atingir uma

camada de maior capacidade de carga, para suporte do equipamento de execução

da estaca.

Por falta de capacidade de suporte do solo, a concretagem não pode ser feita

também com pressão. Normalmente a pressão de concretagem para este tipo de

solo é zero. Por isso, recomenda-se armar a estaca ao longo de toda camada mole.

Cita-se ainda a possibilidade, do trado hélice contínua, puxar o equipamento

de execução para baixo, com a hélice ficando instável ou até mesmo tombar antes

da perfuração.

Com relação à execução da estaca, a concretagem deve ser feita até atingir a

cota do terreno, pois, caso contrário, pode haver desmoronamento de solo que pode

contaminar o concreto da cabeça da estaca (ALMEIDA NETO, 2002).

2.6.4 Camadas de areias puras na região da ponta

Em estacas hélice contínua, neste tipo de terreno, deve-se ter cuidado para

garantir a resistência de ponta. Para isto, deve-se iniciar a concretagem com giro

lento do trado, no sentido da introdução do trado, de modo a criar um componente

41

ascendente e evitar a queda de grãos de areia. Esse giro deve ser lento para

minimizar o efeito de transporte, evitando assim, o desconfinamento do solo

(ALMEIDA NETO, 2002).

2.7 VANTAGENS E DESVANTAGENS DA ESTACA HÉLICE CONTÍ NUA

No meio técnico da engenharia de fundações, nos últimos anos tem

aumentado a preocupação com o uso de estacas que diminuam ou, se possível,

eliminem as vibrações causadas durante sua execução, um dos grandes

inconvenientes relacionado às estacas pré-moldadas.

2.7.1 Vantagens

As estacas hélice contínua apresentam (HACHICH, 1996):

a) Alta produtividade, diminuindo substancialmente o cronograma da obra

com utilização de apenas uma equipe de trabalho;

b) O processo de execução não provoca distúrbios e vibrações típicos dos

equipamentos geralmente utilizados para estacas cravadas, além da percussão não

causar descompressão do solo;

c) É grande a variedade de solos em que pode ser utilizada este tipo de

estaca, inclusive rochas brandas, exceto na presença de matacões e rochas.

Entretanto, para subsolos para subsolos contendo camadas de areia fofa submersa,

será necessário reavaliar a utilização deste tipo de estaca;

d) Podem perfurar solos com SPT acima de 50 e a perfuração não gera

detritos poluídos por lama bentonítica, eliminando os inconvenientes relacionados à

disposição final do material resultante da escavação.

Outras vantagens apresentadas pela estaca hélice contínua (ALMEIDA

NETO, 2002):

a) Execução monitorada eletronicamente;

42

b) Perfuração sem necessidade de revestimento ou fluido de estabilização

(lama bentonítica ou polímeros) para contenção do furo, pois o solo fica contido

entre as pás da hélice;

c) Podem ser utilizadas na presença de nível de água;

d) A injeção de concreto sob pressão garante uma melhor aderência no

contato estaca-solo.

2.7.2 Desvantagens

Segundo Hachich (1996) e Almeida Neto (2002), as principais desvantagens

deste tipo de estaca são:

a) As áreas de trabalho devem ser planas e de fácil movimentação, devido ao

porte dos equipamentos, assim como o solo deve ter capacidade de suportar o peso

dos equipamentos, durante seu transporte e execução da estaca;

b) Devido a sua alta produtividade e do alto volume de concreto demandado

durante a execução das estacas, é necessária a presença de uma central de

concreto nas proximidades do local da obra;

c) Necessidade de um equipamento para a limpeza do material gerado

durante a escavação, a exemplo de uma pá-carregadeira;

d) Limitação do comprimento da estaca e armação;

e) Necessidade de uma quantidade mínima de estacas para compensar o

custo, normalmente elevado, de mobilização dos equipamentos. Sua utilização em

locais distantes dos centros, onde normalmente estes equipamentos são

disponíveis, tende a elevar ainda mais o custo de transporte do maquinário. Cabe

ressaltar que o custo deste tipo de fundação deverá ser contextualizado no custo

total da obra, ou seja, a participação do seu valor no montante total;

f) A qualidade na execução depende da sensibilidade e experiência do

operador da perfuratriz de execução da hélice.

43

2.8 INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA

Qualquer obra de engenharia civil exige um conhecimento mínimo de

mecânica dos solos. Para a elaboração de projetos de fundações, é necessário

conhecer as diversas camadas do subsolo e determinar as suas propriedades

mecânicas. A obtenção destas propriedades pode ser feita através de ensaios de

laboratório ou de campo. Na prática, entretanto, há predominância quase que total

dos ensaios “in situ”, ficando a investigação laboratorial restrita a outros projetos que

não os de fundações ou, então, tendo o objetivo de complementarem informações

obtidas no campo. Existem vários ensaios de campo, dentre os quais estão citados

aqueles que estão relacionados com a resistência dos solos:

- O “Standard Penetration Test” – SPT;

- O “Standard Penetration Test” com medidas de torque – SPT-T;

- O ensaio de penetração de cone – CPT;

- O ensaio de palheta – “Vane Test”;

O SPT, também chamado de sondagem a percussão ou de simples

reconhecimento, é sem dúvida, o ensaio mais realizado na grande maioria dos

países, inclusive no Brasil. Ressalta-se que nos últimos anos a tendência é substituí-

lo pelo SPT-T, que tem relativamente o mesmo custo e é mais completo (HACHICH,

1996), por que além da medida dinâmica (N), obtêm-se também uma medida

estática (o torque pode ser utilizado para aferir a resistência estática de atrito

lateral), além de eliminar grande parte dos erros do ensaio tradicional SPT,

decorrentes de fatores tais como o peso da massa cadente, atrito das hastes, altura

de queda do martelo, contagem do número de golpes, peso e rigidez das hastes,

estado do amostrador, tipo de corda, etc. (PRESA, 1997).

Este trabalho apresenta apenas a descrição do SPT, tendo em vista que foi

este o ensaio utilizado na obra em estudo para o dimensionamento das fundações,

além dos resultados de prova de carga dinâmica.

44

2.8.1 Sondagem de simples reconhecimento com SPT

Este ensaio é normatizado no Brasil pela NBR-6484 (ABNT, 2001), que

consiste basicamente na cravação do amostrador padrão no solo, através de queda

livre de um martelo de 65 kg, caindo de uma altura de 75 cm. As características do

amostrador estão especificadas na referida norma.

Previamente à execução das sondagens, determina-se em planta, no terreno

a ser investigado, a posição dos furos que serão perfurados. A NBR 8036 (ABNT,

1983) determina como deve ser realizada a programação das sondagens de simples

reconhecimento para fundações de edifícios. Nestes casos, procura-se dispor os

furos nos limites de projeção do edifício, com distancia de 15 a 30 metros e não

alinhados. Nas investigações preliminares de áreas extensas para estudo de

viabilidade, a distância entre os furos é de 50 a 100m e quando da definição do

projeto, a investigação deve ser complementada, conforme mencionado

anteriormente (HACHICH,1996).

Para iniciar uma sondagem, monta-se sobre o terreno, no ponto onde estão

locados os furos, um cavalete de quatro pernas; em seu topo é montado um

conjunto de roldanas, por onde passa uma corda, geralmente de sisal. Este conjunto

auxiliará no manuseio e levantamento do “peso”, como pode ser observado na

Figura 2.8.

Figura 2.8 – Sondagem de simples reconhecimento a percussão SPT.

45

Com o auxilio de um “trado cavadeira”, perfura-se o terreno até a

profundidade de 1m para o começo da penetração dinâmica. Através de sucessivas

quedas do “martelo”, penetra-se 45 cm do amostrador, sendo anotado o número de

golpes para cada avanço de 15 cm (NBR- 6484, ABNT, 2001). A soma do número

de golpes necessários para a penetração dos primeiros 30 cm é conhecido como Ni

(SPT inicial) e a soma para os últimos 30 cm é o Nf (SPT final) ou N, como é

denominado (GEOMEC, 2008).

Segundo Hachich (1996), a sondagem à percussão é um procedimento

geotécnico de campo, capaz de amostrar o solo e, quando associado ao ensaio de

penetração dinâmica (SPT), mede a resistência do solo ao longo da profundidade

perfurada, portanto, ao realizar este ensaio, pretende-se conhecer:

- O tipo de solo atravessado, a partir da retirada de uma amostra de solo

deformada, a cada metro de perfuração

- A espessura de cada camada

- A resistência (N) oferecida pelo solo à cravação do amostrador padrão, a

cada metro perfurado e

- A posição do nível ou dos níveis d’água, quando encontrados durante e

perfuração.

Estas informações são necessárias para o cálculo da tensão admissível do

solo, escolha do tipo de fundação a ser adotada, cota de assentamento do elemento

de fundação, dimensionamento da fundação, estimativa da capacidade de carga e

recalque da fundação no solo.

2.9 ELEMENTOS PARA O DIMENSIONAMENTO DE FUNDAÇÕES E M ESTACA

A determinação da capacidade axial de suporte de fundações pode ser

realizada por métodos analíticos (diretos e indiretos), que são baseados nas

propriedades do solo obtidas através de ensaios de laboratório ou campo (in situ),

por métodos dinâmicos e, por último, baseados em resultados de prova de carga

(ANJOS, 2006).

46

O comprimento e diâmetro das estacas são determinados, levando-se em

consideração um conjunto de informações: carga nos pilares, resultados obtidos na

sondagem a percussão e cálculo da carga de ruptura da fundação no solo. Na fase

de projeto, o cálculo das cargas de ruptura e admissível pode ser feito utilizando-se

diversos métodos de capacidade de carga, que podem ser teóricos ou semi-

empíricos (estes são muito utilizados na engenharia) e que foram desenvolvidos em

função do tipo e execução das estacas (cravadas ou escavadas).

Os cálculos e previsões realizados em fase de projeto, para dimensionamento

de fundações profundas, deverão ser confirmados com a realização de provas de

carga no local da obra.

De acordo com Hachich (1996), embora as estacas hélice contínua sejam

executadas por meio de escavação do terreno, os resultados das provas de carga

têm mostrado que o seu comportamento está mais próximo das previsões feitas

para estacas cravadas.

A profundidade máxima exeqüível da hélice e a distância mínima até a divisa

do terreno vizinho dependem, basicamente, do equipamento a ser utilizado.

Na Tabela 2.2, estão os valores das cargas usuais utilizadas no

dimensionamento, suportadas pelo concreto da estaca, em função do diâmetro

externo da hélice.

Tabela 2.2 – Carga máxima estrutural do concreto no dimensionamento da estaca

hélice contínua (HACHICH, 1996)

Diâmetro da Hélice

(mm)

Cargas Usuais

(kN)

Diâmetro Interno Haste

(mm)

275 250-350 100

350 350-500 100

400 500-650 100

425 550-700 100

500 700-1000 100

600 1100-1400 100

700 1550-1900 100

800 2000-2500 150

900 2550-3100 150

1000 3150-3900 150

47

A carga admissível estrutural indicada é a máxima carga que a estaca poderá

resistir, visto que corresponde à resistência estrutural do material da mesma.

Entretanto, há necessidade de dotar a estaca de um procedimento tal para que essa

carga possa ser atingida sob o ponto de vista do contato estaca-solo. Esse

procedimento constitui o que se denomina “previsão de capacidade de carga”.

A capacidade de carga das estacas é dada pela soma das parcelas de atrito

lateral e de ponta (Figura 2.9), que dependem do tipo de terreno, do diâmetro e do

comprimento da estaca.

plúlt PPP +=

Sendo:

últP = Carga de Ruptura ou Capacidade de Carga;

lP = Parcela transmitida por atrito lateral ao longo do fuste (PL);

pP = Parcela transmitida pela ponta (PP).

Figura 2.9 – Esquema das parcelas de atrito lateral e resistência de ponta para a

previsão da capacidade de carga da estaca.

Em resumo, pode-se afirmar que:

- O desempenho das estacas hélice contínua é bastante influenciado pela

perícia do operador do equipamento de execução

48

- Na prática têm-se verificado maiores problemas em relação ao controle e

qualidade na execução das estacas, do que problemas relacionados ao

dimensionamento em projetos.

- A estaca hélice contínua apresenta-se como uma excelente solução em

fundação para uma grande variedade de obras, tendo em vista, principalmente, sua

alta produtividade, elevada capacidade de carga e ausência de vibrações durante a

execução.

Para a previsão da capacidade de carga de estacas do tipo hélice contínua,

existem métodos tradicionais e vários métodos especificamente propostos para essa

estaca, como serão vistos a seguir.

2.10 MÉTODOS SEMI-EMPÍRICOS PARA A PREVISÃO DA CAPA CIDADE DE

CARGA

Pesquisadores, em todo o mundo, tentam correlacionar equações que

possuem relações diretas com métodos práticos (provas de carga), que variam

principalmente de acordo com o tipo de investigação geotécnica, assim como o solo

encontrado em cada região, gerando assim, métodos semi-empíricos de previsão de

capacidade de carga. Os métodos tradicionais e específicos para as estacas hélice

contínua são descritos a seguir.

2.10.1 Métodos tradicionais para a previsão da capa cidade de carga em

estacas

Os métodos tradicionais mais utilizados no Brasil são os propostos por Aoki &

Velloso (1975) e Décourt & Quaresma (1978).

49

2.10.1.1 Método de Aoki & Velloso (1975)

Os autores apresentaram um método para o cálculo da capacidade de carga

última em estacas a partir dos dados obtidos com os resultados dos ensaios CPT.

Posteriormente, as fórmulas foram adaptadas para o ensaio de SPT, que são os

mais utilizados em nosso país.

O método leva em consideração o tipo de solo e estaca analisados.

• Parcela do atrito lateral

∑=n

nnAAl LNKDP1

..... απ

Onde:

AK e Aα = coeficientes tabelados que variam em função do tipo de solo (Tabela 2.3);

nN = número de golpes de SPT de cada camada;

nL = comprimento de cada camada;

D = diâmetro da estaca;

n= número de camadas.

• Parcela da ponta

APAp KND

P .4

. 2π=

Onde:

AK = coeficiente tabelado que varia em função do tipo de solo (Tabela 2.3);

PAN = número de golpes SPT da camada de apoio da ponta da estava;

50

Tabela 2.3 – Coeficientes AK e Aα (Aoki & Velloso, 1975).

Tipo de Solo AK (kPa)

Aα (%)

Areia 1000 1,4 Areia siltosa 800 2,0 Areia silto-arenosa 700 2,4 Areia argilosa 600 3,0 Areia argilo-siltosa 500 2,8 Silte 400 3,0 Silte arenoso 550 2,2 Silte areno-argiloso 450 2,8 Silte argiloso 230 3,4 Silte argilo-arenoso 250 3,0 Argila 200 6,0 Argila arenosa 350 2,4 Argila areno-siltosa 300 2,8 Argila siltosa 220 4,0 Argila silto-arenosa 330 3,0

Os autores consideraram os coeficientes 1F e 2F que foram definidos para

ponderar as diferenças entre o comportamento do cone (modelo) e a estaca

(protótipo). Estão definidos na Tabela 2.4 os valores dos coeficientes de

transformação, 1F e 2F , em função do tipo de estaca.

A carga última, portanto, é obtida pela resistência de ponta ( pP ) e pelo atrito

lateral ( lP ) divididos pelos coeficientes 1F e 2F , respectivamente, conforme

expressão abaixo:

21 F

P

F

PP lp

últ +=

Adotando-se fator de segurança igual a 2, a carga admissível ( admP ) é dada

pela seguinte expressão:

2últ

adm

PP =

51

Tabela 2.4 – Coeficientes de transformação 1F e 2F (Aoki e Velloso, 1975).

Tipo de estaca 1F 2F Franki 2,5 5,0 Pré-moldada 1,75 3,5 Metálica 1,75 3,5 Escavada 3,0 6,0

A primeira proposição destes autores foi 1F =3,5 e 2F =7,0, para as estacas

escavadas com lama bentonítica, porém, os valores 1F =3,0 e 2F =6,0 consolidaram-

se e são utilizados até hoje (MAGALHÃES, 2005).

Vale ressaltar que este método empírico foi proposto há mais de 30 anos,

sendo desenvolvido em uma determinada área geotécnica, portanto, sua utilização

em outras regiões requer bastante cuidado, com objetivo de se obter maior

confiabilidade nos resultados. Além disso, o método foi desenvolvido para ser

utilizado no estudo de estacas Franki, pré-moldada, metálicas e escavadas.

2.10.1.2 Método de Décourt & Quaresma (1978)

Décourt & Quaresma (1978) apresentaram um método de previsão da carga

última em estacas com base nos resultados do ensaio de SPT. Este método foi

proposta inicialmente para avaliação de estacas de deslocamento, mas

posteriormente foi adaptado para utilização em outros tipos de estacas. Mais

recentemente foi adequado aos resultados do ensaio de SPT-T (sondagem à

percussão com medida de torque).

A carga de ruptura é resultado da soma das parcelas de atrito lateral e de ponta

da estaca.


1013

.. ×

+= ll

NLDP π (kPa)

52

Onde:

D = diâmetro da estaca (m);

L = comprimento da estaca (m);

lN = média dos valores de N ao longo do fuste, exceto o da camada da ponta e do

primeiro metro da superfície.


( )PDp NCD

P .4

.π=

Onde:

C = coeficiente tabelado que depende do tipo de solo (Tabela 2.5);

PDN = média do número de golpes do ensaio SPT na camada da ponta da estaca,

imediatamente acima, imediatamente abaixo desta.

Tabela 2.5 – Valores de C em função do tipo de solo (DÉCOURT & QUARESMA,

1978)

Tipo de solo Valores de C (kPa)

Argila 120 Siltes argilosos 200 Siltes arenosos 250 Areias 400

Para este método, quando o número de golpes for inferior a 3, adotar-se-á 3

como valor mínimo, e 50 para o SPT que ultrapassar este valor.

2.10.2 Métodos específicos para a previsão da capac idade de carga em estacas

hélice contínua

Abaixo alguns métodos que foram desenvolvidos especificamente, ou

também são aplicáveis, para a previsão da capacidade de carga em estaca hélice

contínua.

53

2.10.2.1 Método de Décourt & Quaresma (1978) modificado por Décourt et al.

(1996)

O método originalmente proposto por Décourt & Quaresma (1978), foi

desenvolvido para utilização em estaca padrão. Décourt et al. (1996) sugeriu a

introdução de dois coeficientes para correção da reação de ponta e a parcela do

atrito lateral, para diferentes tipos de solos, e possibilitar assim, a análise de outros

tipos de fundações.

Com a introdução dos coeficientes, a fórmula para o cálculo da carga última, é

conforme a seguir:

( ) 1013

....4

. 2

×

++= lDPDDúlt

NLDNC

DP πβπα (kPa)

Os valores de Dα e Dβ para os diversos tipos de estacas e para os diferentes

tipos de solos, estão definidos na Tabela 2.6.

Tabela 2.6 – Valores dos coeficientes Dα e Dβ em função do tipo de solo e do tipo

de estaca (HACHICH et al., 1996).

Tipo de estaca Tipo de Solo Escavada

em geral Escavada (bentonita)

Hélice Contínua

Injetada (Raiz)

Injetada (Sob pressão)

Valores típicos de Dα Argilas 0,85 0,85 0,30* 0,80* 1,00* Siltes 0,60 0,60 0,30* 0,65* 1,00* Areias 0,50 0,50 0,30* 0,50* 1,00* Valores típicos de Dβ Argilas 0,80* 0,90* 1,00* 1,50* 3,00* Siltes 0,65* 0,75* 1,00* 1,50* 3,00* Areias 0,50* 0,50* 1,00* 1,50* 3,00*

* Valores para orientação devido ao reduzido número de dados disponíveis.

54

2.10.2.2 Método de Antunes & Cabral (1996)

Os autores propõem um método de previsão da capacidade de carga em

estacas hélice contínua a partir dos resultados do ensaio SPT, com base em

informações obtidas em nove provas de carga estáticas realizadas em estacas com

diâmetro de 35, 50 e 75 cm; fazendo uma comparação entre 2 (dois) métodos semi-

empíricos tradicionais, Décourt & Quaresma (1978) e Aoki & Velloso (1975).

A partir do ensaio de SPT, os autores propuseram as seguintes correlações:

+=

4

.......

2

21

DNLDNPúlt

πβπβ

N.1β e N.2β em kPa

≤N.2β 4.000 kPa

Onde:

D = diâmetro da estaca;

L = comprimento da estaca;

N = índice de resistência à penetração do ensaio SPT;

últP = carga última da estaca;

1β e 2β = parâmetros para o cálculo do atrito lateral e da resistência de ponta,

respectivamente, que dependem do tipo de solo (Tabela 2.7).

Tabela 2.7 – Parâmetros 1β e 2β (ANTUNES & CABRAL, 1996).

Solo 1β (%) 2β Areia 4,0 a 5,0 2,0 a 2,5 Silte 2,5 a 3,5 1,0 a 2,0 Argila 2,0 a 3,5 1,0 a 1,5

2.10.2.3 Método de Alonso (1996)

Método semi-empírico desenvolvido para a previsão da capacidade de carga

última em estacas hélice contínua, utilizando os resultados do ensaio SPT-T,

55

proposto inicialmente, em 1996, para a Bacia Sedimentar Terciária da cidade de São

Paulo, posteriormente reavaliado (2000) para duas novas regiões geotécnicas,

formação Guabirotuba e os solos da cidade de Serra-ES.

Para a determinação do atrito lateral na carga última, Alonso (1996)

correlaciona o atrito lateral sf e a carga de ponta, com os valores de máxT e mínT ,

obtidos nos resultados do ensaio SPT-T.

A carga última é definida através da seguinte expressão:


( )∑ ∆= ll rlUP ..

Onde:

U = perímetro da seção transversal do fuste da estaca;

l∆ = trecho onde se admite atrito lateral unitário lr constante;

lr = sAl f.α (adesão média na carga última ao longo do fuste da estaca) – ver Tabela

2.8;

Alα = coeficiente de correção do atrito lateral sf , obtido através da interpretação de

provas de carga carregadas até as proximidades da carga última – ver Tabela 2.8;

sf = adesão calculada a partir do torque máximo (em kgf.m) e a penetração total (em

cm) do amostrador, no ensaio SPT-T.

Tabela 2.8 – Limites de lr e valores de Alα propostos por Alonso (1996) para

estacas hélice contínua.

Região Limite de lr Alα

Bacia sedimentar de São Paulo ≤ 200 kPa 0,65 Formação Guabirotuba ≤ 80 kPa 0,65 Cidade de Serra-ES ≤ 200 kPa 0,76

No ensaio SPT, geralmente e penetração total do amostrador é de 45 cm,

exceto em solos muito moles, onde a penetração acontece ser maior que 45 cm, e

em solos muitos resistentes, onde a penetração total é inferior a 45 cm.

plúlt PPP +=

56

Para a obtenção do valor de sf , utiliza-se a equação proposta pelo

idealizador do ensaio SPT-T, Ranzini (ALONSO, 1996), conforme abaixo:

032,041,0

100

−××

=h

Tf máx

s

Onde:

máxT = torque máximo expresso em kfg.m;

h= penetração total do amostrador, em cm (geralmente 45 cm);

sf = adesão máxima, em kPa.

Para a penetração total do amostrador igual a 45 cm, a expressão acima

resulta em:

18,0máx

s

Tf = (kPa)

O autor sugere as seguintes correlações entre o tradicional ensaio SPT e o

SPT-T, para o cálculo do atrito lateral e resistência de ponta, a partir do número de

golpes N do ensaio SPT:

máxT = N.2,1 e mínT = N.0,1 Para a formação Guabirotuba, as correlações são:

máxT = N.13,1 e mínT = N.98,0

Alonso (1996) alerta que, antes de utilizar o método, o ideal é inicialmente

encontrar estas correlações para o caso de outras regiões.


ppp rAP .=

Onde:

pA = área da projeção da ponta da estaca sobre um plano perpendicular ao eixo da

mesma;

57

2

)2()1(mínmín

Alp

TTr

+= β

Onde: )1(

mínT = média aritmética dos valores de torque mínimo (em kgf.m) do trecho D8

acima da ponta da estaca. Considera-se nulo os mínT acima do nível do terreno,

quando o comprimento da estaca for menor do que D8 ;

)2(mínT = média aritmética dos valores de torque mínimo (em kgf.m) do trecho D3 ,

medido para baixo, a partir da ponta da estaca.

O autor recomenda que os valores de mínT adotado, sejam no máximo 40

kgf.m.

Alonso (1996, 2000b) determinou os valores para Alβ conforme a Tabela 2.9

nas regiões analisadas.

Tabela 2.9 – Valores de Alβ (em kPa/kgf.m) em função do tipo de solo para as

regiões analisadas.

Região Alβ (areia) Alβ (silte) Alβ (argila)

Bacia sedimentar de São Paulo 200 150 100 Formação Guabirotuba - - 80 Cidade de Serra-ES 260 195 130

2.10.2.4 Método de Gotlieb et al. (2000)

A partir da análise de 48 provas de carga estática em estacas do tipo hélice

contínua, os autores desenvolveram um método simples, com base nos ensaios

SPT, para estimar a tensão admissível no topo da estaca, sendo que a preocupação

principal foram os aspectos de segurança e ocorrência de recalques excessivos

(GOTLIEB et al., 2000).

Posteriormente, em 2002, analisando o banco de dados reunidos por Alonso

(2000), os autores confirmaram a validade desta técnica, baseada em um conjunto

de 99 provas de carga estáticas.

A tensão admissível a ser aplicada no topo da estaca, de acordo com o

método proposto, é dada pela expressão:

58

( )

+×= ∑

D

SPTSPTP tamédiodaponadm .125,0

60

Onde:

admP = tensão admissível a ser aplicada no topo da estaca (kN/m²);

tamédiodaponSPT = média dos valores obtidos no trecho D8 acima e D3 abaixo da ponta

da estaca;

∑SPT= somatório dos SPTN ao longo do comprimento da estaca, sendo que os

valores SPTN limitados a 50;

D = diâmetro da estaca (m).

Baseado na experiência profissional prática, os autores recomendam a

limitação de 5.000 kN/m² para o valor tensão admissível admP , para utilização em

projetos.

Gotlieb et al. (2000) conclui que o método se mostrou válido em 100% dos

casos quanto a ocorrência de recalques inferiores a 15 mm para as tensões de

utilização, ou seja, nas cargas de trabalho das estacas.

2.10.2.5 Método de Kárez & Rocha (2000)

Este método foi proposto para a estimativa da carga última de estacas do tipo

hélice contínua, a partir da análise de 38 provas de carga, realizadas na região Sul e

Sudeste do país, correlacionando as informações com os números de golpes

encontrados nos resultados dos ensaios de sondagem a percussão SPT.

O diâmetro das estacas analisadas variam de 35 a 80cm, e o comprimento

médio de 14,3 ± 4,39m.

A carga de ruptura é obtida pela soma das parcelas de atrito lateral e de

ponta.

• Parcela do atrito lateral:

∑= SPTl NDP ...9,4 π (kN)

59

Onde:

D = diâmetro da estaca (m);

∑ SPTN = soma de golpes de SPT ao longo do fuste da estaca.

• Parcela de ponta:

pSPTkrp ANKP ..= (kN)

Onde:

krK = 210 para argila, 250 para siltes e 290 para areia;

SPTN = número de golpes de SPT na ponta da estaca;

pA = área na ponta da estaca (m²).

2.10.2.6 Método de Vorcaro & Velloso (2000)

A partir do banco de dados organizado por Alonso (2000), os autores

estabeleceram, probabilisticamente, uma formulação com objetivo de prever a carga

última em estacas do tipo hélice contínua. Para isso, partiram dos princípios da

Regressão Linear Múltipla, solucionando, por mínimos quadrados, um sistema

formado por várias equações que simulam, cada uma, o fenômeno descrito pela

reação última medida em uma estaca carregada à compressão, levando-se em

consideração o solo onde foram executadas, avaliado através dos resultados dos

ensaios de SPT.

Para o cálculo da carga de ruptura, os autores encontraram melhores

resultados limitando os valores do SPTN ao longo do fuste em 50 golpes e na ponta

da estaca em 75 golpes.

A seguir, a expressão para o cálculo da carga última em estaca hélice

contínua, proposta:

( )29,0ln36,1lnln34,0ln96,1 ±+−= llpp xxxxúlt eP

60

Sendo que:

)(. pontaSPTpp NAx =

∑= )( fusteSPTl NUx

últP = carga última (kN);

pA = área da ponta da estaca (m²);

U = perímetro da estaca (m).

Na tabela 2.10, apresenta-se o resumo de todos os métodos estudados.

Tabela 2.10 – Resumo dos métodos estudados

Método Atrito Lateral Resist. de ponta Observação

Aoki & Velloso (1975)

21 F

P

F

PP lp

últ +=

Décourt & Quaresma

(1978)

503 ≤≤ N

Décourt et al.

(1996)

503 ≤≤ N

Antunes &

Cabral (1996)

Alonso (1996)

máxT = N.2,1

mínT = N.0,1

40≤N

Kárez & Rocha (2000)

-

Gotlieb et al.

(2000)

2/500 mtfPadm ≤

Vorcaro & Velloso (2000)

50≤fusteN

75≤pontaN

∑=n

nnAAl LNKDP1

..... απ APAp KND

P .4

. 2π=

1013

.. ×

+= ll

NLDP π ( )PDp NC

DP .

4

.π=

( )PDDp NCD

P .4

. 2πα=101

3.. ×

+= lDl

NLDP πβ

=

4

...

2

2

DNPp

πβLDNPl ....1 πβ= kPaN 4000.2 ≤β

∑

−××∆=

032,041,0

100...

h

TlUP máx

All α2

.)2()1(

mínmínAlpp

TTAP

+= β

( )

+×= ∑

D

SPTSPTP tamédiodaponadm .125,0

60

( )29,0ln36,1lnln34,0ln96,1 ±+−= llpp xxxxúlt eP

)(. pontaSPTpp NAx =∑= )( fusteSPTl NUx

∑= SPTl NDP ...9,4 π pSPTkrp ANKP ..=

61

3 ESTUDO DE CASO: CARACTERÍSTICAS E ENSAIOS

REALIZADOS

Neste capítulo, apresentam-se as características da obra e os ensaios

realizados, que serviram de subsídio para o estudo realizado.

3.1 CARCTERÍSTICAS DE FEIRA DE SANTANA-BA E LOCALIZ AÇÃO DA OBRA

EM ESTUDO

As estacas estudadas são parte integrante das fundações do viaduto 3, sobre

a rótula de acesso norte e sobre a BR-116, no bairro da Cidade Nova, no município

de Feira de Santana-BA. A figura 3.1 mostra a localização de Feira de Santana.

Figura 3.1 – Localização do município de Feira de Santana-BA

(http://maps.google.com.br/maps, acesso em 15/03/2009).

Feira de Santana é um município brasileiro do estado da Bahia, situado a 107

km de sua capital, Salvador, à qual se liga através da BR-324. Localiza-se a

12º16'00" de latitude sul e 38º58'00" de longitude oeste, a uma altitude de 234

62

metros. O clima da cidade é considerado tropical, úmido e semi-árido e sua

temperatura média é de 26,5°C ( http://pt.wikipedia.org/wiki/Feira_de_Santana,

acesso em 15/03/2009).

O solo de Feira de Santana contém: argila, caulim, areias, arenitos, granulitos

e minerais.

Seu relevo é formado por um conjunto de tabuleiros, planaltos e esplanadas.

Nota-se no município a presença de algumas serras, como: Serra da Agulha,

Cágado, Serra Grande, São José, Branco, Santa Maria e Boqueirão; mas nenhuma

destas ultrapassa os 300m de Altura. Atualmente conta com cerca de 584.497

moradores distribuídos em uma área de 1.363 km²

(http://pt.wikipedia.org/wiki/Feira_de_Santana, acesso em 15/03/2009). A Figura 3.2

mostra a localização da área de estudo, dentro do município de Feira de Santana.

Figura 3.2 – Localização da obra no município de Feira de Santana-BA

(http://maps.google.com.br/maps, acesso em 15/03/2009).

63

3.2 CARACTERÍSTICAS GEOTÉCNICAS DO LOCAL DA OBRA

Foram realizados ensaios de campo que englobou oito ensaios de SPT

(Standart Penetration Test), conforme croqui da Figura 3.3, que está na mesma

posição da Figura 3.2.

Figura 3.3 – Croqui de localização dos furos da sondagem a percussão (GEOMEC,

2008).

Na figura 3.3, os apoios 1 e 2 encontram-se próximos ao furo de sondagem

SP-08 e os apoios 5 e 6, praticamente coincidem com os furos SP-05 e SP-04,

respectivamente.

Na Figura 3.4 é apresentado o resultado de um furo de sondagem

representativo do local da obra (SP-08, utilizado para o cálculo da previsão da

capacidade de carga das estacas dos apoios 1 e 2). Este ensaio é bastante utilizado

no exercício da engenharia como um indicativo da densidade e resistência dos solos

64

granulares. Alguns métodos tradicionais, como Aoki & Velloso (1975) e Décourt &

Quaresma (1978), assim como métodos específicos para estaca hélice contínua

(Vorcaro & Velloso, 2000; Gotlieb et al., 2000 e outros), utilizam sistematicamente os

resultados de SPT. A figura mostra também o diagrama de variação de SPTN com a

profundidade. Observa-se que o solo é composto basicamente de uma camada de

areia siltosa de 1,60 m de espessura ( SPTN de 4) e por uma extensa camada de

silte-argiloso (com SPTN variando de 2 a 35), o que também pode ser observados

nos outros furos de sondagem, exceto SP-01 (ANEXO C), que possui uma camada

de cerca de 9 m de argila. O nível da água encontra-se na cota de aproximadamente

232m, a cerca de 7 metros de profundidade.

Os perfis de sondagem foram fornecidos pela Prefeitura Municipal e Feira de

Santana-BA.

Figura 3.4 – Resultado da sondagem a percussão SP-08 (GEOMEC, 2008).

65

A escolha para o estudo, somente dos apoios 1, 2, 5 e 6, foi devido a

realização de provas de carga dinâmica apenas nas estacas destes apoios no

viaduto 3. A Figura 3.5 mostra a localização dos apoios e dos furos de sondagem.

66

Apoio 1

Apoio 2

Apoio 3 Apoio 4

Apoio 5

Apoio 6

SP-08 SP-05

SP-04

Figura 3.5 – Planta com a localização dos apoios 1 a 6 e dos furos de sondagem SP-04, SP-05 e SP-08 (ANTW, 2008).

67

Todos as estacas possuem diâmetro de 60 cm e comprimento de 16m, 17m, 9m

e 6m, para os apoios 1 (8 estacas), apoio 2 (12 estacas), apoio 5 (20 estacas) e apoio 6

(20 estacas), respectivamente.

A figura 3.6 mostra as estacas e o perfil de sondagem mais próximo dos apoios 1

e 2 (SP-08) e a figura 3.7, o perfil de sondagem mais próximo do apoio 5 (SP-05). O

perfil d sondagem utilizado para o cálculo da capacidade de carga do apoio 6, foi o SP-

04, como pode ser observado na Figura 3.5.

Figura 3.6 – Esquema dos apoios 1 e 2 (ANTW, 2008).

Figura 3.6a – Esquema dos apoios 1 e 2 da obra.

AP1 AP2

68

Figura 3.7 – Esquema dos apoios 5 e 6 (ANTW, 2008).

Figura 3.7a – Esquema dos apoios 5 e 6 da obra.

AP5 AP6

69

3.3 ENSAIO DE CARREGAMENTO DINÂMICO

Foram realizados em campo, ensaios dinâmicos com instrumentação das

estacas moldadas in loco com a utilização do equipamento PDA (Pile Driving Analyser).

O objetivo deste ensaio consiste na avaliação da capacidade de carga mobilizada

através do método CASE, no momento do ensaio e posteriormente no escritório, com a

utilização do software CAPWAP, que utiliza os sinais de força e velocidade gravados

em campo. A descrição deste item foi baseada no Relatório Técnico (GEOMEC, 2008)

fornecido pela Prefeitura Municipal de Feira de Santana-BA.

As estacas monitoradas tem diâmetro de 600mm e comprimento variável,

materializadas em concreto com resistência característica – Fck de 20 MPa. A

velocidade da onda compressiva de 3.000 m/s utilizada corresponde ao módulo de

elasticidade dinâmico de 220.000 kg/cm².

Executou-se bloco de coroamento no topo das estacas projetado especialmente

para amortecer o impacto dinâmico. Os pares acelerômetros e transdutores de

deformação específica foram instalados nos blocos, diametralmente opostos, visando

compensar os efeitos da flexão quando da realização do ensaio.

O PDA registrou imediatamente, após cada golpe do martelo, os valores de

energia máxima transferida para a estaca (EMX), força máxima de compressão (FMX)

carga mobilizada pelo método CASE (RMX), função dos valores de damping do solo,

deslocamento (DMX), tensão de compressão (CSX), tensão de tração (TSX) e fator de

integridade (BETA).

A Tabela 3.1 mostra as estacas do viaduto 3 ensaiadas e as características do

ensaio. Ressalta-se que todas as estacas ensaiadas possuem diâmetro de 60 mm.

O ensaio dinâmico consistiu na aplicação de energias cinéticas crescentes no

topo do bloco de coroamento, através de golpes do martelo em queda-livre, de peso

conforme a Tabela 3.1, com alturas de queda variáveis e crescentes, até a mobilização

da carga máxima na interação estaca solo e/ou nos limites de tensões dinâmicas do

material que constitui a estaca.

70

Tabela 3.1 – Estacas ensaiadas e características do ensaio (GEOMEC, 2008).

Comprimento Datas Apoio Estaca Total Ab. Sens. Perf. Execução Ensaio

Martelo (kg)

E03 18,50 17,70 16,70 04/04/08 02/05/08 2.500 AP1 E08 18,70 17,90 17,50 03/04/08 02/05/08 2.500 E07 19,80 19,00 18,60 05/04/08 03/05/08 2.500 AP2 E11 19,00 18,20 17,80 05/04/08 02/05/08 2.500 E02 9,73 8,78 7,78 16/01/08 06/05/08 2.850 AP5 E06 9,49 8,54 7,54 16/01/08 06/05/08 2.850 E09 13,40 12,90 11,70 17/01/08 03/05/08 2.850

AP6 E17 13,20 12,70 11,50 17/01/08 03/05/08 2.850

A Tabela 3.2 contém os resultados da análise que reprocessa as medições de

campo através do método de CASE, considerando os valores máximos observados

para a carga máxima mobilizada e os valores de “j” calibrados através das análises

CAPWAP, das estacas ensaiadas do viaduto 3.

Tabela 3.2 – Resultado da análise através do método CASE (GEOMEC, 2008).

Apoio Estaca Carga Trab.

(t)

RMX (t)

DMX (mm)

Hq (m)

EMX (t.m)

% EMX

FMX (t) J

E03 90 t 315 6 3,5 1,49 17,02 352 0,6 AP1 E08 90 t 651 11 4,5 6,73 59,82 822 0,4 E07 90 t 313 9 4,5 3,20 36,57 566 0,8 AP2 E11 90 t 204 9 5,5 4,26 30,98 669 0,7 E02 90 t 465 10 4,5 3,77 29,40 596 0,8 AP5 E06 90 t 356 7 3,0 2,10 24,56 421 0,6 E09 90 t 554 7 3,0 1,96 22,92 361 0,6

AP6 E17 90 t 495 8 4,0 3,30 28,95 630 0,8

Onde:

RMX= Máxima Capacidade de Carga, processada através do método CASE;

DMX= Máximo Deslocamento medido ao nível dos sensores;

EMX= Máxima Energia Transferida, que passa ao nível dos sensores

FMX= Máxima Força de Compressão originada quando do impacto do martelo, medido

no nível dos sensores; e

J= Damping de CASE – Fator de Amortecimento de CASE;

Hq= Altura de queda do martelo.

71

O programa CAPWAP (Case Pile Wave Analysis Program) analisa os dados

colhidos em campo com processamento mais apurado do que o método CASE.

O processamento dos registros por este programa permite:

a) A estimativa da distribuição de resistência desenvolvida pelo solo ao longo da

estaca

b) Determinação da componente dinâmica desta resistência; e

c) Estimativa da capacidade de carga estático do sistema solo estaca.

O sinal de velocidade com base em um modelo assumido para o solo confinante

à estaca permite calcular a curva de força em função do tempo na seção da estaca ao

nível dos sensores. O modelo de solo é então aprimorado até que o melhor ajuste entre

as curvas medidas e calculadas de força seja obtido, modelo que corresponde a

solução CAPWAP para a estaca em estudo.

A Tabela 3.3 resume os resultados da análise através do método CAPWAP.

Tabela 3.3 - Resultado da análise através do método CAPWAP (GEOMEC,

2008).

Apoio Estaca Carga Trab.

(t) Golpe WS

(m/s) RU (t)

QAL (t)

% QAL

QP (t)

% QP J

E03 90 t 6 3.500 316,0 195,2 61,8 120,8 38,2 0,56 AP1 E08 90 t 8 3.900 668,1 255,9 38,3 412,1 61,7 0,43 E07 90 t 9 3.500 311,7 202,2 64,9 109,6 35,2 0,76 AP2 E11 90 t 10 3.500 210,9 116,2 55,1 94,7 44,9 0,70 E02 90 t 4 3.500 474,0 344,4 72,7 129,6 27,3 0,88 AP5 E06 90 t 2 3.500 354,1 286,7 81,0 67,4 19,0 0,59 E09 90 t 5 3.500 550,0 361,2 65,7 188,8 34,3 0,64

AP6 E17 90 t 6 3.500 480,0 236,8 49,3 243,2 50,7 0,84

Onde:

RU= Carga Última;

QAL= Máximo Atrito Lateral Disponível;

QP- Máxima Resistência de Ponta;

72

WS= Velocidade de Onda.

J= Damping

73

4 ANÁLISE DOS RESULTADOS

A partir dos esquemas das Figuras 4.1 e 4.4, onde constam as informações

sobre as estacas e o perfil de sondagem mais próximo dos apoios 1 e 2 e 5 e 6,

respectivamente, a capacidade de carga foi analisada para as estacas de cada apoio,

através de diversos métodos semi-empíricos tradicionais (Aoki e Velloso, 1975; Décourt

e Quaresma, 1978) e específicos (Décourt et al., 1996; Antunes e Cabral, 1996; Alonso,

1996; Gotlieb et al., 2000; Kárez e Rocha, 2000; Vorcaro e Velloso, 2000) para a estaca

do tipo hélice contínua.

As análises através do método proposto por Vorcaro & Velloso (2000), foram

realizadas utilizando-se os limites superiores (+0,29) para a última parcela do expoente

de sua equação, descrita no item 2.9.2.6, e também não foi analisado com relação às

parcelas de atrito lateral e resistência de ponta, em decorrência de não haver

separação entre estas duas, em sua concepção.

No Anexo A, constam as informações sobre as características e coeficientes

utilizados nos cálculos para os oito métodos estudados, como diâmetro, comprimento,

etc.

Todas as informações de projeto, utilizados para a elaboração deste trabalho,

estão disponíveis no Anexo B.

Para os métodos sem restrição quanto ao valor máximo do SPT, este índice foi

limitado a 75, que é a limitação máxima sugerida no método proposto por Vorcaro &

Velloso (2000), para a carga de ponta.

As camadas de argila mole a muito mole não foram consideradas no cálculo da

resistência por atrito lateral.

4.1 APOIO 1 (AP1)

A Figura 4.1 apresenta os resultados da previsão de carga de ruptura, utilizando

os métodos tradicionais e semi-empíricos e os resultados de prova de carga dinâmica,

74

para as estacas do apoio 1, considerando o perfil de solo indicado no furo de sondagem

SP-08.

São apresentados os resultados de prova de carga em cada estaca do apoio 1 e

a média desses resultados. O comprimento das estacas no projeto é igual a 16m.

221 29

3

187 24

6 318

500

754

381

316

668

492

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

Car

ga d

e ru

ptur

a (t)

Aoki eVelloso

Décourt eQuaresma

Décourt etal.

Antunes &Cabral

Alonso Gotlieb et al. Karez &Rocha

Vorcaro &Velloso

Prova Carga(AP1-E03)


Prova Carga(média)

Comparação dos Resultados (APOIO 1)

Aoki e Velloso Décourt e Quaresma Décourt et al. Antunes & CabralAlonso Gotlieb et al.Karez & RochaVorcaro & VellosoProva Carga (AP1-E03)Prova Carga (AP1-E08)Prova Carga (média)

Figura 4.1 – Comparação das cargas de ruptura obtidas no ensaio de prova de carga

dinâmica e a partir dos métodos de previsão tradicionais e semi-empíricos: estacas do

apoio AP1.

Os valores encontrados pelos métodos de Aoki & Velloso (1975), Décourt et al.

(1996) e Antunes & Cabral (1996) apresentaram valores relativamente próximos e

bastante conservadores, considerando que representam apenas 45, 50 e 38%,

respectivamente, do valor da média das duas provas de carga do apoio.

Os resultados pelos métodos de Décourt & Quaresma (1978), Alonso (2000) e

Vorcaro e Velloso (2000) ficaram relativamente próximos entre si e do resultado da

prova de carga realizada na estaca E03. Se comparados com a média das provas de

carga, representam, respectivamente, 60, 65 e 77% deste valor.

O valor encontrado aplicando o método de Kárez & Rocha (2000) ficou muito

acima da média das provas de carga, representando cerca de 153% deste valor.

O método que apresentou o resultado mais satisfatório foi o proposto por Gotlieb

et al. (2000), equivalente a 102% da média das duas provas de carga.

75

A estaca E08 do apoio AP1 apresentou uma carga admissível extremamente

elevada, mais que o dobro da outra estaca no mesmo apoio (E03).

A Figura 4.2 mostra os valores encontrados para carga de ponta e por atrito

lateral nas estacas do apoio 1, obtidos das provas de carga dinâmica e, utilizando os

métodos de previsão de capacidade de carga.

Resultados Apoio 1 (PL e PP)

0

200

400

600

800

1000

Car

ga d

e ru

ptur

a (t

)

PP 163 153 46 113 142 450 530 121 412 266

PL 58 141 141 133 176 323 224 195 256 226

Aoki e Velloso

Décourt e

Quaresm

Décourt et al.

Antunes & Cabral

Alonso Gotlieb et

al. **Karez & Rocha

Prova Carga (E03)

Prova Carga (E08)

Prova Carga

(média)



apoio AP1 (comprimento das estacas igual a 16m)

Observa-se na Figura 4.2 que os valores para a resistência de ponta,

encontrados a partir dos métodos propostos por Kárez & Rocha (2000) e Gotlieb et al.

(2000) estão muito acima da média da resistência de ponta encontrada nas duas

provas de carga, representando 199% e 169%, respectivamente, deste valor.

As parcelas de atrito lateral das duas provas de carga estão relativamente

próximas, enquanto que as de resistência de ponta estão bastante dispersas. A

resistência de ponta da estaca E08 é mais que o triplo da estaca E03, embora as

estacas estejam próximas (cerca de 4,0m, no máximo), além de estarem apoiadas na

mesma cota.

76

O método proposto por Décourt et al. (1996) é extremamente conservador no

cálculo da resistência de ponta e o de Aoki & Velloso (1975), para a parcela de atrito

lateral.

As parcelas de atrito lateral que mais se aproximaram da média dos resultados

das provas de carga foram aquelas encontradas quando se utilizaram os métodos

propostos por Kárez & Rocha (2000) e Alonso (2000), equivalendo a 99 e 78%,

respectivamente.

Na tabela 4.1, apresenta-se os resultados das parcelas de atrito lateral (PL),

resistência de ponta (PP) e carga de ruptura (PR), calculados através dos oito métodos

estudados, assim como a relação entre PL e PR para cada um deles, em relação ao

apoio 1.


resistência de ponta e total, através dos oito métodos estudados.

MÉTODO Aoki e Velloso

Décourt e Quaresma

Décourt et al.

Antunes &

Cabral Alonso Gotlieb

et al.** Karez & Rocha

Vorcaro &

Velloso

PL (t) 58 141 141 133 176 323 224

PP (t) 163 153 46 113 142 450 530

PR (t) 221 293 187 246 318 500 754 381

PL/PR 26% 48% 75% 54% 55% 65% 30% -

4.2 APOIO 2 (AP2)




SP-08.

77

225

373

254

257 35

4

500

823

415

312

211 26

1

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

Car

ga d

e ru

ptur

a (t)

Aoki eVelloso

Décourt eQuaresma

Décourt etal.

Antunes &Cabral


Vorcaro &Velloso

Prova Carga(AP2-E7)


Prova Carga(média)


Aoki e Velloso Décourt e Quaresma Décourt et al. Antunes & CabralAlonso Gotlieb et al. Karez & RochaVorcaro & VellosoProva Carga (AP2-E7)Prova Carga (AP2-E11)Prova Carga (média)



apoio AP2

Analisando os dados da Figura 4.3, referente ao apoio AP2, verifica-se que os

valores encontrados utilizando-se os métodos de Aoki & Velloso (1975), Décourt et al.

(1996) e Antunes & Cabral (1996) apresentaram-se bem próximos entre si (variação de

14% no máximo entre eles) e também em relação à média dos ensaios das provas de

carga, representando cerca de 86, 87 e 98%, respectivamente. Para o apoio AP2,

esses métodos se mostraram como os mais satisfatórios.

Os valores encontrados através dos métodos Décourt & Quaresma (1978),

Alonso (2000) e Vorcaro e Velloso (2000), estão relativamente próximos entre si, e

equivalem a 143, 136 e 159%, da média das provas de carga, respectivamente.

Os valores obtidos através dos métodos de Gotlieb et al. (2000) e Kárez & Rocha

(2000) estão muito acima dos valores encontrados nas provas de carga, representando

aproximadamente, 192 e 315% da média das provas de carga, respectivamente.

O desempenho destas estacas, verificados nas provas de carga, está muito

abaixo dos encontrados no apoio AP1, considerando que são estacas com o mesmo

diâmetro e comprimentos semelhantes. Este fato pode ter sido resultado da presença

de uma camada de silte argiloso mole a muito mole com espessura superior a 6m,

78

conforme pode ser observado no SP- 08 (Figura 3.4), que está mais próximo do apoio

2. Pode ser que próximo ao apoio 1, essa camada possua uma espessura menor.

Os resultados das duas provas de carga dinâmica deste apoio variaram cerca de

48% entre si.





0

200

400

600

800

1000

Car

ga d

e ru

ptur

a (t)

PP 163 170 51 113 151 450 530 110 95 102

PL 63 203 203 144 204 423 293 202 116 159

Aoki e Velloso

Décourt e

Quaresm

Décourt et al.

Antunes & Cabral

Alonso Gotlieb et

al. **Karez & Rocha

Prova Carga (E7)

Prova Carga (E11)

Prova Carga

(média)



apoio 2 (comprimento da estaca no projeto igual a 17m).

Analisando os dados da Figura 4.4, constata-se que os métodos de Kárez &

Rocha (2000) e Gotlieb et al. (2000) são bastante arrojados para o cálculo da

resistência de ponta das estacas, da mesma forma que o comportamento apresentado

pelo apoio 1.

A exemplo do que aconteceu no apoio 1, o método proposto por Décourt et al.

(1996) é muito conservador no cálculo da resistência de ponta e o de Aoki & Velloso

(1975), para a parcela de atrito lateral.

79

Muito embora os apoios 1 e 2 estejam relativamente próximos (Figura 3.5 e

Figura 3.6), os resultados das provas de carga para a parcela de atrito lateral e

resistência de ponta nas estacas do apoio 2 estão muito abaixo dos valores

encontrados para o apoio 1. O fraco desempenho para a resistência de ponta das duas

estacas ensaiadas poderia indicar que suas camadas de apoio são pouco resistentes.

Entretanto, se considerarmos que o perfil de solo é idêntico àquele demonstrado na SP-

08, que está eqüidistante dos apoios I e 2, as estacas estão assentes em camada de

consistência dura. Segundo Foá (2001), modernamente se aceita a idéia de que a

questão do desempenho e segurança das fundações está mais relacionada ao

processo executivo das estacas do que às características adotadas nos projetos.

Os valores encontrados para a resistência de ponta e atrito lateral através do

método de Antunes & Cabral (1996) são bastante satisfatórios, quando comparados à

média dos resultados das provas de carga (equivalem a 111% e 91% da média,

respectivamente).




apoio 2.




Décourt e Quaresma

Décourt et al.

Antunes &


et al. ** Karez & Rocha

Vorcaro &

Velloso

PL (t) 63 203 203 144 204 423 293

PP (t) 163 170 51 113 151 450 530

PR (t) 225 373 254 257 354 500 823 415

PL/PR 28% 54% 80% 56% 57% 85% 36% 0%

80

4.3 APOIO 5 (AP5)

O apoio 5 está muito próximo do furo de sondagem SP-05, conforme visto na

Figura 3.5. O perfil de solo apresentado pelo furo SP-05 está apresentado na Figura

4.5.

Figura 4.5 – Resultado da sondagem a percussão SP-05 (GEOMEC, 2008).

Na Figura 4.5, o primeiro metro é composto por um provável aterro, seguido de

7m de solo mole. A partir da profundidade de 8m, a consistência começa a melhorar

variando entre dura e rija.



81


SP-05.

15

0

273

159 21

6 287

500

470

312

474

354 41

4

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

Car

ga d

e ru

ptur

a (t)

Aoki eVelloso

Décourt eQuaresma

Décourt etal.

Antunes &Cabral


Vorcaro &Velloso



Prova Carga(média)





apoio AP5.

Fazendo uma comparação entre os resultados obtidos pelos métodos Aoki &

Velloso (1978), Décourt et al. (1996) e Antunes & Cabral (1996), conforme se observa

na Figura 4.6, verifica-se que os valores estão muito abaixo dos encontrados através

das provas de carga dinâmica. Sendo que os dois primeiros ficaram bem próximos

entre si. Eles representam apenas, 36%, 38% e 52%, respectivamente, do valor da

média das duas provas de carga. Para estacas de pequeno comprimento, cerca de 9

metros neste caso, constata-se que estes métodos apresentaram grande discrepância

em relação aos valores encontrados através das provas de carga dinâmica, ou seja,

são extremamente conservadores.

Os resultados através dos métodos de Décourt & Quaresma (1978), Alonso

(2000) e Vorcaro e Velloso (2000), apresentam novamente valores relativamente

próximos entre si e também satisfatórios em relação à média das duas provas de carga,

representando 66%, 69% e 75%, respectivamente, deste valor.

82

Os valores encontrados pelos métodos de Gotlieb et al. (2000) e Kárez & Rocha

(2000) ficaram muito próximos ao resultado da prova de carga realizada na estaca E02

e superior 21% e 14%, respectivamente, à média das duas provas de carga.

Os valores encontrados através dos métodos de Karez & Rocha (2000), Gotlieb

et al. (2000) e Vorcaro & Velloso (2000), foram os que mais se aproximaram da média

das provas de carga, representando cerca de 113, 121 e 75%, respectivamente.

As estacas submetidas à prova de carga dinâmica do apoio 5 apresentaram um

excelente desempenho, tendo em vista o resultado obtido para a carga de ruptura,

cerca de 400 toneladas, e comparando-se com a carga de trabalho das mesmas, que é

da ordem de 90 toneladas. As duas estacas do apoio 5 estão totalmente embutidas em

solo de consistência rija a dura.

Os resultados das duas provas de carga deste apoio variaram cerca de 34%

entre si.





0

200

400

600

800

1000

Car

ga d

e ru

ptur

a (t)

PP 104 163 49 113 142 288 339 130 67 99

PL 46 110 110 103 145 253 131 344 287 316

Aoki e Velloso

Décourt e

Quaresm

Décourt et al.

Antunes & Cabral

Alonso Gotlieb et

al. **Karez & Rocha

Prova Carga (E02)

Prova Carga (E06)

Prova Carga

(média)




83

Na Figura 4.7, observa-se que os métodos propostos por Kárez & Rocha (2000)

e Gotlieb et al. (2000) apresentam valores muito elevados para a resistência de ponta

em relação às provas de carga.

Verifica-se que todos os métodos são conservadores para o cálculo da parcela

de atrito lateral, exceto o proposto por Gotlieb et al. (2000) que representa 80% da

média das duas provas de carga.

O método de Aoki & Velloso (1975) é extremamente conservador para o cálculo

da parcela de atrito lateral.

As estacas ensaiadas apresentaram excelente desempenho no que tange à

resistência por atrito lateral (conforme mostram os resultados das provas de carga),

considerando que sua carga de trabalho é de 90 toneladas e seu comprimento 9m

totalmente embutido em solo de boa consistência.

Neste caso, o perfil de sondagem (SP-05) mostra um solo mais resistente, com

SPT mínimo de 11 e máximo de 48, quando comparado com o SP-08 que tem uma

camada de espessura igual a 6,2m de silte argiloso mole a muito mole.




apoio 5.




Décourt e Quaresma

Décourt et al.

Antunes &


et al. 88 Karez & Rocha

Vorcaro &

Velloso

PL (t) 46 110 110 103 145 253 131

PP (t) 104 163 49 113 142 288 339

PR (t) 150 273 159 216 287 500 470 312

PL/PR 31% 40% 69% 48% 51% 51% 28% -

84

4.4 APOIO 6 (AP6)

O apoio 6 está muito próximo do furo de sondagem SP-04, conforme visto na

figura 3.5. O perfil de solo apresentado pelo furo SP-04 está apresentado na Figura 4.8.

Figura 4.8 – Resultado da sondagem a percussão SP-04.

Na Figura 4.8, o primeiro metro é composto por um provável aterro, seguido de

8m de solo mole. A partir da profundidade de 9m, a consistência começa a melhorar

variando entre média, rija e dura.




SP-04.

85

199 23

8

119 19

8

220

500

669

327

550

480 515

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

Car

ga d

e ru

ptur

a (t)

Aoki eVelloso

Décourt eQuaresma

Décourt etal.

Antunes &Cabral


Vorcaro &Velloso

Prova Carga(AP6-E9)


Prova Carga(média)





apoio AP6.

Os resultados deste apoio são muito parecidos com os resultados do apoio 5

(AP5).

Comparando-se os resultados obtidos através dos cinco primeiros métodos,

conforme a Figura 4.9, verificou-se que os resultados obtidos estão totalmente abaixo

dos valores encontrados através das provas de carga dinâmica (Análise CAPWAP),

representando apenas 23 a 46% da média destes valores. Corroborando com a análise

do apoio 5, constata-se que estes métodos apresentaram grande discrepância em

relação aos valores encontrados através das provas de carga dinâmica para as estacas

de pequeno comprimento.

O valor encontrado pelo método de Gotlieb et al. (2000) equivale a 103% da

média das duas provas de carga realizadas em estacas deste apoio.

As estacas deste apoio apresentaram um excelente desempenho, tendo em vista

o resultado obtido para a carga de ruptura, cerca de 500 toneladas, e comparando com

a carga de trabalho das mesmas, que é da ordem de 90 toneladas.

Os resultados das duas provas de carga deste apoio ficaram bem próximos entre

si, cerca de 15% de diferença.

86





0

200

400

600

800

1000

Car

ga d

e ru

ptur

a (t)

PPPL

PP 163 170 51 113 129 450 530 189 243 216

PL 37 68 68 85 91 200 139 361 237 299

Aoki e Velloso

Décourt e

Quaresm

Décourt et al.

Antunes & Cabral

Alonso Gotlieb et

al. **Karez & Rocha

Prova Carga (E9)

Prova Carga (E17)

Prova Carga

(média)




Verifica-se na Figura 4.10, que os valores para a resistência de ponta

encontrados através dos métodos propostos por Kárez & Rocha (2000) e Gotlieb et al.

(2000) são bastante superiores à média da resistência de ponta encontrada nas duas

provas de carga, representando 245% e 208% deste valor; enquanto que a parcela de

atrito lateral equivale a 46 e 67% da média das provas de carga, respectivamente.

Todos os métodos são conservadores para o cálculo da parcela de atrito lateral,

principalmente o proposto por Aoki & Velloso (1975), que representa apenas 12% da

média das provas de carga.

O método de Décourt et al. (1996) é bastante conservador no cálculo da

resistência de ponta e o de Aoki & Velloso (1975) para o cálculo do atrito lateral.

87




apoio 6.




Décourt e Quaresma

Décourt et al.

Antunes &


et al. Karez & Rocha

Vorcaro &

Velloso

PL (t) 37 68 68 85 91 200 139

PP (t) 163 170 51 113 129 450 530

PR (t) 199 238 119 198 220 500 669 327

PL/PR 18% 29% 57% 43% 41% 40% 21% -

A Tabela 4.5 mostra o resumo do comportamento dos oito métodos estudados

em relação a cada apoio. Considerou-se conservador o resultado que representa

menos de 60% da média das duas provas de carga, intermediário entre 60% e 95%,

satisfatório entre 95% e 105% e arrojado, acima deste último valor.

Tabela 4.5 – Resumo do comportamento dos métodos em relação a cada apoio.

MÉTODO Apoio AP1 Apoio AP2 Apoio AP5 Apoio AP6

Aoki e Velloso Conservador Intermediário Conservador Conservador

Décourt e Quaresma Intermediário Arrajado Intermediário Conservador

Décourt et al. Conservador Satisfatório Conservador Conservador

Antunes & Cabral Conservador Satisfatório Conservador Conservador

Alonso Intermediári,o Arrajado Intermediário Conservador

Gotlieb et al. Satisfatório Arrajado Arrajado Satisfatório

Karez & Rocha Arrajado Arrajado Arrajado Arrajado

Vorcaro & Velloso Intermediário Arrajado Intermediário Intermediário

88

4.5 CONSIDERAÇÕES GERAIS

Analisando os resultados das previsões da capacidade de carga através dos 8

métodos, observou-se que os propostos por Décourt et al. (1996), Aoki & Velloso

(1975) e Antunes & Cabral (1996) são bastante conservadores, considerando que os

resultados das cargas de ruptura variaram entre 23 a 38%, 36 a 45% e 38 a 52%,

respectivamente, em relação aos resultado das médias das provas de carga para os

apoios 1, 5 e 6. Estes métodos apresentam valores bem próximos. Desconsiderou-se o

apoio 2 nesta análise, tendo em vista o fraco desempenho no que tange à carga de

ruptura observadas nas provas de carga, se comparada com as demais, fato que pode

ter sido em decorrência de uma camada superior a 6 m de espessura de silte-argiloso

mole a muito mole, conforme pode ser observado no perfil de sondagem SP-08,

conforme mencionado anteriormente.

Os métodos de Décourt & Quaresma (1978), Alonso (2000) e Vorcaro & Velloso

(2000), apresentam resultados relativamente próximos entre si, mas se comparados

com os valores encontrados através das provas de carga, são razoáveis, tendo em vista

que seus resultados representam, na média, 57, 59 e 72% da média das duas provas

de carga para os apoios AP1, AP5 e AP6.

Cunha et al. (2002) fez uma análise da aplicabilidade de fórmulas empíricas para

a previsão da capacidade de carga última de estacas metálicas e pré-moldadas de

concreto na orla de Fortaleza, região metropolitana, a partir de resultados de 74

sondagens realizadas nesta área e em suas proximidades. Ele concluiu que os

métodos semi-empíricos estudados (Aoki & Velloso, 1975; Décourt & Quaresma, 1978;

Velloso, 1979) são bastante conservadores e os que mais se aproximaram dos

resultados das provas de carga foram os propostos por Velloso (1979) e Aoki & Velloso

(1975), variando a menor em 29% e 34%, respectivamente, quando se utiliza os valores

médio superiores do SPT das camadas dos perfis de sondagem, baseados na

distribuição normal de freqüência. Este trabalho corrobora com a constatação deste

autor, no que diz respeito aos dois primeiros métodos. Ressalta-se que outros estudos

encontraram conclusões diferentes em relação a estes métodos, como por exemplo

Stephan et al. (2002), que estudou o comportamento de uma fundação profunda –

89

estaca pré-moldada de concreto, quadrada com 25 cm de lado – cravada à percussão

em um solo heterogêneo (areia argilosa) e concluiu que dentre os métodos semi-

empíricos estudados, Aoki & Velloso (1975), Meyerhof (197 ), Décourt & Quaresma

(1978), o primeiro apresentou valores próximos dos resultados das provas de carga

estática. Já Bernardes et al. (2002) analisou os resultados da prova de carga dinâmica

em uma estaca pré-moldada de concreto com diâmetro de 23 cm e 11m de

comprimento, apoiada num extrato areno-argiloso denso – fundação de um shopping

center em São José dos Campos – SP – e concluiu que estes valores são muito

próximos dos resultados obtidos através do método de previsão da capacidade de

carga proposto por Décourt & Quaresma (1978).

Os métodos de previsão da capacidade de carga que apresentaram os

resultados mais satisfatórios foram os propostos por Gotlieb et al. (2000), Karez &

Rocha (2000) e Vorcaro & Velloso (2000), desconsiderando os resultados do apoio 2,

pelas razões acima descritas.

As estacas de menor comprimento (9m para as estacas do apoio AP5 e 6m para

as do apoio AP6) apresentaram melhor desempenho que as estacas mais longas (16m

para as estacas do apoio AP1 e 17m para as do apoio AP2), tendência contrária às de

quase todos os métodos de previsão de capacidade de carga estudados, que

encontram cargas mais elevadas para estacas mais longas. Isso pode ter ocorrido

porque existe uma camada superior a 6,0m de solo mole nas estacas dos apoios AP1 e

AP2, o que não acontece com as estacas dos apoios AP5 e AP6, que foram cravadas

em camada do solo onde os SPT’s são maiores ou igual a 8.

A menor estaca (apoio AP6), com comprimento de apenas 6 metros, foi a que

apresentou o melhor desempenho nas provas de carga dinâmica, mas a que resultou

nos menores valores das previsões de capacidade de carga na maioria dos métodos.

As análises através do método proposto por Vorcaro & Velloso (2000), foram

realizadas utilizando-se os limites superiores (+0,29) para a última parcela do expoente

de sua equação, descrita no item 2.9.2.6. As Figura 4.11 e 4.12 apresentam os valores das resistências de ponta e as

parcelas de atrito lateral para os quatro apoios (1, 2, 5 e 6), separado por cada método

90

estudado, respectivamente, exceto Vorcaro & Velloso (2000), pelas razões já

explanadas.

0

100

200

300

400

500

600

(t)

Aoki eVelloso

Décourt eQuaresma

Décourt Antunes &Cabral

Alonso Gotlieb et al.**

Karez &Rocha

Prova Carga(média)

Resistência de ponta para os Apoios

PP (AP1)

PP (AP2)

PP (AP5)

PP (AP6)

Figura 4.11 – Resistência de ponta para os quatro apoios obtida pelos métodos

estudados.

0

100

200

300

400

500

(t)

Aoki eVelloso

Décourt eQuaresma

Décourt Antunes &Cabral

Alonso Gotlieb et al.**

Karez &Rocha

Prova Carga(média)

Parcela de Atrito Lateral para os Apoios

PL (AP1)

PL (AP2)

PL (AP5)

PL (AP6)

Figura 4.12 – Parcela de atrito lateral para os quatro apoios obtida pelos métodos

estudados.

Analisando as Figuras 4.11 e 4.12, observa-se que o método de Décourt et al.

(1996) é extremamente conservador para o cálculo da resistência de ponta e o de Aoki

& Velloso (1975), para o cálculo da parcela de atrito lateral.

Observou-se que, para estacas com comprimento maiores (16 e 17 metros, para

os apoios AP1 e AP2, respectivamente), os valores das previsões da capacidade de

carga das estacas utilizando os métodos de Aoki & Velloso (1975), Décourt et al. (1996)

e Antunes & Cabral (1996) se aproximam mais dos resultados das provas de carga e

são muito conservadores para as estacas de menor comprimento (apoios AP5 e AP6),

91

pois os valores encontrados para a parcela de atrito lateral destes últimos apoios, foram

muito conservadores, como pode ser observado no gráfico da Figura 4.12.

Os métodos de Kárez & Rocha (2000) e Gotlieb et al. (2000) são extremamente

arrojados para o cálculo da resistência de ponta e bem parecidos entre si neste quesito.

Os valores encontrados representam 199 a 520% e 169 a 441% da média das provas

de carga, respectivamente.

Todos os métodos apresentaram o maior valor para a parcela de atrito lateral no

apoio 2, exatamente o contrário verificado nos resultados das provas de carga, que teve

o menor valor para esta apoio.

Os métodos de Antunes & Cabral (1996), Alonso (2000), Aoki & Velloso (1975) e

Décourt & Quaresma (1978), apresentaram valores satisfatórios para o cálculo da

resistência de ponta de uma maneira geral, considerando a grande dispersão dos

resultados se analisados todos os métodos estudados.

Observando o gráfico da Figura 4.12, verifica-se que os autores utilizaram o

mesmo princípio em sua formulação para o cálculo da parcela de atrito lateral, tendo em

vista a similaridade das barras para cada apoio (barras maiores ou menores, mas o

formato para cada apoio é bem parecido), diferenciando basicamente no coeficiente

empírico/semi-empírico que cada autor determinou, amparado em sua pesquisa.

Apesar da resistência lateral ser composta pelo atrito, o aumento da área de

contato entre a estaca e o substrato não implica em maiores capacidade de carga, é

preciso analisar com bastante critério as características das camadas do solo. As

estacas dos apoios 1 e 2 (16 e 17 metros de comprimento, respectivamente)

apresentaram maiores parcelas de atrito lateral nas previsões através do métodos

estudados, enquanto que as estacas dos apoios 5 e 6 (9 e 6 metros de comprimento,

respectivamente) foram as que obtiveram os melhores resultados nas provas de carga.

Mas, ressalta-se, que os valores dos SPT’s das camadas de solo destes últimos apoios

(SPT-5 e SPT-6) apresentaram-se consideravelmente superiores aos anteriores (SP-8).

Na Figura 4.13, está apresentado o esquema dos posicionamentos das estacas dos

apoios 1 a 6 no terreno, em corte. A Figura 4.13a, esquema destes mesmo apoios na

obra.

92

Figura 4.13 – Esquema dos apoios 1 a 6 (ANTW, 2008)

93

Figura 4.13a – Esquema dos apoios 1 a 6 da obra.

Nas análises acima, toma-se por referência os resultados encontrados através

das provas de carga dinâmica realizadas nas estacas dos apoios 1,2,5 e 6. Embora

alguns autores sejam contrários à substituição das provas de carga estática pela

dinâmica, tendo em vista que o primeiro representa melhor as condições reais a que

estarão submetidas os elementos de fundação, existem estudos comprovando a

aplicabilidade do ensaio de carregamento dinâmico, como Carvalho & Albuquerque

(2002), que analisou os resultados obtidos a partir das provas de carga dinâmica e

controle pelo repique em uma estaca pré-moldada de concreto, com diâmetro de 18 cm,

comprimento de 14 m, cravada à percussão, em solo residual diabásio – primeiros 6m

de argila silto-arenosa e 8m de silte argilo-arenoso – no campus da Universidade de

Campinas. Os autores concluíram que os resultados das provas de carga dinâmica,

através da análise CAPWAPC, CASE e IPT-CASE, mostram-se confiáveis como

recurso para a determinação das cargas lateral e de ruptura da estaca, situando-se

10% abaixo do resultado obtido através da prova de carga estática; e Foá (2001) que

comparou os resultados das provas de carga dinâmica e estática, em estaca metálica

de um edifício em Salvador-Ba e uma estaca pré-moldada de concreto no campo

experimental da Universidade de Brasília, e conclui que o ensaio de carregamento

dinâmico com energia crescente representa bem o comportamento do sistema estaca-

solo, considerando uma variação máxima de 19% e 12%, respectivamente; sendo,

portanto, uma excelente ferramenta de ensaio, de fácil e rápida execução.

Na Figura 4.14, são apresentadas as médias dos resultados das provas de carga

dinâmica, comparando com valores encontrados através dos métodos estudados:

AP6 AP5

AP2 AP1

94

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

0 100 200 300 400 500 600 700 800

Carga de Ruptura - Prova de Carga (t)

Car

ga d

e R

uptu

ra -

Pre

visã

o (t)

Aoki & Velloso

Décourt & Quaresma

Décourt et al.

Anutnes & Cabral

Alonso

Gotlieb et al.

Kárez & Rocha

Vorcaro & Velloso

Figura 4.14 – Resultados das provas de carga (média) versus os valores das

previsões da capacidade de carga através dos oito métodos estudados.

Os valores das abscissas equivalem à média das duas provas de carga

realizadas em cada apoio. Gotlieb et al. (2000), utilizando o seu método, limitam o valor

da carga de ruptura em 500 toneladas.

Analisando a Figura 4.14, verifica-se a grande variabilidade dos resultados e

confirma-se a separação em três grupos dos métodos analisados: Décourt et al. (1996),

Aoki & Velloso (1975) e Antunes & Cabral (1996), como os métodos mais

conservadores; Décourt & Quaresma (1978), Alonso (2000) e Vorcaro & Velloso (2000),

como os medianos e Gotlieb et al. (2000) e Kárez & Rocha (2000) como os mais

arrojados, sendo que o método por Gotlieb et al. (2000) foi o que mais se aproximou da

média das provas de carga encontradas em cada apoio.

Observa-se também, que para o apoio que obteve o pior desempenho na média

das duas provas de carga (que foi o apoio 2), os resultados das previsões de

capacidade de carga foram superiores aos demais, exceto Gotlieb et al. (2000), que em

seu estudo sugeriu a limitação do valor da carga de ruptura, como mencionado.

Nas Figuras 4.15 e 4.16, a mesma comparação do gráfico da Figura 4.14, mas

em relação ao resultado de cada prova de carga (prova de carga 1 e 2).

AP2 AP5 AP1 AP6

95

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

0 100 200 300 400 500 600 700 800


Car

ga d

e R

uptu

ra -

Pre

visã

o (t)

Aoki & Velloso

Décourt & Quaresma

Décourt et al.

Anutnes & Cabral

Alonso

Gotlieb et al.

Kárez & Rocha

Vorcaro & Velloso


capacidade de carga através dos oito métodos estudados.

Na Figura 4.15, constata-se que os resultados das provas de carga e das

previsões para cada método, foram bem parecidos para os apoios 1 e 2, confirmado

pela proximidades dos pontos no gráfico.

0

100

200

300

400

500

600

700

800

900

0 100 200 300 400 500 600 700 800


Car

ga d

e R

uptu

ra -

Pre

visã

o (t)

Aoki & Velloso

Décourt & Quaresma

Décourt et al.

Anutnes & Cabral

Alonso

Gotlieb et al.

Kárez & Rocha

Vorcaro & Velloso

,


capacidade de carga através dos oito métodos estudados.

Analisando estes gráficos da Figura 4.16, observa-se o excelente desempenho

na prova de carga da estaca ensaiada do apoio 1 e o fraco desempenho da estaca do

AP2 AP1 AP6 AP5

AP2 AP5 AP6 AP1

96

apoio 2. Verifica-se também, que as resultados de cada método, tende a formar uma

curva parabólica, com concavidade para cima, indicando que não há uma

proporcionalidade entre os resultados das provas de carga com os valores encontrados

através dos oito métodos analisados.

97

5 CONCLUSÕES

As análises dos resultados das previsões da capacidade de carga através dos

oito métodos estudados permitiram algumas conclusões a respeito do desempenho

destas estacas em função do seu processo executivo. A seguir, as principais

conclusões obtidas do trabalho:

- Há uma grande variabilidade nos resultados encontrados através dos métodos

estudados e nas provas de carga dinâmica, o que indica a necessidade de maiores

estudos que possam ser estendidos a outras localidades;

- Os métodos tradicionais (Aoki & Velloso, 1975; Décourt & Quaresma, 1978) são

bastante conservadores, assim como o método de Antunes & Cabral (1996),

considerando que seus resultados representaram entre 23% e 52% da média dos

resultados das provas de carga. Observa-se que o princípio utilizado na formulação

destes métodos é bem parecido, tendo em vista a proximidade dos seus resultados;

- Os métodos propostos por Kárez & Rocha (2000) e Gotlieb et al. (2000) são

bastante arrojados (os valores estão acima dos resultados encontrados no campo, por

meio da prova de carga dinâmica), considerando que os valores encontrados para a

capacidade de carga são muito elevados, muito embora o segundo autor sugere uma

limitação de 500 toneladas para a carga de ruptura, fazendo com que este método

apresentasse o melhor desempenho em relação aos demais e considerando a análise

de todos os apoios. Estes métodos propõem cargas muito elevadas para a resistência

de ponta, como pode ser observado na Figura 4.11.

- Os métodos de Décourt & Quaresma (1978), Alonso (2000) e Vorcaro e Velloso

(2000), apresentaram valores intermediários, mas satisfatórios, considerando que na

média eles variaram entre 57% e 72% em relação à média dos resultados dos ensaios

de carregamento dinâmico.

- O método de Décourt et al. (1996) é bastante conservador no cálculo da

resistência de ponta e o de Aoki & Velloso (1975) para o cálculo do atrito lateral. A

estaca hélice contínua funciona melhor, no que diz respeito à previsão da capacidade

98

de carga através destes métodos, como estaca de deslocamento e não estaca

escavada.

- O princípio utilizado por todos os autores para a formulação dos métodos é bem

parecido, alterando basicamente os valores dos coeficientes, tendo em vista a

similaridade das barras dos gráficos, tanto para a parcela de atrito lateral, quanto para a

resistência de ponta, como mostram as Figura 4.11 e 4.12.

- Influência negativa das camadas de solo mole na capacidade de carga das

estacas do apoio AP2. Poder-se-ia pensar que as estacas estavam danificadas,

entretanto, como o ensaio de carregamento dinâmico consegue detectar este tipo de

situação, afastou-se esta possibilidade;

- Seria interessante executar prova de carga estática, como uma contraprova

para uma avaliação mais precisa de todo o cenário, já que este ensaio representa

melhor a realidade a que estarão submetidos os elementos (estacas) da fundação.

5.1 SUGESTÕES PARA TRABALHOS FUTUROS

- Avaliar a relação custo-produtividade das estacas hélice contínua, comparando

com outros tipos de fundações profundas;

- Estudar os recalques desse tipo de fundação, que é um dos requisitos da NRB-

6122 (ABNT, 1996) para a verificação da segurança do ponto de vista geotécnico, que

se subdivide em estado limite último de ruptura (estaca-solo) e estado limite último de

utilização (recalques);

- Comparar o desempenho destas estacas com o de outras estacas utilizadas no

subsolo do município de Feira de Santana-BA;

- Realizar provas de carga estática no subsolo de Feira de Santana, com hélice

contínua e outros tipos de estacas e comparar com os métodos semi-empíricos e

provas de carga dinâmica, verificando a confiabilidade deste último tipo de ensaio.

99

REFERÊNCIAS

ABNT (1991). Estacas – Prova de carga estática : NBR-12131. Associação Brasileira de Normas Técnicas, Rio de Janeiro, RJ, 12 p. ABNT (1994). Estacas – Ensaio de carregamento dinâmico : NBR-13208. Associação Brasileira de Normas Técnicas, Rio de Janeiro, RJ, 7 p. ABNT (1996). Projeto e execução de fundações : NBR-6122. Associação Brasileira de Normas Técnicas, Rio de Janeiro, RJ, 12 p. ALBUQUERQUE, P. J. R. (2001). Estacas escavadas, hélice contínua e ômega : estudo do comportamento à compressão em solo residu al de diabásio, através de provas de carga instrumentadas em profundidade. 260 p. Tese (Doutorado) - Escola Politécnica, USP. São Paulo. ALMEIDA NETO, J. A. (2002). Estacas hélice contínua e ômega: aspectos executivos . 187 p. Dissertação (Mestrado) – Escola Politécnica, USP. São Paulo. ALONSO, U.R. (1996). Estacas hélice contínua com monitoração eletrônica: previsão da capacidade de carga através do ensaio S PTT. 3º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 2: 141 -151. ALONSO, U.R. (2000a). Contribuição para a formação de um banco de dados d e prova de carga estáticas em estaca Hélice Contínua . 4º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 2: 430 - 450. ALONSO, U.R. (2000b). Reavaliação do método de capacidade de carga de est aca hélice contínua proposto por Alonso em 96 para duas regiões geotécnicas distintas . 4º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 2: 425 - 429. ANTW (2008). Projeto executivo de infra-estrutura urbana . Feira de Santana, Bahia. ANJOS, G. J. M. (2006). Estudo do comportamento de fundações escavadas em solos tropicais . 340 p. Tese (Doutorado) – Faculdade de Tecnologia, UnB. Brasília.

100

ANTUNES, W.R & CABRAL, D.A. (1996). Capacidade de carga em estacas hélice contínua . 3º Seminário de Engenharia de Fundações e Geotecnia. São Paulo, 2: 105 -109. BERNARDES, J.P.; GONÇALVES, C.; ANDREO, C.S. & FORTUNATO, S.G.S. (2002). Prova de carga dinâmica em uma estaca pré-fabricada apoiada em areia argilosa densa. XI Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações, ABMS, 1: p. 1.535-1.541. BRANCO, C.J.M.C.; MIGUEL, M.G. & TEIXEIRA, R.S. (2000). Estudo do comportamento de estacas hélice contínua em solo ar giloso mediante provas de carga e métodos semi-empíricos . 4º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 1: 116 -126. CAPUTO, A.N.; TAROZZO, H.; ALONSO, U.R.; ANTUNES, W.R.; (1997). Estaca hélice contínua: projeto, execução e controle. São Paulo: Associação Brasileira de Mecânica do Solos e Engenharia Geotécnica – Núcleo Regional de São Paulo. 59p. CARVALHO, D. & ALBUQUERQUE, P.J.R. (2002). Previsão da capacidade de carga de estaca pré-moldada através de prova de carga din âmica e controle pelo repique. XI Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações, ABMS, 1: p. 1.345-1.349. CUNHA, R.P.; MIRANDA, A.N. & MOURA, A.S. (2002). Análise comparativa de metodologias de previsão de capacidade de carga de fundações profundas em Fortaleza - CE. XI Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações, ABMS, 1: p. 1.583-1.590. DÉCOURT, L. & QUARESMA FILHO, A.R. (1978). Capacidade de carga de estacas a partir de valores de SPT. VI Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia de Fundações, ABMS, 1: p. 45-53. DÉCOURT, L.; ALBIERO, J.H. & CINTRA, J.C.A. (1996). Análise e Projetos de Fundações Profundas. Fundações: teoria e prática, Hachich, W.; Falconi, F.; Saes, J.L.; Frota, R.G.Q.; Carvalho, C.S. & Niyama, S. (eds), Editora PINI Ltda, São Paulo, SP, pp. 265-327.

101

FOÁ, B.S. (2001). Análise do ensaio de carregamento dinâmico de energ ia crescente para o projeto de fundações profundas . 200 p. Dissertação (Mestrado) – Faculdade de Tecnologia, UnB. Brasília. GEOFIX (1998). Hélice contínua monitorada. Catálogo técnico. São Paulo: Geofix. GEOMEC (2008). Relatório Técnico. Feira de Santana, Bahia. GOTLIEB, M.; PENNA, A.S.D.; ROMANO JR, R. & RODRIGUES, L.H.B. (2000). Um método simples para a avaliação da tensão admissíve l no topo de estacas do tipo hélice contínua . 4º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 1: 312 -319. HACHICH, W.R.; TAROZZO, H. (1996). Fundações: teoria e prática . São Paulo: Editora PINI. http://pt.wikipedia.org/wiki/Feira_de_Santana, acesso em 15/03/2009. KAREZ, M.B. & ROCHA, E.A.C. (2000). Estacas tipo hélice contínua: previsão da capacidade de carga . 4º Seminário de Engenharia de Fundações Especiais e Geotecnia. São Paulo, 1: 274 -278. MAGALHÃES, P. H. L. (2005). Avaliação dos métodos de capacidade de carga e recalque de estacas hélice contínua via provas de c arga . 269 p. Dissertação (Mestrado) – Faculdade de Tecnologia, UnB. Brasília. NYAMA, S.; AOKI, N.; & CHAMECKI, P.R. (1996). Verificação de desempenho. Fundações: teoria e prática, Hachich, W.; Falconi, F.; Saes, J.L.; Frota, R.G.Q.; Carvalho, C.S. & Niyama, S. (eds), Editora PINI Ltda, São Paulo, SP, pp. 723-750. PENNA, A.S.D.; CAPUTO, A.N.; MAIA, M.C.; PALERMO, G.; GOTLIEB, M.; PARAÍSO, S.C.; ALONSO, U.R. (1999). A estaca hélice-contínua – a experiência atual . 1ª ed. São Paulo: FALCONI, F. F. & MARZIONNA, J. D. (Ed). ABMS/ABEF/IE. 162p. PRESA, E.P. (1997). A nova metodologia do SPTT na engenharia de fundaçõ es. Associação Brasileira de Mecânica dos Solos, Núcleo Regional da Bahia, Salvador, Bahia.

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103

ANEXO A

MEMÓRIA DE CÁLCULO DAS PREVISÕES DE CAPACIDADE DE

CARGA

Apresenta-se neste item, os resultados encontrados para os métodos tradicionais

(Aoki & Velloso, 1975; Décourt & Quaresma, 1978) e específicos (Décourt et al., 1996;

Antunes & Cabral, 1996; Alonso, 1996; Gotlieb et al., 2000; Kárez & Rocha, 2000;

Vorcaro & Velloso, 2000) utilizados para a previsão da capacidade de carga das

estacas hélice contínua, separado por apoio, assim como as características e

coeficientes utilizados nos cálculos.

A.1 APOIO 1 (AP1)

A seguir, são apresentados os valores encontrados para a previsão da

capacidade de carga das estacas do apoio 1, para cada método estudado.

A.1.1 Aoki & Velloso (1975)

Tabela A.1 – Dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para

as estacas do apoio 1, através do método de Aoki & Velloso (1975).

Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 F1 3,00 F2 6,00 Fator de Segurança 2,00

104

Tabela A.2 – Cálculo da parcela de atrito lateral para as estacas do apoio 1, através do

métodos de Aoki & Velloso (1975).

Cota inicio

camada (m)

∆L (m)

N (médio)

K (MN/m²)

α (%)

Rp (kN/m²)

Rl (kN/m²)

rl (kN/m²)

∆L x rl (kN/m)

238,2 0,40 4 0,80 2,0 3.200,00 64,00 10,67 4,27 237,80 15,60 15 0,23 3,4 3.450,00 117,30 19,55 304,98 222,20 75 0,23 3,4 17.250,00 586,50 97,75 0,00 Total 16,00 309,25

RESISTÊNCIA LATERAL - PL 582,9 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.625,8 kN CARGA DE RUPTURA - PR 2.208,7 kN 221 Toneladas

CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.104,3 kN 110 Toneladas

CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 728,6 kN 73 Toneladas

Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 1)

A.1.2 Décourt & Quaresma (1978)


as estacas do apoio 1, através do método de Décourt & Quaresma (1978).

Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 SPT médio 11 Np 45 Comprimento (m) 16,00 Kdq 120

fs = 46,67 kN/m² qp = 5.400,00 kN/m²

RESISTÊNCIA LATERAL - PL 1.407,4 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.526,8 kN

CARGA DE RUPTURA - PR 2.934,2 kN 293 Toneladas

105


CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 1.467,1 kN 147 Toneladas


A.1.3 Décourt et al. (1996)

Este método é uma modificação do método proposta por Décourt & Quaresma

(1978), que propõe a correção da parcela de atrito lateral e resistência de ponta,

conforme coeficientes abaixo:

Tabela A.4 – Coeficientes utilizados para a correção da parcela de atrito lateral e de

ponta, para estacas hélice contínua, propostos por Décourt et al. (1996).

Coeficientes Propostos Fator Correção PL 1,00 Fator Correção PP 0,30

RESISTÊNCIA LATERAL - PL 1.407,4 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 458,0 kN


CARGA ADMISSÍVEL 932,7 kN 93 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 932,7 kN 93 Toneladas


106

A.1.4 Antunes & Cabral (1996)


as estacas do apoio 1, através do método de Antunes & Cabral (1996).

Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 Comprimento (m) 16,00 B2 1,50 SPT(ponta) - kgf/cm² 113 B2 x SPT(ponta) 40,00


métodos de Antunes & Cabral (1996).

Cota (m)

Profund. (m)

∆L (m)

∆L.U (m²)

N (médio)

B1 (%)

B1.N (kPa)

∆Pl (kN)

238,2 1,00 0,40 0,75 4 3,0% 12 9,05 237,8 1,40 15,60 29,41 15 3,0% 45 1.323,24 222,2 17,00 0,00 0,00 0 0 0,00 Total 16,00 1.332,29

CARGA DE PONTA (kN) 1.130,97

CARGA ÚLTIMA (kN) 2.463,26 CARGA ÚLTIMA (t) 246,33 Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 1)

(kN) (t)

CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.232 123

CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 1.232 123

107

A.1.5 Alonso (2000)


as estacas do apoio 1, através do método de Alonso (2000).

Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 Tmin1 27 Tmin2 40 Alfa (a) 0,65 Beta 150

rp = 5.025,00 kN


métodos de Alonso (2000).

Cota (m)

Profund. (m)

∆L (m)

∆L.U (m²)

N (médio)

fs (kPa)

rl (kN/m²)

∆Lx U x rl (kN)

238,2 1,00 0,40 0,75 4 26 16,94 12,77 237,8 1,40 15,60 29,41 14 91 59,29 1.743,44 222,2 17,00 0,00 0,00 0 0 0,00 0,00 Total 16,00 1.756,21

RESISTÊNCIA LATERAL - PL 1.756,2 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.420,8 kN CARGA DE RUPTURA - PR 3.177,0 kN 318 Toneladas




108

A.1.6 Gotlieb et al. (2000)


as estacas do apoio 1, através do método de Gotlieb et al. (2000).

Resistência de ponta Atrito Lateral SPT (ponta) 75 Somatório SPT (fuste) 242 Fator de Segurança 2,0 Diâmetro (m) 0,60

Pp (resist. Ponta) - kN 4.500,00 Fator de Segurança 2,00

Comprimento (m) 16,00

Pl (atrito lateral total) - kN 3.226,67

CARGA ÚLTIMA (kN) 5.000

CARGA ÚLTIMA (t) 500

(kN) (t)




A.1.7 Kárez & Rocha (2000)


as estacas do apoio 1, através do método de Kárez & Rocha (2000).

Resistência de ponta Atrito Lateral Kkr 250 Somatório SPT (fuste) 242 Diâmetro (m) 0,60 Diâmetro (m) 0,60 SPT (ponta) 75 Fator de Segurança 2,00 Fator de Segurança 2,0 Comprimento (m) 16,00

Pp - kN 5.301,44 Pl (kN) 2.235,18



109

(kN) (t)


CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 2.794 279 Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 1)

A.1.8 Vorcaro & Velloso (2000)


as estacas do apoio 1, através do método de Vorcaro & Velloso (2000).

Resistência de ponta Atrito Lateral Diâmetro (m) 0,60 Somatório SPT (fuste) 242 SPT (ponta) 75 Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,0 Fator de Segurança 2,00

Xp 21,21 Comprimento (m) 16,00

Xl 456,16

(kN) (t) Carga última (+0,29)-kN 3.809 381 Carga última (0,00) - kN 2.850 285 Carga última (-0,29)- kN 2.133 213



(kN) (t)

CARGA ADMISSÍVEL – NBR 6122 1.905 190 Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 1)

110

A.1.9 Resumo dos resultados para o apoio 1


das provas de carga para as estacas do apoio 1.

MÉTODO Aoki e Vell.

Déc. &

Quar. Déc.

Ant. &

Cabr. Alon.

Gotl. et

al.**

Karez &

Roch

Vorc. &

Vell.

Prova Carga (AP1-E03)


Prova Carga

(média)

PL 58 141 141 133 176 323 224 195 256 226

PP 163 153 46 113 142 450 530 121 412 266

PR 221 293 187 246 318 500 754 381 316 668 492

Padm* 73 147 93 123 159 250 279 190 211 445 437

* Considerando um Fator de Segurança de 1,5 para os resultados das Provas-de-Carga (NBR 6122). ** Gotlieb et al. recomendam a limitação de PR em 500 toneladas.

A.2 APOIO 2 (AP2)




Os dados utilizados para o cálculo da previsão da capacidade de carga para as

estacas do apoio 2, através do método de Aoki & Velloso (1975), foram os mesmo do

apoio 1, conforme Tabela A.1.

111


através do métodos de Aoki & Velloso (1975).

Cota inicio

camada (m)

∆L (m)

N (médio)

K (MN/m²)

α (%)

Rp (kN/m²)

Rl (kN/m²)

rl (kN/m²)

∆L x rl (kN/m)

237,7 17,00 15 0,23 3,4 3.464,38 117,79 19,63 333,73 220,70 75 0,23 3,4 17.250,00 586,50 97,75 0,00 Total 17,00 333,73

RESISTÊNCIA LATERAL - PL 629,1 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.625,8 kN CARGA DE RUPTURA - PR 2.254,8 kN 225 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.127,4 kN 113 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 786,3 kN 79 Toneladas






fs = 63,33 kN/m² qp = 6.000,00 kN/m²

112




CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 1.863,0 kN 186 Toneladas Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio

2)




conforme coeficientes constantes na Tabela A.4.



CARGA ADMISSÍVEL 1.269,2 kN 127 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 1.269,2 kN 127 Toneladas Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-08 (Apoio 2)

113






do métodos de Antunes & Cabral (1996).

Cota (m)

Profund. (m)

∆L (m)

∆L.U (m²)

N (médio)

B1 (%)

B1.N (kPa)

∆Pl (kN)

238,2 1,00 0,40 0,75 4 3,0% 12 9,05 237,8 1,40 15,60 29,41 15 3,0% 45 1.323,24 222,2 17,00 0,00 0,00 0 0 0,00 Total 16,00 1.332,29


CARGA ÚLTIMA (kN) 2.463,26 CARGA ÚLTIMA (t) 246,33

(kN) (t)



114

A.2.5 Alonso (2000)



Informações da Estaca Diâmetro (m) 0,60 Fator de Segurança 2,00 Tmin1 31 Tmin2 40 Alfa (a) 0,65 Beta 150 rp = 5.325,00 kN


do métodos de Alonso (2000).

Cota (m)

Profund. (m)

∆L (m)

∆L.U (m²)

N (médio)

fs (kPa)

rl (kN/m²)

∆Lx U x rl (kN)

237,7 1,00 17,00 32,04 15 98 63,52 2.035,60 220,7 0,00 0,00 0,00 0 0 0,00 0,00 Total 17,00 2.035,60





115





Pp (resist. ponta) - kN 4.500,00 Fator de Segurança 2,00





(kN) (t)







Resistência de ponta Atrito Lateral

Kkr 250 Somatório SPT (fuste) 317

Diâmetro (m) 0,60 Diâmetro (m) 0,60 SPT (ponta) 75 Fator de Segurança 2,00 Fator de Segurança 2,0 Comprimento (m) 17,00

Pp (res. ponta) - kN 5.301,44 Pl (kN) 2.927,90



116

(kN) (t)








Xl 597,53




(kN) (t)



117





Déc. &

Quar. Déc.

Ant. &

Cabr. Alon.

Gotl. et

al.**

Karez &

Roch

Vorc. &

Vell.



Prova Carga

(média)

PL 63 203 203 144 204 423 293 202 116 159

PP 163 170 51 113 151 450 530 110 95 102

PR 225 373 254 257 354 500 823 415 312 211 261

Padm* 79 186 127 129 177 250 366 208 208 141 232


A.3 APOIO 5 (AP5)








do métodos de Aoki & Velloso (1975).

Cota inicio

camada (m)

∆L (m)

N (médio)

K (MN/m²)

α (%)

Rp (kN/m²)

Rl (kN/m²)

rl (kN/m²)

∆L x rl (kN/m)

230 9,00 21 0,23 3,4 4.778,89 162,48 27,08 243,72 221,00 48 0,23 3,4 11.040,00 375,36 62,56 0,00 Total 9,00 243,72

118

RESISTÊNCIA LATERAL - PL 459,4 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 1.040,5 kN CARGA DE RUPTURA - PR 1.499,9 kN 150 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 750,0 kN 75 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 574,3 kN 57 Toneladas Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-05 (Apoio 5)





fs = 65,00 kN/m² qp = 5.760,00 kN/m²






119







CARGA ADMISSÍVEL 795,6 kN 80 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 795,6 kN 80 Toneladas Viaduto 3 da Rótula acesso Norte - BR 324 x BR 116 (Serrinha) - SP-05 (Apoio 5)







Cota (m)

Profund. (m)

∆L (m)

∆L.U (m²)

N (médio)

B1 (%)

B1.N (kPa)

∆Pl (kN)

230 9,00 9,00 16,96 20 3,0% 61 1.029,19 221 0,00 0,00 0,00 0 0 0,00 Total 9,00 1.029,19

120



(kN) (t)



A.3.5 Alonso (2000)






Cota (m)

Profund. (m)

∆L (m)

∆L.U (m²)

N (médio)

fs (kPa)

rl (kN/m²)

∆Lx U x rl (kN)

230 9,00 9,00 16,96 20 132 85,64 1.452,86 221 0,00 0,00 0,00 0 0 0,00 0,00

9,00 1.452,86



121












(kN) (t)






Resistência de ponta Atrito Lateral

Kkr 250 Somatório SPT (fuste) 142

Diâmetro (m) 0,60 Diâmetro (m) 0,60 SPT (ponta) 48 Fator de Segurança 2,00 Fator de Segurança 2,0 Comprimento (m) 9,00


122



(kN) (t)









Xl 267,66




(kN) (t)



123





Déc. &

Quar. Déc.

Ant. &

Cabr. Alon.

Gotl. et

al.**

Karez &

Roch

Vorc. &

Vell.



Prova Carga

(média)

PL 46 110 110 103 145 253 131 344 287 316

PP 104 163 49 113 142 288 339 130 67 99

PR 150 273 159 216 287 500 470 312 474 354 414

Padm* 57 137 80 108 144 250 164 156 316 236 368


A.4 APOIO 6 (AP6)








do métodos de Aoki & Velloso (1975).

Cota inicio

camada (m)

∆L (m)

N (médio)

K (MN/m²)

α (%)

Rp (kN/m²)

Rl (kN/m²)

rl (kN/m²)

∆L x rl (kN/m)

230 6,00 25 0,23 3,4 5.750,00 195,50 32,58 195,50 224,00 75 0,23 3,4 17.250,00 586,50 97,75 0,00 Total 6,00 195,50

124


CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 997,1 kN 100 Toneladas

CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 460,6 kN 46 Toneladas






fs = 60,00 kN/m² qp = 6.000,00 kN/m²

RESISTÊNCIA LATERAL - PL 678,6 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 508,9 kN



125





RESISTÊNCIA LATERAL - PL 678,6 kN RESISTÊNCIA DE PONTA - PP 508,9 kN









Cota (m)

Profund. (m)

∆L (m)

∆L.U (m²)

N (médio)

B1 (%)

B1.N (kPa)

∆Pl (kN)

230 9,00 6,00 11,31 25 3,0% 75 848,23 224 0,00 0,00 0,00 0 0 0,00 Total 6,00 848,23

126



(kN) (t)

CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 990 99

CARGA ADMISSÍVEL NBR-6122 990 99

A.4.5 Alonso (2000)






Cota (m)

Profund. (m)

∆L (m)

∆L.U (m²)

N (médio)

fs (kPa)

rl (kN/m²)

∆Lx U x rl (kN)

230 9,00 6,00 11,31 19 124 80,46 910,04 224 0,00 0,00 0,00 0 0 0,00 0,00 Total 6,00 910,04


CARGA ADMISSÍVEL TEÓRICA 1.101,8 kN 110 Toneladas CARGA ADMISSÍVEL-NBR 6122 1.101,8 kN 110 Toneladas


127










(kN) (t)







Resistência de ponta Atrito Lateral Kkr 250 Somatório SPT (fuste) 150 Diâmetro (m) 0,60 Diâmetro (m) 0,60 SPT (ponta) 75 Fator de Segurança 2,00 Fator de Segurança 2,0 Comprimento (m) 6,00




128

(kN) (t)








Xl 282,74




(kN) (t)



129





Déc. &

Quar. Déc.

Ant. &

Cabr. Alon.

Gotl. et

al.**

Karez &

Roch

Vorc. &

Vell.



Prova Carga

(média)

PL 37 68 68 85 91 200 139 361 237 299

PP 163 170 51 113 129 450 530 189 243 216

PR 199 238 119 198 220 500 669 327 550 480 515

Padm* 46 85 59 99 110 250 173 163 367 320 458


130

ANEXO B

PLANTAS DO PROJETO DA OBRA ESTUDADA

2(duas) Plantas entregues impressas Páginas 131 e 132.

133

ANEXO C

RELATÓRIO DE SONDAGEM

Documents

Guido Martins de Andrade - ENGENHARIA CIVILcivil.uefs.br/DOCUMENTOS/GUIDO MARTINS DE ANDRADE.pdf · Guido Martins de Andrade FUNDAÇÃO EM ESTACA HÉLICE CONTÍNUA: ESTUDO DE CASO