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UNIVERSIDADE FEDERAL DE SANTA MARIA
CENTRO DE TECNOLOGIA
PROGRAMA DE PÓS-GRADUAÇÃO EM ENGENHARIA CIVIL
COMPORTAMENTO À COMPRESSÃO DE ESTACAS
ESCAVADAS DE PEQUENO DIÂMETRO EM SOLO
SEDIMENTAR NA REGIÃO DE SANTA MARIA
DISSERTAÇÃO DE MESTRADO
Fabiano Alexandre Nienov
Santa Maria, RS, Brasil
2006
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ii
PPGEC/UFSM,RS NIENOV, Fabiano Alexandre Mestre 2006
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iii
COMPORTAMENTO À COMPRESSÃO DE ESTACAS
ESCAVADAS DE PEQUENO DIÂMETRO EM SOLO
SEDIMENTAR NA REGIÃO DE SANTA MARIA
Por
Fabiano Alexandre Nienov
Dissertação apresentada ao Curso de Mestrado do Programa de Pós-Graduação
em Engenharia Civil, na Área de Concentração em Construção Civil e
Preservação Ambiental, da Universidade Federal de Santa Maria (UFSM, RS),
como requisito parcial para obtenção do grau de
Mestre em Engenharia Civil
Orientador: Prof. Rinaldo José Barbosa Pinheiro
Santa Maria, RS, Brasil
2006
iv
Universidade Federal de Santa Maria
Centro de Tecnologia
Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil
A Comissão Examinadora , abaixo assinada,
aprova a Dissertação de Mestrado
COMPORTAMENTO À COMPRESSÃO DE ESTACAS ESCAVADAS
DE PEQUENO DIÂMETRO EM SOLO SEDIMENTAR NA REGIÃO DE
SANTA MARIA
elaborada por
Fabiano Alexandre Nienov
Com requisito parcial para obtenção do grau de
Mestre em Engenharia
COMISSÃO EXAMINADORA:
Rinaldo José Barbosa Pinheiro, Dr.
(Presidente/Orientador)
José Mário Doleys Soares, Dr. (UFSM)
Fernando Schnaid, Ph. D. (UFRGS)
Santa Maria, 27 de outubro de 2006.
v
Aos meus familiares.
À memória de minha mãe.
vi
AGRADECIMENTOS
Quero expressar meu agradecimento às seguintes pessoas e instituições:
A todos os professores do Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil pelas
informações e orientações durante o curso de Mestrado;
Aos bolsistas Juliano Carvalho e Ricardo e aos colegas Valdi Spohr, Ivair Pasquali e
Leandro Miozzo que auxiliaram na realização dos ensaios;
Ao diretor do Laboratório de Materiais de construção Civil (LMCC), Paulo Obregon
do Carmo, e aos funcionários, João, Marialva e Vitor, que colaboraram com a pesquisa;
Ao secretário do curso do Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil, Eliomar,
por agilizar os trâmites legais junto à instituição;
À empresa Geocentro Geologia, Engenharia e Estaqueamento LTDA e Santa Maria
Construções LTDA por ter colaborado com este trabalho;
A CAPES por conceder um auxílio financeiro através de bolsa de estudos;
Ao Prof. José Mario que contribuiu muito no desenvolvimento desta dissertação;
E, especialmente ao Prof. Rinaldo pela orientação e incentivo para conclusão deste
trabalho.
vii
RESUMO
Dissertação de Mestrado
Programa de Pós-Graduação em Engenharia Civil
Universidade Federal de Santa Maria, RS, Brasil
COMPORTAMENTO À COMPRESSÃO DE ESTACAS ESCAVADAS
DE PEQUENO DIÂMETRO EM SOLO SEDIMENTAR NA REGIÃO DE
SANTA MARIA
A
UTOR: FABIANO ALEXANDRE NIENOV
ORIENTADOR: RINALDO J. B. PINHEIRO
Data e Local da Defesa: Santa Maria, 27 de outubro de 2006
Neste trabalho estuda-se o comportamento de estacas escavadas de pequeno diâmetro
à compressão executadas em solo sedimentar no Campo Experimental em Engenharia
Geotécnica da UFSM (CEEG/UFSM). Na engenharia geotécnica os projetos de fundações
superficiais e profundas são condicionados pela capacidade de carga e pelos recalques
admissíveis. Na região de Santa Maria as obras geotécnicas e os projetos de fundações
apresentam um caráter eminentemente empírico. Portanto, a pesquisa desenvolvida no
CEEG/UFSM vem suprir esta deficiência do conhecimento regional, por meio de estudos e
pesquisas destinadas à previsão do comportamento de fundações de uso corrente na região. O
CEEG já está implementado com as investigações preliminares do subsolo, ensaios de
caracterização e geotécnicos já realizados por Emmer (2004). A atual fase compreende o
projeto e execução de fundações para verificação do comportamento. Para tal foram
executadas seis estacas de 0,20m de diâmetro com profundidades variáveis de 3,0 a 5,3m e
realizadas provas de carga estática com carregamento lento onde foram aplicados diferentes
critérios de interpretação curva carga-recalque para definição da ruptura. As previsões de
capacidade de carga são obtidas por meio de métodos de correlação com sondagens à
penetração (SPT) e por métodos teóricos, sendo essas previsões posteriormente comparadas
às cargas de ruptura obtidas nos ensaios e interpretadas segundo a Norma Brasileira. A
comparação entre os resultados de provas de carga e os valores de capacidade de carga
calculados pelos métodos estudados, mostram que, para as estacas situadas na camada argilo-
arenosa, esses métodos subestimam os valores da capacidade de carga total e superestimam os
valores da capacidade de carga total para as estacas apoiadas na camada arenosa.
Palavras-chaves: Geotecnia, Fundações Profundas, Prova de Carga.
viii
ABSTRACT
Mastering Dissertation
Post-Graduation Program in Civil Engineering
Universidade Federal de Santa Maria, RS, Brazil
THE BEHAVIOR OF SMALL-DIAMETER BORED PILES TESTED
UNDER COMPRESSION IN SEDIMENTARY SOIL IN THE REGION
OF SANTA MARIA
A
UTHOR: FABIANO ALEXANDRE NIENOV
A
DVISOR: RINALDO J. B. PINHEIRO
Date and Local of Defense: Santa Maria, October 27, 2006.
In this work we study the behavior of excavated small-diameter props to the executed
compression in sedimentary soil at the Experimental testing site of Geotechnical Engineering
at UFSM(CEEG/UFSM). In geotechnical engineering the projects of superficial and deep
foundations are limited by the load capacity and by the permissible stress. In the region of
Saint Maria geotechnical workmanships and the projects of foundations present an eminently
empirical character. Therefore, the research developed at the CEEG/UFSM comes to supply
this deficiency of the regional knowledge, by means of studies and research destined to the
forecast of the behavior of various foundations of current use in the region. The CEEG has
already implemented this with the preliminary inquiries of the subsoil investigation,
characterization and geotechnical assays already carried out by Emmer (2004). The current
phase consists of the project and execution of foundations that will undergo behavior
verification. For such six props of 0,20m of diameter with changeable depths going from 3.0
to 5.3 meters had been executed and submitted to static load tests with slow loads where
different criteria of arched interpretation had been applied to the load-displacement curve to
define rupture. The estimates of bearing capacity are obtained by means of correlation
methods with standard penetration tests (SPT) and by theoretical methods, being these
forecasts later compared with the loads of rupture gotten in the assays and interpreted
according to the Brazilian Norm. The comparison between the results of the load tests and the
values of load capacity calculated by the studied methods, show that, for the props situated in
the sandy-clay layer, these methods underestimate the values of the total load capacity and
overestimate the values of the total load capacity for the piles supported over sandy layer.
Word-keys: Geotechnic, Deep Foundation, Load Test.
ix
LISTA DE FIRGURAS
CAPÍTULO 2
Figura 2. 1 – Esquema da capacidade de carga de fuste e ponta da estaca, figura (a) parcelas
totais, (b) parcelas unitárias
...................................................................................5
Figura 2. 2 – Mecanismo de ruptura em estacas (Vesic, 1965)..................................................6
Figura 2. 3 – Efeitos da execução de estacas escavadas sobre o terreno....................................7
Figura 2. 4 – Comparação dos Tempos de execução das provas de carga (Fellenius, 1975)...12
Figura 2. 5 – Curva carga-recalque típica (Fellenius, 1975) ....................................................12
Figura 2. 6 – Extrapolação da curva carga-recalque segundo Van der Veen (Velloso e Lopes,
2002)
....................................................................................................................13
Figura 2. 7 – Curva carga-recalque de uma estaca em escalas diferentes distintas (Van der
Veen, 1953)
.........................................................................................................14
Figura 2. 8 – (a) Curvas carga-deslocamento típicas de provas de carga com carregamento
axial, (b) Simplificação da curva carga-recalque para estacas escavadas (Hirany
e Kulhawy, 1989)
................................................................................................15
Figura 2. 9 – Curva carga-recalque de estaca a partir da combinação do comportamento do
fuste com o da ponta: (a) estaca esbelta e (b) tubulão com base alargada
(Burland e Cooke, 1974)
.....................................................................................16
Figura 2. 10 – Interpretação da curva carga-recalque (Velloso e Lopes, 2002).......................17
Figura 2. 11 – Aplicação do método de interseção de tangentes (Hirany e Kulhawy, 1989) ..19
Figura 2. 12 – Definição da carga de ruptura, método “slope tangent” ...................................20
Figura 2. 13 – Método de Mazurkiewicz..................................................................................21
Figura 2. 14 – Método de Massad (1986).................................................................................22
Figura 2. 15 – Método de Chin (Apud Godoy, 1983) ..............................................................23
Figura 2. 16 – Método da Rigidez (Décourt, 1996) .................................................................24
Figura 2. 17 – Método de Brinch Hansen/80% ........................................................................25
CAPÍTULO 3
Figura 3. 1 – Disposição das estacas de reação e estacas de compressão ................................43
x
Figura 3. 2 - Perfil das estacas de reação e estacas de compressão..........................................43
Figura 3. 3 - Execução da estaca de reação com o caminhão perfuratriz.................................44
Figura 3. 4 - Equipamento utilizado para execução das estacas de compressão......................44
Figura 3. 5 - Colocação da armadura de reação .......................................................................45
Figura 3. 6 - Blocos de coroamento e pilares desformados......................................................46
Figura 3. 7 – (a) Manômetro e (b) macaco hidráulico..............................................................47
Figura 3. 8 - Disposição dos defletômetros sobre o bloco .......................................................47
Figura 3. 9 - Fixação das chapas metálicas nas barras de ancoragem dos pilares....................48
Figura 3. 10 – Montagem do sistema e realização da pré-carga...............................................49
CAPÍTULO 4
Figura 4. 1 - Vista da área do CEEG/UFSM ............................................................................51
Figura 4. 2 - Localização do Município de Santa Maria no Estado do RS, e do CEEG no
Campus da UFSM
...............................................................................................52
Figura 4. 3 - Croqui do CEEG/UFSM......................................................................................53
Figura 4. 4 - Trincheira TP-1 aberta para retirada de amostras indeformadas (Emmer, 2004)54
Figura 4. 5 - Interpretação das sondagens a percussão do CEEG/UFSM ................................56
Figura 4. 6 - Variação do limite de liquidez (LL), limite de plasticidade (LP), índice de
plasticidade (IP) e teor de umidade natural (wn) com a profundidade
...............59
Figura 4. 7 - Envoltória da resistência ao cisalhamento direto para valores máximos, médios e
mínimos na ruptura em solo com umidade natural
.............................................60
Figura 4. 8 - Envoltória da resistência ao cisalhamento direto para valores máximos, médios e
mínimos na ruptura em solo saturado
.................................................................61
CAPÍTULO 5
Figura 5. 1 – Curva carga-recalque das estacas ensaiadas .......................................................62
Figura 5. 2 – Curva carga-recalque da estaca EC1...................................................................63
Figura 5. 3 – Curva carga-recalque da estacaEC2....................................................................64
Figura 5. 4 – Curva carga-recalque da estaca EC3...................................................................65
Figura 5. 5 – Curva carga-recalque da estaca EC4...................................................................66
Figura 5. 6 – Curva carga-recalque da estaca EC5...................................................................67
Figura 5. 7 – Curva carga-recalque da estaca EC6...................................................................68
xi
Figura 5. 8 – Determinação da parcela resistência lateral, Décourt (2002)..............................69
Figura 5. 9 –Relação entre as cargas de ruptura determinada a partir da interpretação da curva
carga recalque das provas de carga com o critério da NBR 6122.
......................71
Figura 5. 10 - Carga de ruptura prevista pelos métodos teóricos para as estacas ensaiadas
comparadas com os valores determinados pelo Critério da NBR 6122
..............76
Figura 5. 11 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos teóricos) e medida (Critério
da NBR 6122), para estaca EC1 e EC2 (3m).
.....................................................76
Figura 5. 12 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos teóricos) e medida (Critério
da NBR 6122), para estaca EC3 e EC4 (4m).
.....................................................77
Figura 5. 13 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos teóricos) e medida (Critério
da NBR 6122), para estaca EC5 (5,2) e EC6 (5,3m).
.........................................77
Figura 5. 14 - Carga de ruptura prevista pelos métodos semi-empíricos para as estacas
ensaiadas comparadas com os valores determinados pelo Critério da NBR 6122.
.............................................................................................................................80
Figura 5. 15 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos semi-empíricos) e medida
(Critério da NBR 6122), para estaca EC1 e EC2 (3,0m).
...................................80
Figura 5. 16 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos semi-empíricos) e medida
(Critério da NBR 6122), para estaca EC3 e EC4 (4,0m).
...................................81
Figura 5. 17 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos semi-empíricos) e medida
(Critério da NBR 6122), para estaca EC5 (5,2) e EC6 (5,3m).
...........................81
Figura 5. 18 - Relação entre a carga lateral prevista (métodos semi-empíricos) e medida
(Critério da NBR 6122), para estaca EC1 e EC2 (3m).
......................................82
Figura 5. 19 - Relação entre a carga lateral prevista (métodos semi-empíricos) e medida
(Critério da NBR 6122), para estaca EC3 e EC4 (4,0m).
...................................83
Figura 5. 20 - Relação entre a carga lateral prevista (métodos semi-empíricos) e medida
(Critério da NBR 6122), para estaca EC4 (5,20m) e EC5 (5,3m).
......................83
Figura 5. 21 – Relação entre a carga de ponta prevista (métodos semi-empíricos) e medida
(Critério da NBR 6122), para estaca EC1 e EC2 (3,0m).
...................................84
Figura 5. 22 - Relação entre a carga de ponta prevista (métodos semi-empíricos) e medida
(Critério da NBR 6122), para estaca EC3 e EC4 (4m).
......................................84
Figura 5. 23 - Relação entre a carga de ponta prevista (métodos semi-empíricos) e medida
(Critério da NBR 6122), para estaca EC5 (5,2m) e EC6 (5,3m).
........................85
Figura 5. 24 – Relação da carga de ruptura prevista (métodos semi-empíricos) e a medida
(critério da NBR 6122) para todas as estacas ensaiadas.
............................................ 85
xii
LISTA DE TABELAS
CAPÍTULO 2
Tabela 2. 1 – Características gerais dos tipos de estacas usuais no Estado do RS (adaptado de
Militistky, 2004)
....................................................................................................9
Tabela 2. 2 – Valores de K e propostos por Aoki e Velloso (1975), Danziger (1982),
Laprovitera (1988) e Monteiro (1997)
................................................................32
Tabela 2. 3 - Valores de K e para cidade de São Paulo (Alonso 1981).................................33
Tabela 2. 4 – Valores de F
1
e F
2
(Aoki e Velosso,1975; Laprovitera,1988; Benegas,1993; e
Monteiro,1977)
....................................................................................................34
Tabela 2. 5 – Valores de atrito lateral ou adesão (Décourt e Quaresma, 1978) .......................35
Tabela 2. 6 – Fator característico do solo (C)...........................................................................35
Tabela 2. 7 – Valores de e em função do tipo de estaca e do tipo de solo (Décourt 1996)36
Tabela 2. 8 – Valores de a, b, a’, b’ obtidos por Velloso (1981)..............................................37
Tabela 2. 9 – Valores de M
1
e M
2
(Militistky e Alves, 1985)..................................................38
Tabela 2. 10 – Valores do parâmetro e de Teixeira (1996)................................................39
Tabela 2. 11 – Grupo de solos e equações para previsão da carga de ruptura de estacas
escavadas (adaptado de Velloso e Lopes, 2002)
.................................................40
Tabela 2. 12 – Coeficiente e ...............................................................................................41
CAPÍTULO 3
Tabela 3. 1 - Características do concreto utilizado...................................................................45
CAPÍTULO 4
Tabela 4. 1 - Descrição morfológica da trincheira (TP-1) adaptado de Emmer (2004)...........55
Tabela 4. 2 - Resumo dos ensaios de caracterização realizados do CEEG adaptado de Emmer
(2004)
..................................................................................................................57
Tabela 4. 3 - Resumo da determinação dos índices físicos, análise química e mineralógica dos
ensaios realizados no CEEG adaptado de Emmer (2004)
...................................57
xiii
Tabela 4. 4 - Resumo dos resultados dos ensaios de adensamento e de resistência realizados
no CEEG adaptados de Emmer (2004) ...............................................................58
Tabela 4. 5 - Umidade natural, peso específico real dos grãos e limite de consistência com a
profundidade no local de execução das estacas
..................................................59
Tabela 4. 6 - Valores de resistência ao cisalhamento direto (pico)..........................................60
CAPÍTULO 5
Tabela 5. 1 – Carga de Ruptura medida considerando os métodos apresentados ....................70
Tabela 5. 2 – Resistência total (Q
R
), de ponta (Q
P
) e lateral (Q
L
) das estacas através do critério
da NBR 6122.
......................................................................................................72
Tabela 5. 3 – Valores das resistências à penetração dinâmica (N
SPT
) ......................................73
Tabela 5. 4 - Previsão da carga de ruptura pelos métodos teóricos para as estacas de 0,2m de
diâmetro e 3,00, 4,00 e 5,25m de comprimento
..................................................75
Tabela 5. 5 - Previsão da carga de ruptura pelos métodos semi-empíricos para as estacas de
0,2m de diâmetro e 3,00, 4,00 e 5,25m de comprimento
....................................79
xiv
LISTA DE ABREVIATURAS E SÍMBOLOS
A : área da seção transversal da estaca, NBR 6122
ABNT : Associação Brasileira de Normas Técnicas
A
P : área da seção transversal na ponta da estaca
A
L : área lateral do fuste da estaca
C : coeficiente para resistência de ponta em função do tipo de solo
C
1
: coeficiente angular da reta (método de Brinch Hanser /80%)
C
2
: coeficiente de intercepto no eixo das ordenadas (Brinch Hanser /80%)
D : diâmetro da estaca
D
b diâmetro da base da estaca, método P.P.C. Velloso
D
f
: diâmetro do fuste da estaca, método P.P.C. Velloso
CLT ou SCT : Cyclic Load Test ou Swedish Cyclic Test - ensaio cíclico de carga ou en38 Tm(a)Tj12 12ca 984 544.70038 Tmens
xv
XP : coeficiente para determinação da parcela da resistência lateral da estaca, plo método
Vorcaro-Velloso
XF : coeficiente para determinação da parcela da resistência da ponta da estaca, plo
método Vorcaro-Velloso
a : coeficiente de ajuste, Método Van der Veen
a
1
: área lateral total do amostrador SPT
a,b,a’,b’ : parâmetros de correlações entre a sondagem de percussão e o ensaio de cone
do método P.P.C.Velloso.
ap :área de ponta do amostrador SPT
c : coesão do solo
d
c : diâmetro da ponta do cone utilizado no ensaio CPT, Método P.P.C. Velloso
f
S : atrito lateral médio do CPT para cada L
q
c : resistência de ponta no ensaio CPT
g :aceleração da gravidade
q
L
: resistência lateral unitária
q
p : resistência ponta da estaca unitária
r : deslocamento da cabeça da estaca
r
U : recalque de ruptura convencional, NBR 6122
w : deslocamento da cabeça da estaca
w
nat : umidade natural
: coeficiente, métodos de previsão de capacidade de carga
: coeficiente, métodos de previsão de capacidade de carga
γ : peso específico do solo
δ : ângulo de atrito entre o solo e o concreto da estaca
L : espessura de cada camada de solo considerada
: penetração do golpe (Método da UFRGS)
: coeficiente função do tipo de carregamento atuante sobre a estaca, Método
P.P.C. Velloso
’
h
: tensão efetiva horizontal do solo
v
: tensão vertical do solo;
’
v
: tensão vertical efetiva do solo;
’
vm
: tensão vertical efetiva de pré-adensamento do solo;
φ
: ângulo de atrito interno
φ
’ : ângulo de atrito interno efetivo
1
: representa a eficiência do golpe (Método da UFRGS)
2
: representa a eficiência das hastes (Método da UFRGS)
3
: representa a eficiência do sistema (Método da UFRGS)
xvi
SUMÁRIO
RESUMO .................................................................................................................................vii
ABSTRACT.............................................................................................................................viii
LISTA DE FIRGURAS ............................................................................................................ix
LISTA DE TABELAS .............................................................................................................xii
LISTA DE ABREVIATURAS E SÍMBOLOS....................................................................... xiv
1. INTRODUÇÃO...................................................................................................................1
1.1. Objetivo Geral.........................................................................................................................1
1.2. Objetivos Específicos ..............................................................................................................1
1.3. Estrutura da Dissertação........................................................................................................2
2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA ...........................................................................................3
2.1. Introdução ...............................................................................................................................3
2.2. Fundações Profundas .............................................................................................................3
2.1.1. Interação solo-estrutura.................................................................................................................. 5
2.1.2. Estacas Escavadas.......................................................................................................................... 7
2.3. Provas de Carga....................................................................................................................10
2.3.1. Definição da Carga de ruptura a partir da extrapolação da curva carga-recalque ........................12
2.3.2. Interpretação da Curva Carga-Recalque.......................................................................................13
2.3.2.1. Critérios que se baseiam em valores absolutos ou relativos de recalques.................................... 17
2.3.2.2. Critérios que aplicam uma regra geométrica à curva ................................................................... 18
a) Norma Sueca e De Beer ............................................................................................................... 18
b) Método de Butller e Hoy.............................................................................................................. 18
c) Método de Interseção de Tangentes............................................................................................. 18
d) Método de Inclinação de Tangentes............................................................................................. 19
2.3.2.3. Critérios que buscam uma assíntota vertical................................................................................ 20
a) Método de Van der Veen .............................................................................................................20
b) Método Mazurkiewicz ................................................................................................................. 21
c) Método Massad............................................................................................................................ 21
d) Método de Chin............................................................................................................................ 23
e) Método da Rigidez....................................................................................................................... 23
f) Método de Brinch Hansen............................................................................................................ 24
2.3.2.4. Critérios que caracterizam a ruptura por encurtamento elástico .................................................. 25
a) Método de Davisson (Norma Canadense).................................................................................... 25
b) Norma Brasileira.......................................................................................................................... 25
2.4. Métodos Para Previsão da Capacidade de Carga..............................................................26
2.4.1. Métodos Racionais ou Teóricos ...................................................................................................26
2.4.1.1. Resistência de Ponta..................................................................................................................... 27
a) Método de Terzaghi e Peck.......................................................................................................... 28
2.4.1.2. Resistência Lateral ....................................................................................................................... 28
a) Método de Kézdi.......................................................................................................................... 29
b) Método de Chandler..................................................................................................................... 29
c) Método de Burland....................................................................................................................... 30
d) Método de Touma e Reese........................................................................................................... 30
2.4.2. Métodos Semi-Empíricos............................................................................................................. 31
2.4.2.1. Método de Aoki e Velloso ...........................................................................................................31
2.4.2.2. Método de Décourt e Quaresma................................................................................................... 34
2.4.2.3. Método de P.P.C. Velloso............................................................................................................ 36
2.4.2.4. Proposta Milititsky e Alves.......................................................................................................... 38
2.4.2.5. Método de Teixeira ...................................................................................................................... 38
xvii
2.4.2.6. Método Vorcaro-Velloso ............................................................................................................. 39
2.4.2.7. Método da UFRGS....................................................................................................................... 40
3. PROGRAMA EXPERIMENTAL ....................................................................................42
3.1. Execução das Estacas............................................................................................................42
3.2. Equipamentos Utilizados na Prova de Carga.....................................................................46
3.3. Prova de Carga Estática.......................................................................................................48
4. ÁREA DE ESTUDO.........................................................................................................51
4.1. Considerações Iniciais ..........................................................................................................51
4.1.1. Geologia....................................................................................................................................... 54
4.1.2. Pedologia...................................................................................................................................... 54
4.2. Sondagens de Simples Reconhecimento..............................................................................55
4.3. Caracterização Geotécnica dos Solos do CEEG/UFSM ....................................................56
5. APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS..................................................62
5.1. Comportamento das Curvas Carga-Recaque ....................................................................62
5.2. Interpretação da Curva Carga-Recalque ...........................................................................69
5.2.1. Determinação da Carga de Ruptura ............................................................................................. 69
5.2.2. Determinação da Carga Lateral e de Ponta .................................................................................. 72
5.3. Análise do Desempenho de Previsão da Capacidade de Carga ........................................73
5.3.1. Métodos Teóricos......................................................................................................................... 74
5.3.2. Métodos semi-empíricos .............................................................................................................. 77
6. CONCLUSÕES E SUGESTÕES.....................................................................................87
6.1. CONCLUSÕES.....................................................................................................................87
a) Quanto ao comportamento das provas de carga........................................................................... 87
b) Quanto à determinação da carga de ruptura pela análise da curva carga-recalque....................... 87
c) Quanto aos métodos de previsão da capacidade de carga total ....................................................88
d) Quanto à previsão da parcela da resistência lateral...................................................................... 89
e) Quanto à previsão da parcela da resistência de ponta .................................................................. 90
6.2. SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS..................................................................90
REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ...................................................................................91
ANEXOS ................................................................................................................................100
ANEXO I: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque
para os métodos de Davisson (1972) , NBR 6122 (1996) e a Prática Inglesa.
.....................101
ANEXO II: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque
para os métodos de Intersecção das Tangentes (1983) e Inclinação das Tangentes (1983)
..105
ANEXO III: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque
para o método de Van der Veen (1956)
................................................................................109
ANEXO IV: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque
para o método de Mazurkiewicz (1972)
...............................................................................115
ANEXO V: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque
para o método de Masad (1986)
...........................................................................................119
ANEXO VI: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque
para o método de Chin (1970)
..............................................................................................122
ANEXO VII: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque
para o método da Rigidez (1996)
..........................................................................................124
xviii
ANEXO VIII: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque
para o método Brinch Hansen 80% (1963)
...........................................................................126
ANEXO IX: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque
para o método Butller e Hoy (Aoki e outros 1998)
..............................................................128
ANEXO X: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-Recalque
para o método De Beer ( 1967 – 1968)
.................................................................................131
Capítulo 1 - Introdução
1. INTRODUÇÃO
Com o uso freqüente de estacas escavadas de pequeno diâmetro na engenharia de
fundações na região de Santa Maria, por ser de rápida execução e possuir empresas próximas
que oferecem esse serviço, surgiu à necessidade de fazer um estudo mais aprofundado do seu
comportamento para cargas de compressão.
Muitas empresas, que prestam o serviço de projetos e execução de fundações em
estacas escavadas, utilizam métodos consagrados em seu dimensionamento, principalmente
métodos baseados no ensaio SPT (Standard Penetration Test), cujo banco de dados foi
estabelecido a partir de provas de carga realizadas em outras regiões do país e aliados a
experiência de obras.
A pesquisa realizada vem dar continuidade ao programa que está sendo realizado no
Campo Experimental de Engenharia Geotécnica da Universidade Federal de Santa Maria
(CEEG/UFSM), com o primeiro trabalho de Emmer (2004), Implantação do Campo
Experimental de Engenharia Geotécnica da UFSM, e outros que estão em andamento, entre
os quais a avaliação de desempenho de prova de carga em estacas pré-moldadas e prova de
carga em placas.
1.1. Objetivo Geral
O objetivo consiste em avaliar o comportamento à compressão das estacas escavadas
de pequeno diâmetro, muito utilizado em obras de engenharia de fundações da região de Santa
Maria, interpretados por meio da curva carga-recalque. A comparação desses resultados com
métodos de previsão de capacidade de carga baseados principalmente no ensaio de SPT
fundamentam a presente pesquisa.
1.2. Objetivos Específicos
Para contribuir com o desenvolvimento de projetos e execução de fundações na região
de Santa Maria, este trabalho tem os seguintes objetivos específicos:
Capítulo 1 - Introdução
2
a) fazer uma revisão bibliográfica de execução e interpretação de provas de carga
estática e de métodos de previsão de capacidade carga;
b) interpretar dados de ensaios realizados na pesquisa anterior para poder estimar a
capacidade de carga das estacas ensaiadas;
c) analisar as curvas carga-recalque para determinar a carga de ruptura pelos métodos
citados na revisão bibliográfica;
d) avaliar e confrontar diversos métodos de dimensionamento de fundações;
e) estabelecer um banco de dados que auxilie os profissionais de engenharia nos
projetos e execução de obras na região.
1.3. Estrutura da Dissertação
A estrutura da dissertação está apresentada em seis capítulos e um anexo:
O primeiro capítulo mostra a importância de um estudo sistemático do comportamento
de estacas escavadas de pequeno diâmetro na região de Santa Maria.
No segundo capítulo, aborda-se a revisão bibliográfica dos procedimentos para
execução de provas de carga estática, os critérios de interpretação da curva carga-recalque, e
os métodos para determinação da carga de ruptura.
No terceiro capítulo é mostra toda parte experimental com descrição da execução das
estacas, dos equipamentos empregados e a metodologia adotada no ensaio.
No quarto capítulo, faz-se a caracterização do campo experimental. No capítulo 5 é
realizada uma análise dos resultados obtidos considerando as diferentes interpretações e as
características das estacas ensaiadas. São avaliados também os métodos de previsão descritos
no segundo capítulo com base nos resultados experimentais.
No sexto capítulo são expostas as conclusões da dissertação e sugestões para futuros
trabalhos.
Nos anexos são apresentados graficamente os métodos para determinação da carga de
ruptura, pelo ensaio de prova de carga, apresentados no capítulo 2.
Capítulo 2 – Revisão Bibliográfica
2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
Este capítulo aborda uma revisão da literatura sobre aspectos importantes relacionados a
fundações em estacas escavadas de pequeno diâmetro, provas de carga e métodos de previsão
de capacidade carga.
2.1. Introdução
Na engenharia de fundações na região de Santa Maria em obras de pequeno porte são
utilizadas com freqüência estacas escavadas de pequeno diâmetro. Vários estudos foram
realizados no Rio Grande do Sul, abordando métodos de previsão de comportamento de
fundações que utilizam sondagens à percussão e o seu desempenho. Destacam-se os trabalhos
de Alves (1984), Meksraitis (1988), Matos (1989), Prezzi (1990), Ramires (1993), Goulart
(2001), Novas (2002) e Emmer (2004) que abordam processos construtivos, métodos de
previsão de comportamento, problemas de execução e comparação entre os métodos. Porém
considera-se que existe ainda a necessidade de se realizarem estudos regionais para uma
melhor avaliação do comportamento de fundações.
2.2. Fundações Profundas
Fundação profunda, segundo a NBR 6122/96, é o elemento que transmite a carga ao
terreno pela base (resistência de ponta), por sua superfície lateral (resistência de fuste) ou por
uma combinação das duas. A ponta deve estar apoiada em profundidade superior ao dobro de
sua menor dimensão em planta, e no mínimo três metros salvo justificativa. Nesse tipo de
fundação incluem-se as estacas, os tubulões e os caixões. A Figura 2.1 apresenta um esquema
ilustrativo do funcionamento de uma fundação profunda tipo estaca.
As estacas são elementos de fundação profunda executadas inteiramente por
equipamentos ou ferramentas, sem que, em qualquer fase de sua execução, haja necessidade
do operário descer ao interior da escavação. Os materiais empregados podem ser, madeira,
aço, concreto pré-moldado, concreto moldado in situ ou misto.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
4
Os tubulões são cilíndricos, em que, pelo menos na etapa final, há descida de operários
ao seu interior. Pode ser feito a céu aberto ou sob ar comprimido (pneumático) podendo ser
sua base alargada. Pode ser executado com revestimento, constituído de aço ou concreto. No
caso de revestimento de aço (camisa metálica) este pode ser recuperado. Caixão é o elemento
de fundação profunda de forma prismática, concretado na superfície e instalado por escavação
interna. Na sua instalação, pode-se usar ar comprimido e sua base pode ser alargada.
As fundações por estacas podem ser classificadas de acordo como o material e o
processo executivo. As estacas classificadas pelo tipo de material são construídas de madeira,
concreto, aço ou mistas. Já pelo método ou processo de execução são classificadas em estacas
com ou sem deslocamento, Milititsky (2004).
As estacas de deslocamento são aquelas introduzidas no terreno por meio de algum
processo que não promova retirada de solo. Enquadram-se neste tipo as estacas pré-moldadas
de concreto, estacas metálicas, estacas de madeira, estacas Franki e estacas Omega. Estacas
sem deslocamento ou escavadas são aquelas executadas in loco por meio da perfuração do
terreno, com remoção de material. As estacas escavadas manualmente ou mecanicamente,
estacas tipo Strauss, barretes, estacões, hélices contínuas e estacas injetadas são classificadas
como estacas sem deslocamento.
Fundações profundas por estacas são recomendadas principalmente quando se deseja
transmitir a carga da estrutura por meio de material de baixa capacidade de carga até atingir
uma camada mais profunda com capacidade de carga adequada. Desta maneira pode-se
desenvolver capacidade de carga pelo atrito entre a estaca e o solo. Milititsky (1996) cita que
esse tipo de fundação é utilizada quando existem cargas laterais e esforços de tração a serem
resistidas. Seu objetivo é melhorar a capacidade de carga dos solos com elementos cravados
(somente em solos granulares), eliminar ou diminuir recalques indesejáveis, transferir cargas
de zonas facilmente erodíveis até camadas mais estáveis, ancorar estruturas sujeitas a
empuxos ou esforços de tombamento e formar uma estrutura de contenção quando executadas
em grupo.
A capacidade de carga de uma fundação profunda tipo estaca pode ser decomposta em
duas parcelas: uma resistência de ponta ou base e uma resistência lateral ou de atrito,
conforme ilustrado na Figura 2.1 e apresentado na equação a seguir:
PLR
QQQ
+
=
(2.1)
sendo: Q
R
: resistência total à compressão
Q
L
: resistência lateral
Q
P
: resistência de ponta.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
5
QP
QL
QR
D ou B
L
L
ql
q
p
QR
(a) (b)
Figura 2. 1 – Esquema da capacidade de carga de fuste e ponta da estaca, figura (a) parcelas totais, (b)
parcelas unitárias
LLL
AqQ .
=
(2.2)
PPP
AqQ .
=
(2.3)
Q
L
: resistência lateral;
Q
P
: resistência de ponta;
q
L
: resistência lateral unitária;
q
P
: resistência de ponta unitária;
A
L
: área da superfície lateral da estaca;
A
P
: área da base da estaca.
L : espessura de camada.
2.1.1. Interação solo-estrutura
Importantes contribuições sobre o tema foram feitas em todo o mundo, entre os quais
podem ser citados os trabalhos de Banerjee, P. K. & Davies, T. G., (1978), Poulos, H. G &
Davis, E. H. (1980) e Poulos, H. G. (1989), destacando-se no Brasil os trabalhos de Gusmão
(1990), Gusmão e Gusmão Filho (1990, 1994a, 1994b), Lopes e Gusmão (1991) e Velloso
(1996).
A forma da superfície de ruptura da ponta da estaca, as quais se baseiam na Teoria da
Plasticidade são menos conhecidas do que para fundações rasas, em função da complexidade
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
6
da interação solo-estrutura. Estas soluções supõem diferentes mecanismos de ruptura,
conforme mostra a figura 2.2.
(a): Prandtl, Reissner, Caquot, Buisman, Terzaghi;
(b): De Beer, Jaky, Meyerhof;
(c) : Berezantsev, Yaroshenko, Vésic;
(d) : Bishop, Hill, Mott, Skempton, Yassin, Gibson.
Figura 2. 2 – Mecanismo de ruptura em estacas (Vesic, 1965)
Para a análise do desempenho de uma fundação, devem-se considerar as condições de
drenagem do solo. Em solos drenados, o excesso de poro-pressão causado pelo carregamento
das fundações pode dissipar-ser prontamente. Em solos de drenagem parcial, o excesso de
poro-pressão gerado pelo carregamento da fundação pode dissipar, dependendo da situação e
especialmente do tipo de solicitação imposta. As solicitações rápidas decorrentes de esforços
dinâmicos, como o vento ou impactos, podem ocorrer em condições não-drenadas. As cargas
estáticas decorrentes das solicitações da superestrutura são aplicadas gradualmente, devendo-
se analisar as condições de drenagem em cada caso.
Em solos moles e coesivos, as condições não-drenadas podem resultar em valores
baixos de capacidade de carga, isto significa que condições críticas de carregamento ocorrem
a curto prazo, enquanto as pressões neutras são dissipadas. Nestes casos, para determinação
da capacidade de carga da ponta da estaca em argila, o procedimento consiste em assumir,
condições totalmente não-drenadas.
Para determinação da capacidade de carga do fuste da estaca, devemos considerar
também o processo executivo e não somente o tipo de solo. O método executivo altera as
condições iniciais do terreno, alterando o ângulo de atrito da interface solo-estaca, a tensão
horizontal q ue age sobre a estaca, a adesão solo-estaca e a dimensão da área do contato.
Estacas cravadas em solos granulares, pouco a mediana mente compactos, causam um
aumento na capacidade destes solos na medida em que o volume da estaca é introduzido no
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
7
terreno. Se o solo já estiver muito compacto, a introdução da estaca não causará mais aumento
de compacidade mas sim deslocamento do solo, o que poderá, eventualmente, ser danoso para
estacas ou estruturas já existentes, Alves (1998).
Casagrande (1932) alertava para efeitos da perturbação gerados pela cravação de
estacas em argila. A perturbação da argila poderia resultar em aumento significativo na
compressibilidade e perda de resistência ao cisalhamento Cummings, Kerkhoff e Peck (1950)
analisaram os resultados das resistências ao cisalhamento em estacas instrumentadas. Os
resultados mostraram que a tensão de cisalhamento próxima as estacas tiveram seus valores
reduzidos em função da cravação. Porém meses depois, as estacas tinham recuperado os
valores de resistência e com aumento acima dos valores iniciais de cravação.
Estacas escavadas, segundo Velloso e Lopes (2002), podem causar uma
descompressão do suporte. Esta descompressão será maior ou menor dependendo do tipo de
suporte. Num extremo estariam às estacas escavadas sem suporte, em que as descompressões
são pronunciadas. No outro extremo estariam as estacas escavadas com o auxílio de camisas
metálicas que avançam praticamente no mesmo nível que a ferramenta de escavação, em que
o alívio é muito reduzido. No meio destes extremos estariam as estacas escavadas com auxílio
de lama betonítica. Na f
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
8
profundidades e diâmetros maiores (até 0,5 m, estacas com diâmetros superiores são
denominadas de estacões). É muito comum na região de Santa Maria a execução de estacas
escavadas com trado mecânico, executadas por meio de torres metálicas acopladas a
caminhões empregando guinchos, conjunto de tração e haste de perfuração.
O processo de execução consiste basicamente na perfuração até a cota desejada,
limpeza do furo, colocação da armadura (se for o caso) e posterior lançamento do concreto
com auxílio de funil de concretagem (tremonha).
As principais vantagens dessa solução são a mobilidade e produção desse
equipamento, que permite escavações próximas a edificações vizinhas, sem provocar
vibrações, e a possibilidade de amostragem do solo. As limitações da sua adoção estão
relacionadas com a resistência do solo, ou seja, são utilizadas em solos com boa resistência
para que a escavação permaneça estável durante a colocação da armadura e a concretagem. As
estacas devem ser utilizadas acima do nível d’água e quando necessário, revestidas
temporariamente na parte inicial do furo, para manter-se a estabilidade.
Milititsky (1987) relata problemas correntes em engenharia de fundações com ênfase
nos aspectos construtivos específicos para solos tropicais. Para o perfeito funcionamento das
estacas escavadas, é importante o controle da execução do estaqueamento. Durante a
execução das estacas escavadas, devem ser observados os seguintes fatores:
− verticalidade da escavação;
− comprimento e diâmetro reais;
− limpeza do fundo da escavação;
− possíveis desmoronamentos do fuste durante a escavação;
− tempo decorrido entre fim da escavação e a concretagem;
− irregularidades na concretagem;
− volume de concreto utilizado;
− horário de início e fim de cada etapa de concretagem.
A Tabela 2.1 apresenta a ampla variedade de fundações profundas, disponíveis
atualmente no mercado e utilizadas nas obras correntes e especiais, com enfoque para estacas
escavadas. Na mesma tabela, apresentam-se algumas características de execução, relacionadas
com a geometria, dimensões, características do terreno e cargas admissíveis correntes para
demonstração da ampla variedade de opções disponíveis.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
9
Tabela 2. 1 – Características gerais dos tipos de estacas usuais no Estado do RS (adaptado de Militistky,
2004)
Tipo de Diâmetro Tensão Carga de Trabalho Comprimento N
SPT
Espaçamento
estaca ou Lado (MPa) (toneladas) Usual / máx. (m) máximo usual (cm)
15 2,5 3-5/6 45
20 5 4-6/8 60 Broca
25
1,5
7,5 4-6/8
10
70
25 18 6-10/14 75
30 24 6-10/14 90
40 43 7-12/16 100
Strauss
50
3,5
68 7-12-16
15-20
130
30 28 90
35 38 100
40 50 110
45 63 120
Escavada
< 50 cm
50
4
78
8-15/20
> 50
130
60 113 150
70 153 175
80 210 200
90 254 225
100 314 250
110 380 275
120 452 300
130 530 325
140 615 350
150 706 375
Escavada
> 50 cm
160
4
800
10-20/30
> 40
(5)
400
35 60 90
40 80 100
50 130 130
60 180 150
70 240 175
80 320 200
90 400 225
Hélice
contínua
100
500
12-18/25
> 40
(5)
250
10 10 60
15 25 60
20 50 60
25 70 80
Raiz
(solo)
30
100
10-20/40
> 60
100
10 40 60
15 60 60
20 80 80
25 100 100
Injetada
(rocha)
30
120
4-12/20 ROCHA
120
OBS: (1) comprimento sem emenda (2) para carga de compressão usa-se emenda com conector, podendo chegar
a três elementos justapostos (3) emenda soldada para qualquer solicitação (4) emenda com tala soldada (5) limite
de comprimento e N
SPT
máximo altamente dependente do tipo do equipamento, que não é padronizado e do tipo
e da profundidade de ocorrência do material resistente.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
10
2.3. Provas de Carga
Entre os ensaios de campo utilizados na engenharia de fundações destacam-se as
provas de carga estática como um dos métodos mais importantes, no qual se consegue por
meio de monitoramento, verificar o comportamento das fundações. Segundo Milititsky (1991)
as provas de carga constituem técnica insubstituível para a determinação do comportamento
de fundações profundas sob solicitação, sendo a única efetivamente confiável. Milititsky (op.
cit.) apresenta uma revisão sobre provas de cargas estáticas, métodos de ensaios, interpretação
de resultados, coeficientes de segurança e velocidade de carregamento.
Na montagem da prova de carga alguns cuidados devem ser tomados para evitar
influências indesejáveis, muitos dos quais previstos na NBR 12131/91, tais como: distância
mínima dos tirantes ou estacas de reação em relação ao elemento a ensaiar, excesso de
capacidade de carga do sistema de reação em relação à carga máxima prevista no ensaio.
Durante a execução é preciso garantir que as vigas de referência, que servem de apoio
para os defletômetros, não venham a provocar erros nos resultados devido a sua deformação
ou movimentação. Devem-se aplicar as cargas do ensaio por meio de sistemas que minimizem
erros devidos à excentricidade, à axialidade ou à calibração. O problema de centralização é
particularmente crítico em estacas de pequeno diâmetro, em que pequenos erros podem
produzir grande excentricidade, acarretando erros significativos na interpretação de
resultados.
Os insucessos são freqüentes nesses ensaios devido ao deslocamento excessivo ou
diferencial do sistema de reação. Os cuidados no dimensionamento e execução, a criteriosa
escolha dos equipamentos e sua montagem, e finalmente, o controle do comportamento e
deformação do sistema de reação e de transmissão de cargas durante o ensaio, garantem a
eliminação da
maior parte das causas canceladas ou prematuramente interrompidas.
No Brasil, as primeiras provas de carga executadas em estacas foram realizadas sem
uma metodologia definida e sem conhecimento prévio do solo em que as fundações iriam ser
instaladas devido à falta de equipamento de sondagem. O único modo de conhecer o solo era
pela execução de poços, ou pela execução de estacas moldadas no local. Os arquivos do IPT
(Instituto de Pesquisas Tecnológicas do Estado de São Paulo), apud Massad (1985), mostram
que uma das primeiras prova de carga foi executada em fevereiro de 1936, pelo professor
Telêmaco Van Langedonck, na estação da estrada de ferro Noroeste do Brasil em Bauru. A
estaca ensaiada era do tipo Franki, o ensaio pode ser caracterizado como do tipo rápido apesar
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
11
de ter sido usado o critério de estabilização de recalques entre leituras consecutivas não
mensuráveis, “zero”.
Os primeiros ensaios seguiam a normalização alemã, DIN 1054/1934, ou suas
alterações. Os debates ocorridos na Conferência Internacional de Mecânica dos Solos e
Engenharia de Fundações (1936) culminaram na elaboração do código de obras para a cidade
de Boston (1944).
As normas brasileiras surgiram com as publicações da NB 20/1951, Provas de Carga
em Estacas, e da NB 51/1960, Projeto e Execução de Fundações. E após várias revisões, estão
em vigor atualmente as normas: NBR 12131/91, Estacas – Prova de Carga Estática, e NBR
6122/96, Projeto e Execução de Fundações.
O principal objetivo de uma prova de carga é fornecer informações para avaliar seu
comportamento de carga versus recalque e estimar suas características de capacidade de
carga. Os métodos de carregamento podem ser divididos em quatro grupos segundo Fellenius
(1975):
− SM ou SML - Slow Maintained Load Test - ensaio lento de carga constante. O
carregamento é feito em incrementos iguais até determinado nível de carga,
maior do que a carga de trabalho. Cada estágio é mantido até se atingir a
estabilização dos deslocamentos, de acordo com certo critério de estabilização.
− QM ou QML - Quick Maintained Load Test - ensaio rápido de carga constante.
São aplicados incrementos iguais de carga, até determinado nível de
carregamento, maior do que a carga de trabalho prevista para a estaca. Cada
estágio de carga é mantido por um intervalo de tempo fixo pré-determinado,
independentemente da estabilização dos deslocamentos.
− CRP - Constant Rate of Penetration - ensaio a velocidade de recalque
constante. A carga é ajustada para manter constante a velocidade de recalque
do topo da estaca. A prova de carga é levada até certo nível de deslocamento.
− CLT ou SCT - Cyclic Load Test ou Swedish Cyclic Test - ensaio cíclico de
carga ou ensaio cíclico sueco. A estaca é carregada até 1/3 da carga de trabalho
e descarregada para a metade desta carga, repetindo-se esse ciclo 20 vezes.
Depois a carga superior do ciclo é aumentada 50% e repete-se o procedimento.
Continua-se até atingir a ruptura
Fellenius (1975) comparou os ensaios mencionados acima de acordo com o fator
tempo de duração (Figura 2.4). Conforme apresentado nesta figura, os ensaios que consomem
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
12
maior tempo são: Carga Incremental Mantida Lenta (SM) e Carga Cíclica (CLT). A Figura
2.5 apresenta curvas carga-deslocamento típicas de cada tipo de prova de carga.
Figura 2. 4 – Comparação dos Tempos de execução das provas de carga (Fellenius, 1975)
Figura 2. 5 – Curva carga-recalque típica (Fellenius, 1975)
2.3.1. Definição da Carga de ruptura a partir da extrapolação da curva carga-recalque
Segundo Velloso e Lopes (2002), quando a prova de carga não é levada até a ruptura
ou a um nível de recalque que caracterize a ruptura, pode-se tentar uma extrapolação da curva
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
13
carga-recalque. Esta extrapolação é baseada em equações matemáticas, ajustadas ao trecho
que se dispõe da curva carga-recalque. As principais funções utilizadas são:
- função exponencial, proposta por Van der Veen (1953)
- função parabólica, proposta por Hansen (1963)
- função hiperbólica, proposta por Chin (1970)
- função polinonial, proposta por Massad (1896)
Essas quatro funções apresentam uma assíntota que corresponde à carga de ruptura
(Figura 2.6). Velloso e Lopes (op. cit.) afirmam que no Brasil a função de Van der Veen
(1953) tem sido a mais utilizada.
Muito se discute sobre a confiabilidade da extrapolação das curvas obtidas em provas
de carga. Valores elevados de carga de ruptura obtidos por estes métodos foram obtidos
quando as extrapolações foram realizadas em provas de cargas com curvas carga-recalque que
situaram-se no trecho inicial (quase-elástico). A experiência de Velloso e Lopes (op. cit.) com
extrapolação de curvas pelo método de Van der Veen, indica que se podem obter valores
confiáveis de extrapolação se o recalque máximo atingido na prova de carga for de no mínimo
1% do diâmetro da estaca.
Figura 2. 6 – Extrapolação da curva carga-recalque segundo Van der Veen (Velloso e Lopes, 2002)
2.3.2. Interpretação da Curva Carga-Recalque
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
14
Os resultados da prova de carga são apresentados sob forma de curvas que mostram o
valor da carga aplicada e o recalque medido na cabeça da estaca, caracterizando o
comportamento geral de sua funcionalidade.
A carga de ruptura raramente é bem definida na curva carga-recalque e, em geral, não
existe nenhuma carga de pico ou colapso claramente definida (Vesic, 1977). Segundo Van der
Veen (1953), se a mesma curva carga-recalque de uma prova de carga for plotada em escalas
diferentes uma decisão com base no exame visual pode ser ilusória. A Figura 2.7 mostra o
resultado de uma prova de carga apresentada em duas escalas diferentes.
Figura 2. 7 – Curva carga-recalque de uma estaca em escalas diferentes distintas (Van der Veen, 1953)
Ramires (1993) cita que o trabalho de Vesic (1977) chama a atenção para a ruptura em
fundações profundas e, particularmente em estacas, com a ocorrência de puncionamento na
base da fundação, ainda que se desenvolvam esforços significativos de resistência lateral.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
15
Como pode ser observado na Figura 2.8a a curva carga-recalque, resultado de uma
prova de carga com carregamento axial, pode apresentar padrões diferentes de
comportamento. O pico da curva A e o patamar (assíntota) da curva B caracterizam
inequivocamente a carga de ruptura da estaca. De outra forma, a partir da curva C a carga de
ruptura não é mais claramente definida. Embora a prova de carga tenha atingido a ruptura
física da estaca, nem sempre é possível definir inequivocamente a carga de ruptura, sendo
eventualmente necessária à adoção de um critério de definição da carga de ruptura
estabelecida segundo um critério de referência.
Figura 2. 8 – (a) Curvas carga-deslocamento típicas de provas de carga com carregamento axial, (b)
Simplificação da curva carga-recalque para estacas escavadas (Hirany e Kulhawy, 1989)
Como pode ser observado na Figura 2.8b (Hirany e Kulhawy, 1989), a curva carga-
recalque, obtida em estacas escavadas, geralmente pode ser simplificada em três regiões
diferentes: trecho inicial linear (TIL), transição, trecho final linear (TFL). A carga de ruptura é
geralmente definida na transição, no TFL, ou eventualmente além do TFL, no caso de
métodos de extrapolação. Na prova de carga, quando são atingidas deformações plásticas
significativas (trecho TFL), geralmente é difícil manter a carga constante e, como
conseqüência, os deslocamentos medidos nesta etapa do carregamento podem não ser
representativos do comportamento da estaca devido à flutuação da carga aplicada. Portanto, a
carga de ruptura, quando definida neste trecho, pode estar sujeita a erros. A magnitude do erro
dependerá das características do solo e dos cuidados tomados na execução da prova de carga.
Burland e Cooke (1974) apresentam curvas carga-recalque (Figura 2.9) com as
contribuições relativas das parcelas de resistência de ponta de fuste e total de estacas.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
16
Verifica-se que as contribuições de atrito e base são mobilizadas com diferentes níveis de
deformações e, portanto, estacas curtas mobilizam suas parcelas de resistência de uma forma
diferente de estacas longas, para um mesmo fator de segurança.
Figura 2. 9 – Curva carga-recalque de estaca a partir da combinação do comportamento do fuste com o da
ponta: (a) estaca esbelta e (b) tubulão com base alargada (Burland e Cooke, 1974)
Segundo Milititsky (1980), a mobilização da carga última depende da geometria da
estaca e é diferente para a lateral e a ponta. Para mobilizar toda a resistência lateral em estacas
escavadas de grande diâmetro, são requeridos deslocamentos entre 0,5% e 1% do diâmetro do
fuste, usualmente menor que 10mm. A mobilização da resistência de ponta está relacionada
com o tamanho da base e em média, precisam ocorrer deslocamentos da ordem de 5% a 10%
(às vezes até 20% do diâmetro da base da estaca).
Fellenius (1980) comenta que a carga de ruptura deve estar baseada em alguma regra
matemática e deve reproduzir um valor que seja independente das relações de escala e da
opinião individual do intérprete. De certo modo, a forma da curva carga-recalque deveria ser
considerada ou, então a geometria da estaca, o que a curva reflete indiretamente.
Portanto a escolha de um critério para definir a carga de ruptura é um fator
fundamental na análise dos resultados. Trabalhos de Vesic (1977), Hirany e Kulhawy (1989),
Milititsky (1991) e Gutiérrez (1993), entre outros, apud Novas (2002), mostram que existe um
número variado de critérios de interpretação de provas de carga em estacas. Esses critérios são
agrupados por Hirany e Kulhawy (1989) em 3 tipos: limitação do recalque, construções
gráficas e modelos matemáticos. Velloso e Lopes (2002) agrupam esses critérios em 4
categorias (Figura 2.10): (1) critérios que se baseiam num valor absoluto de recalque (pode
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
17
ser total, plástico ou residual obtido após o descarregamento) ou relativo ao diâmetro da
estaca; (2) critérios que se baseiam na aplicação de uma regra geométrica à curva; (3) critérios
que buscam uma assíntona vertical; e (4) critérios que caracterizam a ruptura por
encurtamento elástico da estaca somado a uma percentagem do diâmetro da base. Aoki e
outros (1998) também dividem em 4 grupos: do recalque limite, da deformabilidade limite, da
interseção das fases pseudo-elástica e pseudo-plástica, e da forma matemática.
Figura 2. 10 – Interpretação da curva carga-recalque (Velloso e Lopes, 2002)
2.3.2.1. Critérios que se baseiam em valores absolutos ou relativos de recalques
Nesta categoria estão as normas ou códigos de algumas cidades americanas (Nova
York, Boston). A carga de ruptura é obtida para valores de recalque da ordem de 25mm.
Segundo Velloso e Lopez (2002), quando se estabelece valores absolutos, esses critérios não
reconhecem fatos básicos sobre a mobilização do atrito e resistência de ponta ou base de
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
18
estacas. Estes critérios passam a ser mais realistas quando estabelecem valores relativos ao
diâmetro.
Vesic (1977) sugeriu que o atrito lateral seria mobilizado com deslocamentos da
ordem de 2% do diâmetro do fuste e a resistência de ponta ou base com deslocamentos da
ordem de 10% do diâmetro da base. A experiência de Velloso e Lopes (op. cit.) em estacas
cravadas indicam que esses valores são elevados, sugerindo que o atrito lateral seria
mobilizado até 1% do diâmetro e a ruptura de base até 5% do diâmetro da base. Porém, para
estacas escavadas, os recalques necessários poderiam ser maiores, contudo fica difícil
caracterizar a ruptura desse tipo de estaca, a não ser que seja adotada uma ruptura
convencional, por exemplo, adotando um recalque de 10% do diâmetro para caracterizá-la.
Segundo Milititsky (1991) o valor de recalque corresponde a 10% diâmetro é adotado
pela norma inglesa para estacas escavadas para carga de ruptura (BSI – CP2004).
2.3.2.2. Critérios que aplicam uma regra geométrica à curva
a) Norma Sueca e De Beer
Velloso e Lopes (2002), citam a Norma Sueca (Figura 2.10a) e o critério que
reconhece como ruptura o ponto de maior curvatura na curva carga-recalque (Figura 2.10b).
Esses mesmos autores comentam sobre um método alternativo em que a ruptura é
caracterizada pelo ponto de inflexão no gráfico log Q – log r (proposto por De Beer, 1967-
1968).
b) Método de Butller e Hoy
O método Butller e Hoy, (apud Aoki e outros, 1998) considera a reta da fase pseudo-
elástica como paralela à linha de compressão elástica da estaca, a reta pseudo-plástica como
tangente à curva com inclinação de 0,05 polegadas para 1tf. O resultado obtido caracteriza a
ruptura iminente da fundação.
c) Método de Interseção de Tangentes
O método de interseção de tangentes de Mansur e Kaufman (1956) tenta determinar a
carga na qual acontece a transição entre o trecho inicial linear e o trecho final linear da curva
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
19
carga-deslocamento (apud Novas, 2002). A carga de ruptura da estaca é definida pela
interseção das tangentes aos trechos inicial e final da curva carga-recalque.
Como pode ser observado na Figura 2.11, o método é bastante sensível à inclinação do
trecho linear final da curva carga-recalque; a carga de ruptura determinada na curva B da
figura resulta menor do que a determinada na curva A, embora a curva B tenha atingido
valores claramente superiores de carga. O efeito observado torna-se mais pronunciado quanto
menor o valor da declividade final da curva A ou quando a curva B apresenta declividades
próximas entre os segmentos elástico e plástico (Novas, 2002).
Figura 2. 11 – Aplicação do método de interseção de tangentes (Hirany e Kulhawy, 1989)
d) Método de Inclinação de Tangentes
Segundo Kulhawy F.H. & Hirany A.,(1989), o método da inclinação de tangentes
(“slope tangent method”), é uma modificação do método de Davisson (1972). Nesse método,
assume-se que o trecho inicial linear da curva carga-recalque é representativo do
comportamento elástico da estaca (apud Novas, 2002). Uma linha, paralela ao trecho inicial
linear da curva carga-recalque, é desenhada a uma distância de 4mm da origem do eixo dos
deslocamentos, conforme a Figura 2.12. A carga correspondente à interseção desta linha com
a curva carga-recalque é definida como a carga de ruptura da estaca.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
20
Figura 2. 12 – Definição da carga de ruptura, método “slope tangent”
2.3.2.3. Critérios que buscam uma assíntota vertical
a) Método de Van der Veen
Van der Veen (1953) propôs um método utilizado com freqüência para extrapolar a
curva carga-recalque, através de uma função exponencial, a partir de uma série de provas de
carga realizadas em Amsterdam. A equação que define a curva é :
(
)
ra
R
eQQ
.
1
−
−= (2.4)
Onde: Q = carga de ensaio na estaca
Q
R
= carga de ruptura ou carga de ajustada estaca
r = deslocamento causado pela carga Q
A partir da expressão anterior, é possível deduzir uma relação linear entre o valor
Ln(1- Q/Q
R
) e o recalque r. Assim, no método de Van der Veen, partindo de um valor de Q
R
qualquer, calculam-se os valores correspondentes de Ln(1- Q/Q
R
). Esses valores são plotados
em função do recalque. Várias tentativas são realizadas com outros valores de Q
R
até o
gráfico resultar linear (Figura 2.6). Quando os pontos aproximam-se de uma reta a carga
arbitrada para Q
R
representa a carga de ruptura da estaca.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
21
b) Método Mazurkiewicz
Mazurkiewicz (1972) apresentou um método de extrapolação da curva carga-recalque,
admitindo a curva como parabólica. Para obter a carga de ruptura provável da estaca o método
constrói uma curva extrapolada por meios geométricos. A curva é dividida em partes que
correspondem a recalques iguais. Pelos pontos assim obtidos são traçadas retas verticais e,
onde estas interceptam o eixo das cargas, são traçadas retas a 45° com a horizontal, até
interceptarem as verticais correspondentes aos pontos seguintes (Figura 2.13). Pelos pontos
obtidos traça-se a reta resultante, cuja intersecção com o eixo das abscissas fornece a carga de
ruptura (apud Fellenius, 1975)
Q
R
w
Carga
Figura 2. 13 – Método de Mazurkiewicz
c) Método Massad
Massad (1986) apresentou um método similar aos anteriores, com base nos mesmos
princípios, utilizando uma função polinomial. O trabalho de Massad também tem grande
mérito de mostrar que o método de Van der Veen (1953) e de Mazurkiewicz (1972) são
equivalentes.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
22
O método relaciona uma série de recalques igualmente espaçados com valores de
cargas associados e plotados num gráfico de Qn+1 como uma função de Qn, que deve
corresponder a uma reta. O cruzamento desta reta com uma linha a 45° determina a carga de
ruptura (Figura 2.14). Segundo o autor, uma maior precisão de cálculo pode ser obtida através
de uma regressão linear pelo método dos mínimos quadrados conforme a equação:
nn
QbaQ .
1
+=
+
(2.5)
em que os valores de “a” e “b” são obtidos da regressão linear pelos pontos (Q
n ;
Q
n+1
) e a
carga de ruptura é dada por:
)]1/([ baQ
r
−
=
(2.6)
Uma das vantagens do método de Massad (1986), segundo o autor, sobre o de
Mazurkiewcz (1972) é a melhor precisão, porque elimina uma operação ( Q
n ;
Q
n+1
).
Q
R
Q
n
+1 = a + b Q
n
Q
n
+1
Q
n
Figura 2. 14 – Método de Massad (1986)
Outra vantagem em relação ao método de Van der Veen (1953), é que este requer
tempo para escolher o valor correto para a carga de ruptura. O método de Massad é obtido a
de forma direta, além disso, permite uma verificação contínua do ensaio e uma previsão da
carga máxima, se for feito um gráfico simultâneo durante o ensaio.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
23
d) Método de Chin
O método de Chin (1970), apud Aoki e outros (1998) nem sempre é apropriado aos
ensaios de SML realizados de acordo com a norma brasileira, pois foi desenvolvido para
estágios de carga com tempos de aplicação constantes. Desde que atendida esta condição, o
método pode ser aplicado em ensaio lento ou rápido. Considera que, mas proximidades da
ruptura, a curva “cara-recalque” seja hiperbólica. O recalque dividido pela carga, é plotado
em gráfico em função do recalque (Figura 2.15). Determina-se o coeficiente angular do trecho
que resulta reto, sendo o inverso deste valor a carga de ruptura.
Figura 2. 15 – Método de Chin (Apud Godoy, 1983)
e) Método da Rigidez
Décourt (1996) apresenta uma maneira de se introduzir a ruptura que então é definida
com base no conceito de rigidez. Em que rigidez “R” é definida como a relação entre a carga
aplicada a uma fundação e o recalque que ela acarreta.
r
P
R =
(2.7)
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
24
A aplicação prática desse conceito se faz através do chamado Gráfico da Rigidez
(Figura 2.16). Colocando-se o valor de rigidez em ordenadas e o valor da carga em abscissas.
A rigidez, tipicamente, diminui com o aumento da carga e sendo o ensaio levado até valores
pequenos de rigidez, irá permitir que através de extrapolações criteriosas, seja obtido o ponto
de rigidez nula, que por definição está associada à carga de ruptura física.
Figura 2. 16 – Método da Rigidez (Décourt, 1996)
f) Método de Brinch Hansen
O método proposto por Brinch Hansen (1963), apud Aoki e outros (1998),
reconhecido como critério referente a 80%, considera a curva carga-recalque como uma
parábola, e a carga de ruptura é a correspondente ao recalque quatro vezes maior que o
recalque medido para 80% daquela carga. A curva traçada é [(s
1/2
)/Q] x s, onde “s” é o
recalque e “Q” a carga. A carga de ruptura é o ponto da curva de coordenadas (Q
u
; s
u
), onde:
]).(2/[1
2/1
21
xCCQ
u
=
(2.8)
e
12
/ CCs
u
=
(2.9)
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
25
Figura 2. 17 – Método de Brinch
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
26
elástica e uma plástica. Desse modo a carga de ruptura corresponde ao recalque, obtido na
curva carga-deslocamento, calculado pela expressão a seguir:
E
A
LQD
ru
.
.
30
+=
(2.11)
Assim, a equação 2.11 define a carga de ruptura da estaca como aquela que provoca,
além do recalque elástico da estaca como elemento estrutural, um recalque plástico adicional
estimado em 1/30 do diâmetro da estaca. Este critério deve ser utilizado em provas de carga
que apresentem recalques consideráveis, acima de D/30.
Lopes (1979) apud Velloso e Lopes (2002) sugere que a carga de ruptura seja definida
de forma semelhante à norma canadense ou brasileira, porém incluindo uma estimativa mais
realista do encurtamento elástico e um deslocamento de ponta maior. A ruptura seria definida
pelo recalque (Figura 2.10d):
D
AE
L
Q
Qru
L
P
ξ
η
++= )(
(2.12)
Onde: ru = recalque de ruptura convencional
Q
P
= parcela correspondente à resistência de ponta
Q
L
= parcela correspondente à resistência do atrito lateral ao longo do fuste
η = fator de modo de distribuição do atrito lateral (Figura 2.10d)
ξ = fator de mobilização da resistência de ponta (adotado valor igual a 0,05)
2.4. Métodos Para Previsão da Capacidade de Carga
Para os métodos de previsão da capacidade de carga (estáticos), a capacidade de carga
é calculada utilizando fórmulas que consideram a estaca mobilizando toda a resistência ao
cisalhamento da interação solo-estrutura. Esta resistência pode ser obtida em ensaios de
laboratório ou in situ. Os métodos estáticos podem ser classificados em 3 tipos: métodos
racionais ou teóricos, métodos semi-empíricos e empíricos (Velloso e Lopes, 2002).
Os métodos racionais ou teóricos, são aqueles que utilizam soluções teóricas de
capacidade de carga e parâmetros do solo. Os métodos semi-empíricos, são aqueles que se
baseiam em ensaios in situ de penetração tipo CPT (Cone Penetration Test) e SPT (Standard
Penetration Test). Finalmente, os métodos puramente empíricos estimam a capacidade de
carga apenas pela classificação das camadas de solos atravessadas pelas fundações.
2.4.1. Métodos Racionais ou Teóricos
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
27
Para fins de projetos, a determinação da carga de ruptura é dividida em duas parcelas:
resistência de ponta e resistência lateral. O método utiliza parâmetros da resistência do solo
para determinar a carga de ruptura da estaca. Seu uso é restrito aos países onde ensaios de
laboratório constituem prática corrente na investigação do subsolo.
Segundo Tomlinson (1981), apud Meksraitis (1988), os efeitos dos vários métodos de
execução das estacas sobre a capacidade de carga não podem ser calculados pela aplicação
estrita da teoria de Mecânica dos Solos, o melhor a fazer é aplicar fatores empíricos à
resistência ao cisalhamento ou a propriedades de compressibilidade de amostras não
deformadas do solo. Fatores esses que levam em conta o processo de execução das estacas
adquiridos com experiência e em resultados de provas de carga. É muito difícil reproduzir o
comportamento em laboratório dos métodos de execução nos modelos de estacas, pois cada
método de execução provoca alterações ao redor do solo onde está a estaca de maneira
diferente, afetando a resistência lateral e a resistência de ponta.
2.4.1.1. Resistência de Ponta
Meksraitis (1988) apresenta de forma resumida, vários métodos teóricos que podem ser
utilizados para previsão da capacidade de carga resistida pela ponta: Skempton (1966),
Meyerhof (1983), Whitaker e Cooke (1966), Terzaghi e Peck (1967), O’neill e Reese (1970,
1971) modificado por Engeling e Reese (1974), D.S.A. (1973), Touma e Reese (1974), Vesic
(1975), Reese e Wright (1977, 1979).
Além dos métodos citados anteriormente,Velloso e Lopes (2002) destacam, a solução
de Berezantzev, dos pesquisadores russos Berezantzev, Khristoforov e Grolubkov.
(Berezantzev et al. 1961; Berezantzev 1965).
Neste trabalho será apenas utilizada a fórmula de Terzaghi e Peck (1967), aplicada ao
cálculo da resistência de ponta (q
p
) em estacas escavadas e a fórmula modificada para uma
condição de ruptura local. Os valores de coesão (c) e do ângulo de atrito interno do solo (φ),
necessários para aplicação nas fórmulas foram obtidos através dos diversos ensaios de
laboratório.
Os demais métodos teóricos não foram utilizados porque o solo estudado neste trabalho
se caracteriza por ser não saturado. De acordo com Meksraitis (1988), estes métodos
relacionam a resistência de ponta com a resistência de cisalhamento não drenada (S
u
) do solo,
portanto, foram elaborados para serem aplicados em solos saturados.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
28
a) Método de Terzaghi e Peck
A previsão de resistência de ponta unitária baseou-se na equação de Terzaghi e Peck
(1967) utilizada para definição de cargas limite de fundações diretas para ruptura generalizada
com base circular embutidas em solo compacto ou rijo, dada por:
γ
γ
γ
NDNLNcq
qcP
...3,0...2,1
+
+
=
(2.13)
φ
cot).1(
−
=
qc
NN
(2.14)
)
2
45(tan.
2tan.
φ
φπ
+°= eN
q
(2.15)
φ
γ
tan).1.(2
+
=
q
NN
(2.16)
Onde: c = coesão do solo na base da fundação;
= peso específico natural do solo;
L = profundidade da fundação;
D = diâmetro da fundação;
N
c
, N
q
, N
= fatores de capacidade suporte, função do ângulo de atrito interno do solo;
φ
= ângulo de atrito interno do solo.
Há também a versão modificada para uma condição de ruptura local, onde são adotados
valores reduzidos para o ângulo de atrito interno e coesão, conforme as expressões:
φφ
tan.
3
2
tan
'
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
(2.17)
cc .
3
2
'
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
=
(2.18)
2.4.1.2. Resistência Lateral
A segunda parcela da capacidade de carga da estaca é a resistência lateral. A
determinação do atrito lateral é, em geral, análoga ao usado para analisar a resistência ao
deslizamento de um sólido em contato com o solo. Seu valor, usualmente, considerado como
a soma de duas parcelas: a aderência entre estaca e solo e a tensão horizontal média na
superfície lateral da estaca na ruptura.
Meksraitis (1988) descreve em seu trabalho os seguintes métodos: Kézdi (1965),
Chandler (1966, 1968), Burland et al. (1966), O’neill e Reese (1970) modificado por O’neill e
Reese (1971) e por Engeling e Reese (1974), Burland (1973), D.S.A. (1973), Touma e Reese
(1974), Meyerhof (1976), Reese e Wright (1977, 1979).
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
29
Velloso e Lopes (2002) apresentam, além de alguns métodos já citados, as soluções de
Terzaghi (1943), Tomlinson (1957,1994), Viajayvergiya e Focht (1972), e Randolph (1985).
Conforme citado anteriormente o solo estudado é não saturado, logo, não há sentido
em utilizar métodos baseados na medição da resistência de cisalhamento não drenada, cuja
utilização é conveniente para solos saturados. Os métodos utilizados, neste trabalho, são
baseados em uma análise de tensões efetivas em que a tensão normal total num plano
qualquer é soma de duas parcelas:
1) a tensão transmitida pelos contatos entre as partículas, por ele chamada de
tensão efetiva.
2) pela pressão da água, a qual recebeu a denominação de pressão neutra ou
poro-pressão.
a) Método de Kézdi
Kézdi (1965) a partir de estacas escavadas em areias determinou a equação para
resistência lateral:
δ
σ
tan.'. vKq
LL
=
(2.19)
Lv .'
γ
σ
=
(2.20)
K
L
= K
O
= (1-sin
φ
’), se L < 20 D (2.21)
K
L
= K
a
= tang
2
(45°-
φ
’/2) se L > 20 D (2.22)
δ = (3/4)
φ
’, para estacas de concreto (2.23)
Onde: K
L
= coeficiente de empuxo lateral;
Ka = coeficiente de empuxo ativo;
K
O
= coeficiente de empuxo em repouso;
'
v
= tensão efetiva vertical do solo;
D = diâmetro da estaca;
L = comprimento da estaca;
γ = peso específico do solo;
φ
’ = ângulo de atrito interno efetivo;
δ = ângulo de atrito entre o solo e o concreto da estaca.
A versão modificada emprega o valor do ângulo de atrito interno do solo (φ) no lugar
do valor do ângulo de atrito entre a estaca e o solo (δ).
b) Método de Chandler
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
30
Chandler (1968) ao estudar argilas normalmente consolidadas, propôs a estimativa do
atrito lateral unitário em tensões efetivas alterando a prática inglesa de relacionar resistência
lateral com a resistência não drenada S
u
. A equação 2.24 apresenta a estimativa da resistência
lateral em função das tensões efetivas.
(2.24)
'''
tan.).sin1('
φσφ
VL
cq −+=
Onde: c’ = coesão do solo em termos efetivos;
'
v
= tensão efetiva vertical do solo;
φ
’ = ângulo de atrito interno efetivo.
c) Método de Burland
Burland (1973) reanalizando os resultados de provas de carga em estacas escavadas
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
31
'
1
tan.'.
φσβ
VL
q =
(2.28)
Onde:
1
= fator de redução;
’
v
= tensão vertical efetiva do solo;
φ
’ = ângulo de atrito interno efetivo.
Este método foi baseado nas provas e carga realizadas pelos autores em cinco estacas
escavadas instrumentadas. As estacas foram construídas em locais com perfis de solos
formados por uma camada superior de argila e uma camada inferior de areia.
A partir dos resultados das provas de carga o valor indicado para β
1
é 0,70 quando o
embutimento na areia for menor que 7,63 m. Esse valor pode diminuir com maiores
penetrações da estaca na areia.
Os autores concluíram que o comportamento de estacas escavadas em solos arenosos é
um problema complexo e são necessários mais estudos experimentais e analíticos para
melhorar o conhecimento do problema.
2.4.2. Métodos Semi-Empíricos
O número de golpes (N
SPT
) obtidos em ensaios de penetração dinâmica (SPT –
Standard Penetration Test – NBR 6484) é, em muitas vezes, o único dado disponível de
resistência do solo. De acordo com Milititsky (1986), raramente são utilizados outros ensaios
na solução de problemas correntes de fundações no Brasil. Velloso (1991) afirma que a
utilização dos resultados deste ensaio na determinação da capacidade de carga das fundações,
seja quanto à ruptura, seja quanto aos recalques, pode ser feita diretamente, isto é, por meio de
correlações entre a carga de ruptura o recalque e o índice de penetração (N
SPT
). Em
decorrência disto há uma intensa utilização de métodos semi-empíricos baseados em
sondagens à percussão para determinação da capacidade de fundações.
A seguir será apresentado uma breve revisão destes métodos que se aplicam para o
cálculo da capacidade de carga de estacas e avaliar o seu desempenho através de provas de
carga.
2.4.2.1. Método de Aoki e Velloso
O método Aoki e Velloso (1975) foi desenvolvido a partir de um estudo comparativo
entre resultados de provas de carga em estacas e de sondagens a percussão. Com o método é
possível usar dados obtidos tanto do ensaio de cone holandês (CPT) como o da sondagem a
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
32
percussão (N
SPT
). Através de correlações entre o CPT e N
SPT
por meio de um coeficiente de
proporcionalidade K. Portanto a carga de ruptura (Q
r
) é estimada pela seguinte expressão:
L
F
NK
U
F
NK
AQ
LP
Pr
∆+=
∑
.
...
21
α
(2.29)
Onde: A
P
= área da ponta da estaca
N
P
= valor de N
SPT
na ponta da estaca
U = perímetro da estaca
N
L
= valor médio do N
SPT
para cada L
L = espessura de cada camada selo considerado (em metros)
= coeficiente de proporcionalidade entre a resistência lateral unitária e a resistência
de ponta unitária no ensaio de CPT
K = coeficiente de proporcionalidade entre a resistência de ponta unitária, do ensaio de
penetração estática CPT, e a resistência à penetração dinâmica N
SPT
F
1
e F
2
= fatores de transformação (escala e tipo de estaca)
A primeira parcela da equação 2.29 refere-se à resistência de ponta e a segunda a
resistência lateral. Os valores de K e dependem da natureza do solo e os valores F
1
e F
2
dependem do tipo de estaca e do processo executivo.
Os coeficientes de proporcionalidade propostos por Aoki e Velloso (1975), Danziger
(1982), Laprovitera (1988) e Monteiro (1997) são apresentados na tabela 2.2.
Tabela 2. 2 – Valores de K e α propostos por Aoki e Velloso (1975), Danziger (1982), Laprovitera
(1988) e Monteiro (1997)
Aoki eVelloso Monteiro Danziger Laprovitera
K α K α K α α*
Classificação do Solo
MPa
( % ) MPa ( % ) MPa ( % ) ( % )
Areia 1,00 1,4 0,73 2,1 0,60 1,4 1,4
Areia siltosa 0,80 2,0 0,68 2,3 0,53 1,9 1,9
Areia silto-argilosa 0,70 2,4 0,63 2,4 0,53 2,4 2,4
Areia argilo-siltosa 0,50 2,8 0,57 2,9 0,53 2,8 2,8
Areia argilosa 0,60 3,0 0,54 2,8 0,53 3,0 3,0
Silte arenoso 0,55 2,2 0,50 3,0 0,48 3,0 3,0
Silte areno-argiloso 0,45 2,8 0,45 3,2 0,38 3,0 3,0
Silte 0,40 3,0 0,48 3,2 0,48 3,0 3,0
Silte argilo-arenoso 0,25 3,0 0,40 3,3 0,38 3,0 3,0
Silte argiloso 0,23 3,4 0,32 3,6 0,30 3,4 3,4
Argila arenosa 0,35 2,4 0,44 3,2 0,48 4,0 2,6
Argila areno-siltosa 0,30 2,8 0,30 3,8 0,38 4,5 3,0
Argila silto-arenosa 0,33 3,0 0,33 4,1 0,38 5,0 3,3
Argila siltosa 0,22 4,0 0,26 4,5 0,25 5,5 3,6
Argila 0,20 6,0 0,25 5,5 0,25 6,0 4,0
* valores no caso de sondagem não confiável.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
33
Laprovitera (1988) propôs uma versão modificada do método Aoki e Volloso (1975)
sugerindo novos valores para , conforme a confiabilidade da sondagem, e mantendo para K
os valores estipulados por Danziger (1982). Monteiro (1997) com base em sua experiência na
firma Estacas Franki Ltda., estabeleceu outros valores para K e , mostradas na tabela 2.2,
como para F
1
e F
2
mostradas na tabela 2.4.
Alonso (1981), ao estudar os solos residuais em sete regiões da cidade de São Paulo,
determinou valores diferentes para K e , conforme tabela 2.3.
Os coeficientes corretivos F
1
e F
2
propostos inicialmente por Aoki e Velloso (1975)
foram obtidos a partir de retro-análise de resultados de 100 provas de carga em estacas.
Inicialmente não havia proposição desses valores para estacas escavadas, que foram então
propostos por Velloso et al (1978) Fontoura et al (1988).
Tabela 2. 3 - Valores de K e α para cidade de São Paulo (Alonso 1981)
K
α
( MPa
) ( % )
Região
Nº
SOLO
Valor c/
80% de
confiança
Valor
mais
prov.
Valor c/
80% de
Conf.
Valor
mais
prov.
1
Silte arenoso pouco argiloso (residual)
0,22 – 0,41 0,31 2,0 – 4,0 3,1
Silte arenoso pouco argiloso (residual)
0,24 – 0,46 0,34 2,1 – 2,8 2,5
2
Argila siltosa pouco arenosa 0,49 – 0,48 0,33 1,3 – 3,0 2,4
Areia argilosa 0,50 – 1,46
0,60 0,9 -3,0 2,0
Areia pouco argilosa pouco siltosa 0,44 – 0,87 0,50 - -
3
Silte argilosa arenoso (residual) 0,20 – 0,49 0,25 2,0 – 5,0 3,0
Areia argilosa 0,38 – 0,85 0,60 - -
Areia fina argilosa pouco siltosa 0,43 – 0,87 0,50 0,8 – 2,0 1,4
Silte arenoso (residual) 0,35 - 0,65 0,55 1,0 – 2,0 1,3
Silte pouco arenoso pouco argiloso
(residual)
0,16 – 0,46 0,45 2,3 – 4,4 3,2
Silte pouco argiloso pouco arenoso
(residual)
0,17 – 0,84 0,25 - -
Argila arenosa 0,17 – 0,41 0,35 1,4 – 4,5 2,9
Argila siltosa (residual) 0,49 – 1,03 0,22 1,5 – 4,4 2,7
4
Argila siltosa pouco arenosa 0,16 – 0,53 0,33 1,2 – 4,0 2,3
Areia argilosa siltosa 0,25 – 0,99 0,50 1,1 – 3,0 2,2
5
Argila siltosa arenosa 0,20 – 0,55 0,33 - -
6 Silte argiloso com areia fina 0,14 – 0,35 0,25 - -
Areia argilosa pouco siltosa 0,22 – 0,66 0,50 - -
7
Silte arenoso pouco argiloso (residual) 0,23 – 0,56 0,45 2,0 – 4,0 3,0
Laprovitera (1988), apud Benegas (1993) e Monteiro (1997) também apresentaram
novos valores para os coeficientes F
1
e F
2
. Para aplicação do método de Monteiro (1997), o
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
34
valor de N
SPT
é limitado a 40 e para o cálculo da resistência de ponta Q
P
, deverão ser
considerados valores ao longo de espessura iguais a 7 e 3,5 vezes o diâmetro da base, para
cima e para baixo da profundidade da base, respectivamente.
Tabela 2. 4 – Valores de F
1
e F
2
(Aoki e Velosso,1975; Laprovitera,1988; Benegas,1993; e
Monteiro,1977)
Aoki e Velloso
(1975)
Laprovitera (1988)
Benegas (1993)
Monteiro (1997)
ESTACA
F
1
F
2
F
1
F
2
F
1
F
2
Franki 2,50 2,50 2,50 3,00 - -
Metálica 1,75 3,50 2,40 3,40 1,75 3,50
Pré-moldada de concreto 1,75 3,50 2,00 3,50
- -
Escavada
3,0 6,0 4,50 4,50 - -
Franki de fuste apiloado - - - - 2,30 3,00
Franki de fuste vibrado - - - - 2,30 3,20
Pré-moldada de concreto
cravada a percussão
- - - - 2,50 3,50
Pré-moldada de concreto
cravada por prensagem
- - - - 1,20 2,30
Escavada com lama
betonítica
- - - - 3,50 4,50
Raiz
- - - - 2,20 2,40
Strauss
- - - - 4,20 3,90
Hélice contínua
- - - 3,00 3,80
2.4.2.2. Método de Décourt e Quaresma
Décourt e Quaresma (1978) apresentaram um processo expedito para determinação da
carga de ruptura, com base apenas nos resultados fornecidos por sondagens à percussão. As
estacas analisadas foram do tipo, pré-moldada de concreto. A carga de ruptura é definida pela
expressão:
LLPPr
qAANCQ ...
+
=
(2.30)
Onde: C = coeficiente para resistência de ponta em função do tipo de solo (tabela 2.6)
N
P
= valor médio do N
SPT
na ponta da estaca, o imediatamente anterior e o
imediatamente posterior
A
P
= área da ponta da estaca
A
L
= área do fuste da estaca
q
L
= atrito lateral (tabela 2.5)
N
L
= valor médio do N
SPT
ao longo do fuste da estaca
Para a parcela da resistência ao fuste, considera-se o N
SPT
ao longo do fuste, sem levar
em conta àqueles utilizados para a estimativa da resistência de ponta. Tira-se a média e na
tabela 2.5 obtém-se o atrito médio ao longo do fuste. Nenhuma distinção é feita quanto ao tipo
de solo.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
35
Tabela 2. 5 – Valores de atrito lateral ou adesão (Décourt e Quaresma, 1978)
N
L
Atrito lateral - q
L
( kPa
)
3 20
6 30
9 40
12 50
15 60
Décourt (1982) fez modificações no estudo original propondo no que tange à
resistência lateral (a resistência de ponta é calculada como antes), portanto, o valor de adesão
média:
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
+= 1
3
10
L
L
N
q (2.31)
Na determinação do N
L
(valor médio ao longo do fuste), os valores de N
SPT
3 devem
ser considerados iguais a 3 e maiores que 50 devem ser considerados iguais a 50, adotar
N
L
=3.
Tabela 2. 6 – Fator característico do solo (C)
Décourt e
Quaresma (1978)
Décourt
(1986)
Tipo de Solo
C
(kPa)
C *
(kPa)
Areias 400 200
Siltes arenosos (alteração de rocha) 250 140
Siltes argilosos (alteração de rocha) 200 120
Argilas 120 100
Obs.: C* estacas escavadas
Em 1996, Décourt introduziu coeficientes e na equação de capacidade de carga,
(Tabela 2.7) para a reação unitária de ponta e de atrito lateral respectivamente, de modo a
permitir estender o método original (desenvolvidos para estacas de deslocamento) para outros
tipos de estacas. A expressão para determinar a capacidade de carga passa a ser a seguinte:
L
N
UANCQ
L
PPr
∆
⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
++=
∑
.1
3
10.....
βα
(2.32)
Onde: N
P
= valor médio do N
SPT
na ponta da estaca, o imediatamente anterior e o
imediatamente posterior
C = coeficiente para resistência de ponta em função do tipo e solo (Tabela 2.6)
A
P
= área da ponta da estaca
U = perímetro da estaca
N = valor médio do N
SPT
para cada L
L = espessura de cada camada selo considerado (em metros)
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
36
α e β = coeficientes em função do tipo de estaca
Tabela 2. 7 – Valores de α e β em função do tipo de estaca e do tipo de solo (Décourt 1996)
Tipo de Estaca
Escavada
em geral
Escavada
(betonita)
Hélice
contínua
Raíz
Injetada
sobaltas
pressões
Tipo
de solo
α β α β α β α β α β
Argilas 0,85 0,80* 0,85 0,90* 0,30* 1,0* 0,85* 1,5* 1,0* 3,0*
Intermediários 0,60 0,65* 0,60 0,75* 0,30* 1,0* 0,60* 0,6* 1,0* 3,0*
Areias 0,50 0,5* 0,50 0,6* 0,30* 1,0* 0,50* 1,5* 1,0* 3,0*
* Valores apenas orientativos diante do reduzido número de dados disponíveis
Para ajustar o método as experiências regionais do Rio Grande do Sul são sugeridas a
utilização de 70% dos valores encontrados neste método para o atrito lateral em estacas
escavadas, Milititsky (1988).
2.4.2.3. Método de P.P.C. Velloso
Velloso (1981) apresentou um método de estimativa de capacidade de carga (estacas
com comprimento L, diâmetro de fuste Df e diâmetro de ponta Db) a partir da equação 2.33,
onde a primeira parcela é devido à resistência de ponta e a segunda devido ao atrito.
LqUAqQ
LPPr
∆+=
∑
.......
λαβα
(2.33)
Onde: α = fator de execução da estaca ( = 1,0 para estacas cravadas; = 0,5 para estacas
escavadas)
β = fator de dimensão da estaca: ( = 1,016 - 0,016 . D
b
/d
c
e = 0, para estacas
tracionadas, D
b
= D
f
)
d
c
= diâmetro da ponta do CPT (3,6cm no cone padrão).
D
b
= diâmetro da ponta da estaca
D
f
= diâmetro do fuste da estaca
q
P
= resistência de ponta
A
P
= área da ponta da estaca
= fator de carregamento ( = 1,0 para estacas comprimidas e = 0,7 para estacas
tracionadas)
U = perímetro da estaca
q
L
= atrito lateral na camada L
L = espessura de cada camada de solo considerado (em metros)
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
37
A partir dos resultados de um ensaio de penetração de cone nas imediações da estaca, a
capacidade de carga do solo sob a ponta q
P
é dada pela expressão:
2
21 cc
p
qq
q
+
=
(2.34)
em que: q
c1
= média dos resultados de resistência de ponta do ensaio CPT, de uma camada de
espessura igual a 8.D
b
situada logo acima da ponta da estaca (adotar valores nulos de
carga de ponta acima do nível do terreno, para o cálculo da média, quando L< 8.D
b
,
sendo L o comprimento da estaca).
q
c2
= idem, em uma camada de espessura igual a 3,5.D
b
, situada logo abaixo da ponta
da estaca.
O atrito lateral médio q
L
em cada camada de solo com espessura L atravessada pela
estaca, pode ser considerado como:
cL
fq
=
(2.35)
em que f
c
, é o atrito lateral medido na haste do CPT.
No caso de se dispor apenas dos resultados de sondagens à percussão, o autor adota
correlações de N
SPT
, com as resistências de ponta e lateral do ensaio de cone, segundo as
equações:
b
c
Naq .=
(2.36)
'
'.
b
c
Naf =
(2.37)
em que a, b, a’ e b’ são parâmetros de correlação entre a sondagem de percussão e o ensaio de
cone. Estes valores estão representados na tabela 2.8, em função do tipo de solo.
Meksraitis (1988) propôs uma variação neste método reduzindo a profundidade de
influência do N
SPT
para o cálculo da resistência de ponta, alterando de 2 diâmetros acima e 1
diâmetro abaixo da ponta.
Tabela 2. 8 – Valores de a, b, a’, b’ obtidos por Velloso (1981)
Ponta Atrito
SOLO
a (kPa) b a’ (kPa) b’
Areias sedimentares submersas (1)
600 1 5,0 1
Argilas sedimentares submersas (1)
250 1 6,3 1
Solos residuais de gnaisse areno-siltoso
submersos (1)
500 1 8,5 1
400 (1) 1 (1) 8,0 (1) 1 (1)
Solos residuais de gnaisse silto-arenosos
submersos
470 (2) 0,96 (2) 12,1 (2) 0,74 (2)
( 1 ) Dados obtidos na área da Refinaria de Duque de Caxias (RJ).
( 2 ) Dados obtidos na área da Açominas (MG).
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
38
2.4.2.4. Proposta Milititsky e Alves
Milititsky e Alves (1985) apresentaram uma formulação empírica a partir de estudos
estatísticos de quinze provas de carga realizadas em estacas escavadas no estado do Rio
Grande do Sul. As previsões de q
L
e q
P
são dadas, respectivamente, por;
LUNMANMQ
LPPR
.....
12
+
=
(2.38)
Onde: M
1
, M
2
= coeficientes de proporcionalidade (Tabela 2.9)
N
P
= média do N
SPT
na profundidade da ponta da estaca, imediatamente acima e
imediatamente abaixo.
N
L
= média dos valores da resistência à penetração dinâmica N
SPT
do solo, ao longo do
fuste da estaca, exceto o último valor acima da ponta da estaca;
A
P
= área da ponta da estaca
U = perímetro da estaca
L = comprimento da estaca
Tabela 2. 9 – Valores de M
1
e M
2
(Militistky e Alves, 1985)
Tipo de Escavação
M
1
( kPa
)
M
2
( kPa )
Perfuração mecânica 2,45 60
Tipo Strauss 2,35 90
2.4.2.5. Método de Teixeira
Teixeira (1996) desenvolveu um método com base nos índices de resistência à
penetração do N
SPT
. A capacidade de carga à compressão de uma estaca pode ser estimada
pela equação:
LNUANQ
LPPR
.....
β
α
+
=
(2.39)
Onde: N
P
= valor médio do N
SPT
medidos no intervalo entre 4 diâmetros acima da ponta da
estaca e um diâmetro abaixo
A
P
= área da ponta da estaca
U = perímetro da estaca
N
L
= valor médio do N
SPT
ao longo do comprimento do fuste da estaca
L = comprimento da estaca
α e β = parâmetros propostos pelo autor (Tabela 2.10)
Os parâmetros α são em função da natureza do solo e do tipo de estaca e o parâmetro β
depende, apenas, do tipo de estaca.
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
39
Tabela 2. 10 – Valores do parâmetro α e β de Teixeira (1996)
α (kPa)
Tipo de Estaca
Tipo de solo
(4 < N < 40)
Pré-moldada de
concreto e
metálicas
Tipo Franki
Escavada a céu
aberto
Estacas Raiz
Areia c/ pedreg.
440 380 310 290
Areia 400 340 270 260
Areia siltosa 360 300 240 220
Areia argilosa 300 240 200 190
Silte arenoso 260 210 160 160
Silte argiloso 210 160 130 140
Argila arenosa 160 120 110 110
Argila siltosa 110 100 100 100
Valores de β(kPa)
4,0 5,0 4,0 6,0
Os valores da tabela 2.10, não se aplicam ao cálculo do atrito lateral nos casos de
estacas pré-moldadas cravadas em argilas moles sensíveis, em que normalmente o N
SPT
é
inferior a 3. Nestes casos são indicados os seguintes valores para atrito lateral:
• Argilas fluvio-lagunares e de baias holocênicas (SFT) – camadas situadas até
cerca de 20/25m de profundidade, coloração cinza escuro, ligeiramente sobre-
adensadas, com N
SPT
< 3: q
L
= 20 a 30 kPa.
• Argilas transicionais, pleistocênicas – camadas profundas subjacentes aos
sedimentos (SFL) às vezes de coloração cinza clara, pressões maiores do que
aquelas do SFL, com NSPT de 4 a 8 : q
L
= 60 a 80 kPa.
2.4.2.6. Método Vorcaro-Velloso
Segundo Velloso e Lopes (2002) este método utilizou a técnica de regressão linear
múltipla aplicando os resultados de provas de carga estáticas do banco de dados da COPPE-
UFRJ, com o solo caracterizado por sondagens a percussão. Os solos foram classificados em
5 grupos e desenvolvidos para estacas hélice continua e escavadas.
Pelo método, a carga de ruptura para estacas escavadas é determinada pelas equações
apresentadas na Tabela 2.11. Os valores XP e XF são determinados pelas equações a seguir:
PONTASPT
ANXP
,
=
(2.40)
LNUXF
FUSTESPT
∆
∑
=
,
(2.41)
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
40
Onde: A = área da ponta da estaca (m2)
U = perímetro do fuste da estaca (m)
∆L = espessura de solo (m) ao longo do qual o N
SPT
pode ser considerado constante
Tabela 2. 11 – Grupo de solos e equações para previsão da carga de ruptura de estacas escavadas
(adaptado de Velloso e Lopes, 2002)
Grupo Tipo de solos Carga de ruptura (kN)
1 areia Q
EST
= exp [(7,32 ln XP + 7,38 ln XF)
1/2
]
2 areia siltosa, areia silto-argilosa, areia argilosa,
areia argilo-siltosa
Q
EST
= exp [(6,23 ln XP + 7,78 ln XF)
1/2
]
3 silte, silte arenoso, argila arenosa Q
EST
= exp [(4,92 ln XP + 7,78 ln XF)
1/2
]
4 silte areno-argiloso, silte argilo-arenoso, argila
areno-siltosa, argila silto-arenosa
Q
EST
= exp [(6,96 ln XP + 7,78 ln XF)
1/2
]
5 silte argiloso, argila, argila siltosa Q
EST
= exp [(7,32 ln XP + 7,38 ln XF)
1/2
]
2.4.2.7. Método da UFRGS
O método apresentado por Lobo (2006), tem suas equações desenvolvidas a partir de
conceitos da física, utilizando os princípios básicos de conservação de energia para calcular a
força dinâmica de reação do solo à cravação do amostrados SPT, ao contrário de outras
metodologias consagradas na prática da engenharia.
A capacidade de carga da estaca é expressa pela seguinte equação:
p
p
dd
l
R
a
A
FLF
a
U
Q ..7,0..
.2,0
.
βα
+∆=
∑
(2.42)
Onde: Q
R
= Capacidade de carga da estaca
= coeficiente de ajuste aplicado para resistência lateral
U = perímetro da estaca
a
l
= área lateral total do amostrador (área lateral externa + interna = 810,5cm²)
L = espessura de cada camada de solo considerado
= coeficiente de ajuste aplicado para resistência de ponta
Ap = área da ponta ou base da estaca
ap = área de ponta do amostrador SPT ( 20,4cm²)
Fd = variação da energia potencial
ρ
ρ
η
ρ
η
η
∆
∆
+
∆
+
=
])75,0([
213
gMgM
F
hm
d
(2.43)
Onde:
1
= representa a eficiência do golpe = 0,761
2
= representa a eficiência das hastes = 1
3
= representa a eficiência do sistema = 0,0907-0,0066Z
M
m
= representa a massa do martelo
Capítulo 2 –Revisão Bibliográfica
41
M
h
= representa a massa da haste
g = aceleração da gravidade
= penetração do golpe = 30/N
Tabela 2. 12 – Coeficiente α e β
Tipo de Estaca α β
Cravada Pré-Moldada 1,5 1,1
Metálica 1,0 1,0
Hélice Contínua 1,0 0,6
Escavada 0,7 0,5
Os coeficientes e , foram obtidos por meio de correlações estatísticas entre os
valores previstos pelo método proposto e valores medidos em provas de carga estática para
diferentes tipos de estacas, através da análise de um banco de dados composto de 324 provas
de carga à compressão e 43 provas de carga à tração.
Capítulo 3 – Programa Experimental
3. PROGRAMA EXPERIMENTAL
A área de estudo – Campo Experimental de Engenharia Geotécnica (CEEG/UFSM) -
teve sua implantação no trabalho desenvolvido por Emmer (2004). O projeto de implantação
foi dividido em três fases: (a) investigações preliminares do subsolo, (b) investigações
detalhadas do subsolo, e (c) projeto e execução de fundações e verificação do seu
comportamento.
Esta dissertação trata do estudo do comportamento de fundações em estacas escavadas
de pequeno diâmetro, que são amplamente adotadas na região de Santa Maria em solos de
origem sedimentar, executadas nesse campo experimental.
Este capítulo apresenta a descrição do programa experimental desenvolvido nesta
dissertação, bem como os materiais, equipamentos e a metodologia adotada para os ensaios de
prova de carga.
3.1. Execução das Estacas
No CEEG/UFSM foram executadas seis estacas escavadas de pequeno diâmetro para
serem ensaiadas à compressão. O sistema utilizado para aplicação das cargas de compressão
constituiu de um par de estacas de reação, situadas uma de cada lado da estaca ensaiada,
unidas através de uma viga metálica de reação. Portanto, foram executadas seis estacas de
compressão e oito estacas de reação. O comprimento das estacas de compressão variou de 3,0
a 5,30m. As estacas mais curtas com de 3,0m (EC1 e EC2) de profundidade, as estacas
intermediárias atingiram a profundidade de 4,0m (EC3 e EC4), e as mais profundas chegaram
a 5,20m (EC5) e 5,30m (EC6). Todas as estacas de compressão apresentam o diâmetro de
0,20m. As estacas de reação foram executadas todas com 6,0m de profundidade e diâmetro de
0,30m. As figuras 3.1 e 3.2 apresentam uma planta baixa e um perfil com o arranjo das
estacas no campo experimental.
Cápitulo 3 – Programa Experimental
43
Cápitulo 3 – Programa Experimental
44
perfuratriz do tipo rotativa adaptada sobre caminhão. As estacas de compressão foram
executadas com trado mecânico helicoidal manuseado por dois operadores (figura 3.4).
Figura 3. 3 - Execução da estaca de reação com o caminhão perfuratriz
Figura 3. 4 - Equipamento utilizado para execução das estacas de compressão
As estacas foram executadas sem o uso de lama de contenção ou camisa de
revestimento, pois as paredes apresentaram boa estabilidade. Houve um controle constante de
verticalidade, profundidade e limpeza em cada escavação. Foi utilizado concreto usinado em
Cápitulo 3 – Programa Experimental
45
todos os elementos, e a cota de arrasamento foi ao nível do terreno. A tabela 3.1 descreve as
principais características do concreto utilizado.
As estacas de reação foram armadas em todo o seu comprimento, com seis barras de
10mm de diâmetro e estribo de 5mm de diâmetro espaçados a cada 20cm (figura 3.5).
Tabela 3. 1 - Características do concreto utilizado
Ø Estaca ( m )
Especificações
0,20 0,30
Bloco de
Coroamento
Pilares
fck (Mpa) 20 15 20 20
Abatimento (mm) 120 120 120 120
Figura 3. 5 - Colocação da armadura de reação
Após a cura do concreto das estacas foi executado sobre elas pilares com dimensões de
0,30 x 0,30m em concreto, nivelados, os quais serviram de apoio para a viga de reação. Os
Cápitulo 3 – Programa Experimental
46
pilares foram armados com quatro barras de 3,0m comprimento e diâmetro de 20mm com o
comprimento de ancoragem dentro da estaca de 1,5m.
Sobre as estacas testes foram executados blocos de coroamento com dimensões de
0,40 x 0,40 x 0,40m, sendo sua armadura tipo gaiola de 5,0mm de diâmetro e com
espaçamento de 5cm. A estaca foi embutida dentro do bloco em 10cm, a qual foi ligada ao
bloco com quatro barras de 10mm e comprimento de 1,0 m, sendo 0,35 m inserido dentro do
bloco. No fundo do bloco foi colocado uma camada de 5cm de brita “zero” para facilitar a
escavação e deixando o bloco apoiando somente na estaca no momento de fazer o ensaio. Na
figura 3.6 são apresentados os detalhes dos blocos e pilares.
Figura 3. 6 - Blocos de coroamento e pilares desformados
3.2. Equipamentos Utilizados na Prova de Carga
Os principais equipamentos utilizados fazem parte de um conjunto para ensaio de
prova de carga, marca WILLE – Geotechnik, recebido pelo LMCC/UFSM no programa de
atualização dos laboratórios pelo MEC. Constam deste conjunto manômetro, macaco
hidráulico, placa, defletômetros e viga de reação.
A seguir será descrito a seqüência de montagem do ensaio.
Sobre o bloco, foi colocado uma placa de 0,30m para melhor distribuir as tensões e
sobre ela o macaco hidráulico com capacidade de 500kN, conforme ilustrado na figura 3.7. A
carga foi aplicada na estaca teste através do macaco e transmitida por reação à viga e estacas
Cápitulo 3 – Programa Experimental
47
de reação. A carga aplicada foi medida com manômetro instalado no sistema de aplicação do
macaco hidráulico, com prévia calibração.
(a)
(b)
Figura 3. 7 – (a) Manômetro e (b) macaco hidráulico
Para as medições dos deslocamentos no topo da estaca foram usados quatro
defletômetros analógicos com a precisão de 10
-3
mm (figuras 3.7 e 3.8), colocados na parte
superior do bloco de coroamento nos quatro cantos e fixados por uma viga de referência
metálica através de suportes. A viga de referência com 2,43m de comprimento foi apoiada a
uma distância de 1,21m do centro do bloco, para evitar que os deslocamentos devido ao
movimento do solo em torno da estaca ensaiada afetassem as leituras de deslocamento.
Figura 3. 8 - Disposição dos defletômetros sobre o bloco
Cápitulo 3 – Programa Experimental
48
Para o sistema de reação, utilizou-se uma viga de reação metálica (perfil I de 45,2 x
15,2cm), fixado através de quatro barras de 20mm, por meio de chapas metálicas de ½”
soldadas, como mostrado na figura 3.9.
Figura 3. 9 - Fixação das chapas metálicas nas barras de ancoragem dos pilares
Teve-se o cuidado, quando foram executados os pilares, de manter o nível e o
alinhamento entre eles com o ponto médio das estacas teste para não ocorrer excentricidade
na aplicação do carregamento.
3.3. Prova de Carga Estática
As provas de carga foram realizadas em conformidade com a NBR 12131(1991) -
Estacas – Prova de carga estática, que visa fornecer elementos para avaliar o comportamento
carga-recalque e estimar as características de capacidade de carga. Na execução da prova de
carga, as estacas foram carregadas até o máximo permitido pelo macaco hidráulico, valor este
que para as estacas ensaiadas era superior a 2 vezes a carga de trabalho. O ensaio foi
executado com carregamento lento, também chamado de SM ou SML – Slow Maintained
Load Test, conforme descrito por Milititsky (1991).
No dia anterior ao previsto para o ensaio foi executada uma escavação em torno do
bloco de coroamento deixando-o sem contato com o solo para não interferir no resultado do
ensaio. Para reduzir os efeitos de dilatação térmica foi montada uma estrutura com lona
Cápitulo 3 – Programa Experimental
49
plástica protegendo o equipamento do sol e eventual chuva. Logo após a montagem do
sistema de aplicação de carga era realizada uma pré-carga, para verificar a correta montagem
do sistema, como apresentado na figura 3.10.
Figura 3. 10 – Montagem do sistema e realização da pré-carga
Verificou-se que nos estágios iniciais de carregamento, ocorreu uma estabilização
rápida dos deslocamentos, sendo suficiente o intervalo de 30 minutos entre aplicação de
incrementos sucessivos. Alguns estágios com carregamentos mais elevados apresentaram
dificuldades para estabilização dos deslocamentos. Estabeleceu-se um limite máximo de 120
minutos para cada estágio, para não estender em muito o tempo do ensaio. Na fase de
descarregamento, cada estágio era mantido até a estabilização dos recalques e no máximo até
30 minutos.
Após a aplicação da carga, foram efetuadas leituras, nos 4 defletômetros, decorridos 2,
4, 15, 30 minutos contados a partir do início do estágio e após em intervalos de 30minutos. A
estabilização dos deslocamentos foi admitida quando a diferença entre as leituras realizadas
nos tempos t e t2 correspondera no máximo 5% do deslocamento havido no mesmo estágio
(entre o deslocamento da estabilização do estágio anterior e o atual).
Enquanto que, na fase de descarregamento a carga era retirada em cinco estágios e
realizada leituras aos 2, 4, 8, 15 e 30 minutos.
Para estaca EC1(3m) os incrementos de carga foram de 15kN e a carga máxima
aplicada foi de 240kN, para a estaca EC2(3m), os incrementos de carga foram de 30kN e a
carga máxima aplicada foi de 430 kN.
Cápitulo 3 – Programa Experimental
50
Para as estacas EC3 e EC4 (4m) os incrementos foram de 40kN e a carga máxima
aplicada foi de 430kN para EC3 e de 420kN para EC4.
Os incrementos de carga para estaca EC5(5,2m) e EC6(5,3) foram de 50kN e a carga
máxima aplicada de 450kN para EC5 e 470kN para EC6.
Capítulo 4 – Área de Estudo
4. ÁREA DE ESTUDO
Neste capítulo será realizada uma breve descrição do Campo Experimental de
Engenharia Geotécnica da Universidade Federal de Santa Maria (CEEG/UFSM), contendo
resultados de ensaios de campo e laboratório. Uma descrição mais ampla e completa do
CEEG/URSM foi realizada por Emmer (2004) em seu trabalho que trata da implantação do
referido campo experimental.
4.1. Considerações Iniciais
O Campo Experimental de Engenharia Geotécnica da Universidade Federal de Santa
Maria (CEEG/UFSM) situa-se na esquina, noroeste, das ruas E e P, no campus desta
universidade. A área do CEEG tem aproximadamente 5.250m² e apresenta as seguintes
dimensões e confrontações: ao Norte, medindo 70,0m, confronta-se com área da UFSM; ao
Sul, medindo 70,0 m, confronta-se com a Rua E; ao Leste, medindo 75,0m, confronta-se com
a Rua P; ao Oeste, medindo 75,0m, confronta-se com área da UFSM. Na figura 4.1, mostra a
locação das estacas ensaiadas nesta pesquisa.
Figura 4. 1 - Vista da área do CEEG/UFSM
Capítulo 4-Área de Estudo
52
Apresenta-se na figura 4.2 o mapa do Estado do Rio Grande do Sul com destaque para
o município de Santa Maria, e uma ampliação da localização do CEEG no Campus da UFSM.
E
N
T
R
A
D
A
U
F
S
M
C
E
E
G
Figura 4. 2 - Localização do Município de Santa Maria no Estado do RS, e do CEEG no Campus da
UFSM
Capítulo 4-Área de Estudo
53
Na figura 4.3, está representado um croqui do CEEG, com a localização das sondagens
penetrométricas (SP), trincheiras superficiais (TS) e profundas (TP) e localização das estacas
ensaiadas (EC) realizados até o momento.
E-3
E-2
E-1
EC1
EC2
EC4
EC3
EC6
EC5
LEGENDA
TS
TP
SP
E-2
EC
- Trincheira Superficial
- Trincheira Profunda
- SPT
- Estaca ensaiada por Emmer 2004
- Estacas ensaiada neste trabalho
TP-3
SP-3
TS-3
TP-1
SP-1
TS-1
TM-1
TS-2
SP-2
TP-2
M
A
T
O
ÁR
E
A
:
1
2
9
,
3
5
m
²
R
U
A
"
E
"
R
U
A
"
P
"
Figura 4. 3 - Croqui do CEEG/UFSM
Capítulo 4-Área de Estudo
54
4.1.1. Geologia
A geologia da área de estudo é composta por uma seqüência de arenitos e argilas
arenosas de cores variegadas, as quais podem ter duas interpretações. Antigamente, isto é, nos
mapas editados pelo Departamento de Geociência desta universidade, admitia-se ser o arenito
basal da Formação Santa Maria. Mais recentemente, segundo trabalhos não publicados,
admite-se tratar de Formação mais jovem que a Santa Maria, possivelmente Terciário ou
Pleistoceno. Nesta unidade informal predominam arenitos de constituição variegada, contendo
muitas vezes feldspatos. Na base desta seqüência podem ser encontrados conglomerados. Os
arenitos são permeáveis. Abaixo desta seqüência pode estar o lamito vermelho típico da fácies
do membro superior Alemoa da Formação Santa Maria ou o arenito da fácies do membro
inferior Passo das Tropas (Maciel Filho, 2004). A figura 4.4 apresenta em detalhe o material
de alteração da Formação Santa Maria (Membro Alemoa) na parede da trincheira profunda
(TP-1).
Figura 4. 4 - Trincheira TP-1 aberta para retirada de amostras indeformadas (Emmer, 2004)
4.1.2. Pedologia
A descrição pedológica do local foi obtida através de ensaios de campo e laboratoriais
de amostras de solo retiradas da área de estudo, bem como, de uma caracterização táctil-visual
Capítulo 4-Área de Estudo
55
realizada num perfil característico desta área por Azevedo e Dalmolin (2004). Segundo estes
autores no CEEG o perfil de solo está decepado, classificado como um Alissolo Hipocrômico
da Unidade de Mapeamento Santa Maria. A tabela 4.1 apresenta a descrição morfológica do
perfil característico da área de estudo (trincheira TP-1). Este perfil foi caracterizado como um
saprólito do lamito da Formação Santa Maria.
Tabela 4. 1 - Descrição morfológica da trincheira (TP-1) adap
Capítulo 4-Área de Estudo
56
variações de 13 a 16. A camada inferior, classificada de areia fina a média, compacidade
muito compacta, apresenta valores de N
SPT
que variam de 22/15 a 29/3 golpes.
Capítulo 4-Área de Estudo
57
Tabela 4. 2 - Resumo dos ensaios de caracterização realizados do CEEG adaptado de Emmer (2004)
Camadas diagnosticadas
Superior Inferior
Descrição ou valores Descrição ou valores
Ensaios laboratoriais
de caracterização
Mínimos e máximos Médios Mínimos e máximos Médios
LL (%) 33 - 81 56 - -
LP (%) 15 - 34 26 - -
Limites
de
consis.
IP (%) 15 - 46 30 - -
Argila (%) 22 - 57 43 3 - 11 7
Silte (%) 19 - 47 38 10 - 20 15
Areia fina (%) 7 - 38 15 14 - 27 20
Areia média (%) 1 - 17 4 42 - 64 54
Areia grossa (%) 0 - 2 0 2 - 10 4
Com defloculante
Pedregulho (%) 0 - 0 0 0 - 0 0
Argila (%) 1 - 35 15 - -
Silte (%) 27 - 81 59 - -
Areia fina (%) 11 - 42 21 - -
Areia média (%) 1 - 17 5 - -
Areia grossa (%) 0 - 3 0 - -
Granulometria
Sem defloculante
Pedregulho (%) 0 - 0 0 - -
HRB Argila plást. com pres. de M.O. (A7-6) Finos de baixa compressibilidade (A2-4)
SUCS Argila pouco plástica (CL) Areia siltosa (SM)
Textural com defloc. Argila silto-arenosa Areia média siltosa
Textural sem defloc. Silte areno-argiloso -
Munssel – am. seca Bruno avermMCID 106 >>BDC BT/1138.53999 465.44 387.350sel – am
Capítulo 4-Área de Estudo
58
Tabela 4. 4 - Resumo dos resultados dos ensaios de adensamento e de resistência
realizados no CEEG adaptados de Emmer (2004)
Camadas diagnosticadas
Superior
Descrição ou valores
Ensaios de adensamento e resistência
ao cisalhamento
Mínimos e máximos Médios
Colapsiv.
i (%) para σv=200 kPa
0,806 - 1,243 0,971
Coesão – c (kPa) N 22,6 - 60,1 30,7
Âng. de atrito – φ (
o
) N
18 - 25 23
Coesão – c (kPa) I 5,2 - 15,5 8,5
Rupruta
Âng. de atrito – φ (
o
) I
18 - 26 23
Coesão – c (kPa) N 0,6 - 20,5 11,1
Âng. de atrito – φ (
o
) N
8 - 25 17
Coesão – c (kPa) I 0,0 - 0,0 0,0
Cisalhamento direto
10 mm
Âng. de atrito - φ (
o
) I
7 - 25 16
σ’vm (kPa) – Natural
380 - 530 465
Cr – Natural 0,02 - 0,06 0,03
Cc – Natural 0,20 - 0,42 0,30
Cs – Natural 0,03 - 0,10 0,06
Def. máxima (%) – N 9,82 - 21,15 15,33
σ’vm (kPa) – Inundada
320 - 440 380
Cr – Inundada 0,03 - 0,08 0,04
Cc – Inundada 0,21 - 0,44 0,32
Cs – Inundada 0,05 - 0,13 0,09
Adensamento unidimensional
Def. máxima (%) – I 10,96 - 23,35 16,66
Especificamente no local onde foram executadas as estacas de reação nesta dissertação,
foram coletadas amostradas deformadas obtidas por meio da perfuração com de trado
mecânico, para realização de ensaios de caracterização. Estas amostras foram coletadas a cada
0,5m e a tabela 4.5 apresenta os resultados obtidos para umidade natural, peso específico real
dos grãos e limites de consistência.
Verifica-se uma variação nos valores obtidos na camada superficial, mas os resultados
são similares aos obtidos por Emmer (2004). O limite de liquidez variou entre 31 e 56%, com
índice de plasticidade entre 3 e 35%. Caracterizando uma camada superficial de média a alta
plasticidade com teor de umidade natural entre 19 e 33%. A camada profunda abaixo do
contato com a camada superficial não apresenta plasticidade.
Capítulo 4-Área de Estudo
59
Tabela 4. 5 - Umidade natural, peso específico real dos grãos e limite de consistência com a
profundidade no local de execução das estacas
Prof. (m) Umidade Peso espec.
Camadas
das natural real grãos
Lim. de Consistência
amostras wn (%)
γs (kN/m³)
LL (%) LP (%) IP (%)
0,0-0,5
19,12 26,95 31 28 3
0,5-1,0
23,18 27,67 48 27 21
1,0-1,5
25,39 27,77 51 18 33
1,5-2,0
28,07 26,84 47 20 27
2,0-2,5
32,92 27,57 47 19 28
2,5-3,0
27,99 27,20 56 21 35
3,0-3,5
25,61 27,00 49 20 29
3,5-4,0
22,53 26,95 31 16 15
4,0-4,5
21,92 27,95 37 18 19
Camada
superior
4,5-5,0
18,81 27,80 42 22 20
Contato
5,0-5,5
14,89 26,30 24 13 11
Camada
inferior
> 5,5
- - N.P. N.P. N.P
A figura 4.6 apresenta em forma de gráfico a variação da umidade natural, limite de
liquidez, limite de plasticidade e índice de plasticidade no local da execução das estacas
caracterizando a camada superficial e profunda do CEEG.
0,00
0,50
1,00
1,50
2,00
2,50
3,00
3,50
4,00
4,50
5,00
5,50
0 102030405060
( % )
Profundidade ( m )
LL
LP
wn
IP
Figura 4. 6 - Variação do limite de liquidez (LL), limite de plasticidade (LP), índice de plasticidade (IP) e
teor de umidade natural (wn) com a profundidade
Capítulo 4-Área de Estudo
60
Devido à utilização de métodos teóricos ou racionais para estimativa carga de ruptura
de fundações nesta dissertação realizou-se uma análise dos parâmetros de resistência ao
cisalhamento direto obtido por Emmer (2004). Os resultados médios estão apresentados na
tabela 4.4. Os ensaios de cisalhamento foram realizados em amostras indeformadas, coletas
nas trincheiras superficiais (1,5m) e profundas (2,5m). Os ensaios foram realizados na
umidade natural e embebidos em água para saturação. No total foram ensaiados 60 corpos de
prova de dimensão 5x5x2cm. Os valores do ensaio de cisalhamento direto obtidos por Emmer
(2004) foram reinterpretados, como mostrado na tabela 4.6 e nos gráficos das figuras 4.7 e
4.8.
Tabela 4. 6 - Valores de resistência ao cisalhamento direto (pico)
Resultados do Ensaio de Cisalhamento Direto - Pico
Tensão Vertical
Tensão de Cisalhamento - τ (kpa)
Desvio Coefi. de
σ (Kpa)
Máxima Mínimo Média Padrão Variação
Umidade Natural
25
69,2 27,8 43,83 14,41 33,0
50
82,2 39,4 58,97 15,99 27,0
100
108,6 55,0 83,68 18,71 22,0
150
132,8 77,5 102,38 20,10 20,0
200
147,0 81,6 118,13 27,70 23,0
Solo Inundado
25
25,0 13,5 18,28 4,33 24,0
50
42,5 22,9 30,97 6,97 23,0
100
65,6 30,9 48,38 12,33 25,0
150
81,9 57,4 71,36 9,79 14,0
200
113,6 67,4 91,63 15,75 17,0
C=37,032KPa
Ø=21°
R
2
= 0,6824
C=59,787KPa
Ø=23°
R
2
= 0,9901
C=22,591KPa
Ø=16°
R
2
= 0,9629
0
20
40
60
80
100
120
140
160
0 50 100 150 200 250
Tensão Vert. (KPa)
Tensão Cis. (KPa)
Figura 4. 7 - Envoltória da resistência ao cisalhamento direto para valores máximos, médios e mínimos na
ruptura em solo com umidade natural
Capítulo 4-Área de Estudo
61
C=15,463KPa
Ø=25°
R
2
= 0,9884
C=8,6163KPa
Ø=21°
R
2
= 0,8777
C=5,1683KPa
Ø=19°
R
2
= 0,9704
0
20
40
60
80
100
120
140
160
0 50 100 150 200 250
Tensão Vert. (KPa)
Tensão Cis. (KPa)
Figura 4. 8 - Envoltória da resistência ao cisalhamento direto para valores máximos, médios e mínimos na
ruptura em solo saturado
Na estimativa da carga de ruptura pelos métodos teóricos foram adotados valores
médios da resistência do solo com a umidade natural (Parcialmente saturado). Para a camada
superior com aproximadamente 5,0m, formada por argila-arenosa o ângulo de atrito interno
médio (φ) adotado foi de 21° e o intercepto coesivo médio (c) 37kPa, e peso específico natural
médio do solo () 19,2kN/m³. Para a camada inferior, formada de areia, adotaram-se valores
do ângulo de atrito em função da compacidade do solo baseados nos valores obtidos N
SPT.
Para esta camada estimou-se um de ângulo de atrito de 42° e peso específico natural de
20,0kN/m³.
Capítulo 5 – Apresentação e Análise de Resultados
5. APRESENTAÇÃO E ANÁLISE DOS RESULTADOS
Neste capítulo serão apresentados os resultados das seis provas de carga realizadas
para este trabalho, em forma de curvas carga-recalque, descrição do seu comportamento,
critérios de interpretação dos resultados e a comparação entre os métodos estimados para
previsão de carga citados no capítulo 2.
5.1. Comportamento das Curvas Carga-Recaque
A figura 5.1 apresenta os resultados para as seis estacas ensaiadas à compressão. Os
recalques indicados nos gráficos representam à média aritmética dos deslocamentos
registrados pelos quatro defletômetros instalados sobre o bloco de coroamento.
0
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
22
24
26
28
30
32
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500
Carga ( kN )
Recalque ( mm )
EC1-3,0m
EC2-3,0m
EC3-4,0m
EC4-4,0m
EC5-5,2m
EC6-5,3m
Figura 5. 1 – Curva carga-recalque das estacas ensaiadas
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
63
As figuras 5.2 a 5.7 apresentam as curvas carga-recalque individuais das seis provas de
carga. A figura 5.2 apresenta a curva carga-recalque da estaca EC1(3,0m). A carga máxima
aplicada no ensaio da Estaca EC1 foi de 240kN, para um recalque médio de 23,3mm. Os
recalques medidos nos quatro defletômetros apresentaram valores uniformes, comprovando
que a carga foi aplicada sem excentricidade. O gráfico é composto de dois segmentos
retilíneos ligados por uma curva de transição, no primeiro segmento retilíneo a carga atingiu o
valor de 100kN e um recalque médio aproximadamente de 0,5mm, o segundo trecho tem
início, aproximadamente com deslocamento de 3mm e carga de 165kN.
0
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
22
24
26
28
30
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500
Carga ( KN )
Recalque ( mm )
Média
Def.1
Def.2
Def.3
Def.4
EC1
NBR 6122
Q
R
- 190 kN
Figura 5. 2 – Curva carga-recalque da estaca EC1
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
64
A figura 5.3 apresenta a curva carga-recalque para a estaca EC2 (3,0m). Nesta estaca,
a carga máxima aplicada no ensaio foi de 430kN, para um recalque médio de 22,6mm, da
mesma forma que a estaca anterior os recalques medidos nos quatro defletôm
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
65
A figura 5.4 apresenta a curva carga-recalque para a estaca EC3 (4,0m). Nesta estaca o
recalque médio foi de 28,6mm para carga de 430kN. As leituras nos defletômetros foram
uniformes, e no primeiro segmento retilíneo do gráfico, a carga atingiu o valor de 200kN com
deslocamento de 0,75mm, seguido por uma curva de transição, e o segundo segmento tem
início com deslocamento de 4mm e carga de 285kN.
0
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
22
24
26
28
30
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500
Carga ( KN )
Recalque ( mm )
Média
Def.1
Def.2
Def.3
Def.4
EC3
NBR 6122
Q
R
- 320 kN
Figura 5. 4 – Curva carga-recalque da estaca EC3
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
66
Na estaca EC4 (4,0m), o recalque médio foi de 23,1mm para carga de 420kN (figura
5.5). Houve uma pequena diferença nas leituras iniciais do defletômetro n°1 em relação aos
outros, porém as medidas se estabilizaram durante os estágios seguintes de carregamento. No
primeiro segmento retilíneo do gráfico a carga atingiu o valor de 165kN e recalque de 0,5mm,
após uma curva de transição, e o segmento retilíneo tem início com deslocamento de 3mm e
carga de 230kN.
0
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
22
24
26
28
30
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500
Carga ( KN )
Recalque ( mm )
Média Def.1 Def.2 Def.3 Def.4
EC4
NBR 6122
Q
R
- 292 kN
Figura 5. 5 – Curva carga-recalque da estaca EC4
A carga máxima aplicada na estaca EC5 (5,20m) foi de 450kN conforme apresentado
na figura 5.6. Os recalques medidos foram uniformes e para carga máxima o recalque médio
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
67
foi de 28,36mm. A curva carga-recalque é composta por dois segmentos retilíneos unidos por
uma curva de transição, para o primeiro segmento retilíneo a carga atingiu o valor de 200kN e
deslocamento de 0,75mm, o segundo segmento tem início com deslocamento de 6mm e carga
de 350kN.
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
68
transição. A carga máxima para o primeiro trecho retilíneo foi de 280kN e deslocamento de
0,25mm, e o segundo trecho tem início com deslocamento de 3mm para a carga de 350kN.
0
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
22
24
26
28
30
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500
Carga ( KN )
Recalque ( mm )
Média
Def.1
Def.2
Def.3
Def.4
EC6
NBR 6122
Q
R
- 390 kN
Figura 5. 7 – Curva carga-recalque da estaca EC6
O Início da curva de transição dos gráficos analisados, variou entre 0,12% a 0,40% e o
final entre 1,5% a 3% do diâmetro da estaca.
O comportamento das curvas carga-recalque das estacas EC2, EC3, EC4 e EC5 foi
similar. A estaca EC1 apresentou a menor rigidez e a EC6 maior rigidez, comparada com as
demais.
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
69
5.2. Interpretação da Curva Carga-Recalque
Devido à impossibilidade da instrumentação das estacas ensaiadas para determinação
das parcelas de capacidade de carga lateral e de ponta, foram adotados critérios para definição
destas parcelas a partir da interpretação da curva carga-recalque.
O primeiro segmento retilíneo da curva carga-recalque causa pequenos deslocamentos,
onde a carga é transferida para o solo pelo fuste da estaca. A mobilização da resistência lateral
apresentou recalques em geral inferiores à 4mm, registrados no topo da estaca (bb
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
70
extrapolação para verificar sua utilização, facilidade e adequação as provas de carga
realizadas.
Na Tabela 5.1 estão resumidos os valores de carga de ruptura determinados através da
utilização dos métodos descritos e a figura 5.9 apresenta de forma gráfica a relação entre a
carga determinada e o critério da NBR 6122.
Tabela 5. 1 – Carga de Ruptura medida considerando os métodos apresentados
Cara de Ruptura Estimada (kN)
Método
EC1 EC2 EC3 EC4 EC5 EC6
NBR 6122(1996)
Q
NBR
190,0 321,0 320,0 292,0 362,0 390,0
Prática Inglesa
Q
10D
232,0 410,0 395,0 401,0 405,0 409,0
Davisson (1972)
Q
D
185,0 310,0 310,0 280,0 355,0 382,0
Média
202,33 343,33 341,67 324,33 374,00 393,67
Desvio Padrão
25,81 52,52 46,46 66,67 27,07 13,87
Coeficiente de. Variação
12,76 15,30 13,60 20,55 7,24 3,52
Intersecção das tangentes
(Masure e Kaufman,
1983)
Q
MK
170,0 270,0 275,0 217,0 325,0 335,0
Inclinação das tangentes
(Kulhawy, et al, 1983)
Q
K
175,0 290,0 290,0 252,0 332,0 360,0
Butller e Hoy
(Aoki et al. 1998)
Q
BH
180,0 290,0 300,0 270,0 330,0 363,0
De Beer (1967 – 1968)
Q
DB
150,0 180,0 240,0 190,0 320,0 430,0
Média
168,75 257,50 276,25 232,25 326,75 372,00
Desvio Padrão
13,15 52,52 26,26 35,74 5,38 40,65
Coeficiente de. Variação
7,79 20,40 9,51 15,39 1,65 10,93
Van der Veen (1952)
Q
VD
270,0 480,0 500,0 550,0 570,0 630,0
Mazurkiewicz (1972)
Q
MA
270,0 450,0 500,0 550,0 570,0 630,0
Massad (1986)
Q
M
255,8 446,2 438,2 523,6 426,9 566,6
Chin (1970)
Q
C
277,7 526,3 500,0 526,3 476,2 555,6
Rigidez (Décourt, 1996)
Q
R
262,1 494,4 502,1 528,5 461,6 477,5
Brinch
Hansen/80%(1963)
Q
B
235,2 402,9 500,0 536,1 481,1 435,2
Média
261,81 466,63 490,05 535,75 497,62 549,13
Desvio Padrão
15,05 43,05 25,41 11,78 59,19 79,43
Coeficiente de. Variação
5,75 9,23 5,19 2,20 11,89 14,46
Considerando todos os Valores
Valor Máximo
217,7 526,3 502,1 550,0 570,0 630,0
Valor mínimo
150,0 180,0 240,0 190,0 320,0 335,0
Média
219,45 374,67 390,02 393,58 416,52 458,75
Desvio Padrão
45,56 104,68 103,45 145,25 89,53 103,56
Coeficiente de. Variação
20,76 27,94 26,53 36,91 21,50 22,57
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
71
Figura 5. 9 –Relação entre as cargas de ruptura determinada a partir da interpretação da curva carga recalque das provas de carga com o critério da NBR 6122.
0
0,2
0,4
0,6
0,8
1
1,2
1,4
1,6
1,8
2
EC1 EC2 EC3
CC4EC
CC6
C
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
72
Como pode ser observado na tabela 5.1 e figura 5.9 existe uma dispersão entre os
métodos de determinação da carga de ruptura, que pode ser separados em três grupos, os
métodos que apresentam valores menores de estimativa de carga, que são os métodos gráficos
(Mansure e Kaufman 1956, Kulhawy 1983, Butlter e Hoy apud Aoki et al. 1998, e de Beer
1967 – 1968). Valores mais elevados de carga de ruptura foram encontrados nos métodos de
extrapolação da curva carga-recalque (Van der Veen 1953, Mazurkiewicz 1972, Massad
1986, Chin 1970, Décourt 1996 e Brinch Hansen 1963). Já os métodos que limitam o recalque
ou encurtamento elástico da estaca (NBR 6122 1996, Prática Inglesa BSI – CP2004, e
Davisson 1972), apresentaram valores um pouco superiores aos métodos gráficos. Os valores
dos coeficientes de variação quando comparados todos os métodos situaram-se entre 20 e
37%, porém quanto comparados métodos do mesmo grupo estes valores reduzem-se
significativamente.
5.2.2. Determinação da Carga Lateral e de Ponta
Como já discutido anteriormente determinou-se as parcelas de carga lateral (atrito) e
ponta baseados na interpretação na curva carga-recalque. A carga lateral foi obtida pela
proposta de Peres e Milititsky (1990) apud Ramirez (1993) e por Décourt (1995). Pela
proposta de Peres e Milititsky, a resistência lateral é obtida pelo encontro do prolongamento
de dois trechos retilíneos da curva carga-recalque, portanto a resistência de ponta corresponde
à parcela complementar da resistência total. Estes procedimentos foram utilizados, em
detrimento de outros possíveis métodos, pela simplicidade e unicidade dos resultados. A
proposição de Décourt é similar, porém adota valores relacionados com o deslocamento
relativo ao diâmetro da estaca (Figura 5.8) A tabela 5.2 apresenta os valores das parcelas
resistência total ou última (Q
R
), obtidos pelos critérios previstos pela NBR 6122 e a carga
lateral que foi determinada pela proposta de Péres e Milititsky (1990) e Décourt (1995).
Tabela 5. 2 – Resistência total (Q
R
), de ponta (Q
P
) e lateral (Q
L
) das estacas através do critério da NBR
6122.
Peres e Militistky Décourt
Estaca Q
R
(kN)
Q
L
(kN) Q
P
(kN) q
L
(kPa) q
P
(MPa) Q
L
(kN) Q
P
(kN) q
L
(kPa) q
P
(MPa)
EC1
190 170 20 90,23 0,64 151 39 80,2 1,24
EC2
321 270 51 143,3 1,62 210 111 111,5 3,54
EC3
320 275 45 109,5 1,43 252 68 100,3 2,17
EC4
292 217 75 86,4 2,39 205 87 81,6 2,77
EC5
362 325 37 99,5 1,18 310 52 94,9 1,66
EC6
390 335 55 100,7 1,75 337 53 101,3 1,69
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
73
Na análise dos valores apresentados na tabela 5.2, verifica-se que a resistência lateral
ou atrito proposta por Décourt (1995) é um pouco inferior ao método sugerido por Peres e
Milititsky (1990). Os valores de resistência lateral se situam entre 65 a 90% da carga de
ruptura, com valor médio de 80% da carga de ruptura.
5.3. Análise do Desempenho de Previsão da Capacidade de Carga
Para a estimativa da capacidade de carga foram utilizados os métodos teóricos e semi-
empíricos, apresentados no capítulo 2. Para os métodos teóricos foi utilizado o método de
Terzaghi e Peck (1967) para determinação da carga de ponta; e os métodos propostos por
Kézdi (1965), Chandler (1968), Burland (1973) e Touma e Reese (1974) para estimativa da
carga lateral (atrito).
Para estimativa da carga de ruptura pelos métodos semi-empíricos utilizaram-se as
propostas apresentadas por Aoki e Velloso (1975), com ajustes de Laprovitera (1988) e
Monteiro (1997); por Décourt e Quaresma (1978), com modificações de Décourt (1986 e
1996) e ajustes de Milititsky (1988) para solos do Rio Grande do Sul; por P.P.C. Velloso
(1981) com modificações de Meksraitis (1988); por Milititsky e Alves (1985); por Teixeira
(1996),Vorcaro e Velloso (2000) e pelo método proposto pela UFRGS (2006).
Os métodos semi-empíricos utilizam valores de N
SPT
obtidos nas sondagens a
percussão. Foram adotados os valores médios dos resultados das sondagens SP2 e SP3 devido
à proximidade do local das estacas ensaiadas. Na camada com resistência superior a N
SPT
50
foi adotado o valor de máximo N
SPT
de 50.
Tabela 5. 3 – Valores das resistências à penetração dinâmica (N
SPT
)
Prof.
(m)
SP2 SP3 Média
1
9 13 11
2
8 13 10,5
3
15 14 14,5
5
15 14 14,5
6
50 16 33
7
50 50 50
8
50 50 50
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
74
5.3.1. Métodos Teóricos
A tabela 5.4 apresenta os valores da estimativa da carga lateral (Q
L
), ponta (Q
P
) e total
(Q
R
) pelos métodos teóricos, para as estacas de 0,20m de diâmetro e a profundidade de 3,0m,
4,0m e 5,25m. Esses valores estão representados na figura 5.10, na qual pode ser notado que
há um aumento considerável da capacidade de carga quando a estaca está com a ponta
apoiada na segunda camada (areia). A determinação da capacidade de carga de ruptura pode
ser apresenta em dois grupos, em que os valores são aproximados entre eles, o primeiro grupo
formado pelos métodos de Kézdi, 1965 (MT1), Kézdi modificado, 1965 (MT2), Burland,1973
(MT4) e de Touma e Reese, 1974 (MT6), e o segundo grupo formado pelos métodos de
Chandler,1968 (MT3) e de Burland modificado, 1973 (MT5).
As figuras 5.11 a 5.13 mostram a relação entre a carga de ruptura prevista pelos
métodos teóricos e a medida pelo critério da NBR 6122. Verifica-se que para parcela de
resistência de ponta, o melhor desempenho foi o método de Terzachi e Peck, 1967 (MT13)
considerando ruptura geral.
Para as estacas situadas na camada superior (argila-arenosa), estacas EC1, EC2, EC3 e
EC4 as cargas de ruptura previstas pelos métodos teóricos foram bem inferiores aos medidos.
Portanto, subestimando os valores de carga de ruptura. Para as estacas que tiveram a sua ponta
apoiada na camada inferior (areia), estacas EC5 e EC6, alguns métodos de previsão teóricos
apresentaram valores inferiores aos medidos.
Para as estacas EC1 e EC2 (figura 5.11), os métodos que tiveram o melhor
desempenho foram o de Chandler, 1968 (MT3) e Burland modificado, 1973 (MT5).
Estes mesmos métodos, também apresentaram os melhores resultados paras as estacas
EC3 e EC4, conforme apresentado na figura 5.12.
Para as estaca EC5 e EC6 (Figura 5.13), apoiadas na camada inferior (arenosa) a
comparação entre os valores previstos pelos métodos teóricos e os valores medidos pelo
critério da NBR 6122, apresentaram-se mais consistentes. Verifica-se novamente que o
melhor desempenho foi o método de Terzachi e Peck (1967) para ponta, considerando ruptura
geral. Os métodos propostos por Kézdi, 1965 (MT1), Kézdi modificado, 1965 (MT2),
Burland, 1973 (MT4) e Touma e Reese, 1974 (MT6) apresentaram valores entre 0,85 a 1,04
para relação carga prevista e a carga medida. Já os métodos de Chandler, 1968 (MT3) e
Burland modificado, 1973 (MT5) apresentaram valores da relação carga prevista e a carga
medida entre 1,25 a 1,52.
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
75
Tabela 5. 4 - Previsão da carga de ruptura pelos métodos teóricos para as estacas de 0,2m de diâmetro e 3,00, 4,00 e 5,25m de comprimento
Q
P
(kN) Q
L
(kN) Q
R
(kN)
Cód. Método
3,00m 4,00m 5,25m
Cód. Método
3,00m 4,00m 5,25m 3,00m 4,00m 5,25m
MT1
Kézdi (1965) 19,62 25,64 44,17
54,62 64,84 329,72
MT2
Kézdi (1965)
Modificado
26,71
34,9 60,13
61,71 74,10 345,68
MT3
Chandler (1968) 96,41 140,42 203,79
131,41 179,62 489,34
MT4
Burland (1973) 26,71 47,48 81,80
61,71 86,68 367,35
MT5
Burland (1973)
com = 0,8
86,77
154,26 265,76
121,77 193,46 551,31
MT13
Terzaghi e
Peck (geral)
(1967)
35 39,2 285,55
MT6
Touma e Reese
(1974)
29,13
51,78 89,21
64,13 90,98 374,76
MT7
Kézdi (1965) 19,62 25,64 44,17
35,82 43,94 93,12
Kézdi (1965)
MT8
Modificado
26,71
34,9 60,13
42,91 53,2 109,80
MT9
Chandler (1968) 96,41 140,42 203,79
112,61 158,72 252,74
MT10
Burland (1973) 26,71 47,48 81,80
42,91 65,78 130,745
Burland (1973)
MT11
com = 0,8
86,77
154,26 265,76
102,97 172,56 314,71
MT14
Terzaghi e
Peck (local)
(1967)
16,2 18,3 48,95
MT12
Touma e Reese
(1974)
29,13
51,78 89,21
45,33 70,08 138,16
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
76
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
77
0,00
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,20
1,40
1,60
1,80
2,00
MT1 MT2 MT3 MT4 MT5 MT6 MT7 MT8 MT9 MT10 MT11 MT12
Métodos de Previsão
Carga Prevista/Medida
EC3 NBR EC4 NBR Ideal
Figura 5. 12 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos teóricos) e medida (Critério da NBR
6122), para estaca EC3 e EC4 (4m).
0,00
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,20
1,40
1,60
1,80
2,00
MT1 MT2 MT3 MT4 MT5 MT6 MT7 MT8 MT9 MT10 MT11 MT12
Métodos de Previsão
Carga Prevista/Medida
EC5 NBR EC6 NBR Ideal
Figura 5. 13 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos teóricos) e medida (Critério da NBR
6122), para estaca EC5 (5,2) e EC6 (5,3m).
5.3.2. Métodos semi-empíricos
Da mesma forma que as previsões de capacidade de carga dos métodos teóricos os
métodos semi-empíricos apresentaram um comportamento similar para as estacas situadas na
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
78
camada superior (argila-arenosa). Para as estacas EC1, EC2, EC3 e EC4 as cargas de ruptura
previstas pelos métodos semi-empíricos foram inferiores à medida pelo critério da NBR 6122
o que determina um comportamento a favor da segurança e para as estacas que tiveram a sua
ponta apoiada na camada inferior (areia), estacas EC5 e EC6, alguns métodos de previsão
foram superiores aos medidos. A tabela 5.5 apresenta os valores estimados para resistência
lateral (Q
L
), de ponta (Q
P
) e total (Q
R
) para as estacas ensaiadas.
A figura 5.14 apresenta de forma gráfica os valores obtidos através dos métodos semi-
empíricos para determinação da capacidade de carga. As figuras 5.15 a 5.17 mostram a
relação entre a carga de ruptura prevista pelos métodos semi-empíricos e a medida pelo
critério da NBR 6122.
Para as estacas EC1 e EC2 com 3,0m de profundidade (figura 5.15), os métodos que
tiveram o melhor desempenho foram: Laprovitera, 1988 (MSE2), Monteiro, 1997 (MSE3),
Décourt e Quaresma, 1978 (MSE4), Décourt, 1986 (MSE5), Teixeira, 1996 (MSE11) e
UFRGS, 2006 (MSE13). Os valores obtidos entre a carga prevista e a carga medida variou
entre 0,39 a 0,76.
Para as estacas EC3 e EC4 com 4,0m de profundidade (Figura 5.16) os métodos de
previsão de capacidade de carga que tiveram o melhor desempenho foram os mesmos das
estacas EC1 e EC2. Os valores obtidos entre a carga prevista e a carga medida entre 0,52 a
0,72.
Na figura 5.17, está representada a relação entre capacidade de carga prevista pelos
métodos semi-empíricos e medida pelo critério da NBR 6122 para as estacas EC5 e EC6 (5,20
e 5,30m), apoiadas na camada de areia aonde alguns métodos de previsão apresentaram
valores superiores aos estimados.
Para as estacas EC5 e EC6 os métodos semi-empíricos de previsão apresentaram
valores superiores ao estimado, exceto os métodos Décourt, 1996 (MSE7), Militistky, 1985
(MSE10),Vorcaro e Velloso, 2000 (MSE12) e o método da UFRGS 2006 (MSE13).
Nos resultados apresentados para as estacas situadas na camada argilo-arenosa (EC1 a
EC4) os valores previstos da capacidade de carga foram inferiores aos medidos, portanto,
subestimando a carga de ruptura. Para as estacas apoiadas na camada arenosa (EC5 e EC6),
pode-se notar que alguns dos métodos semi-empíricos de previsão da capacidade da carga
foram superiores aos valores medidos. O método de Décourt e Quaresma 1978 (MSE4)
apresentou valores muito superiores aos demais e os métodos de Décourt 1982 (MSE7) e
Milititsky 1985 (MSE10) apresentaram valores muito inferiores aos demais.
Capítulo 5–Apresentação e Análise de Resultados
79
Tabela 5. 5 - Previsão da carga de ruptura pelos métodos semi-empíricos para as estacas de 0,2m de diâmetro e 3,00, 4,00 e 5,25m de comprimento
Q
L
(kN) Q
P
(kN) Q
R
(kN)
Método de Previsão Cod.
3,00m 4,00m 5,25m 3,00m 4,00m 5,25m 3,00m 4,00m 5,25m
Aoki Velloso (1978)
MSE1
31,65
44,4 91,73 53,12 53,12 523,33
84,77 97,52 615,06
Laprovitera (1988)
MSE2
96,46
135,31 238,39 48,57 48,57 209,33
145,03 183,88 447,72
Aoki Velloso ( 1975)
Monteiro (1997)
MSE3
70,74
99,23 190,82 66,78 66,78 382,03
137,52 166,01 572,85
Décourt e Quaresma (1978)
MSE4
94,20
131,88 178,98 49,61 77,87 556,83
143,81 209,75 735,81
Décourt (1986)
MSE5
89,49
122,2 176,65 41,34 64,89 278,41
130,83 187,09 455,06
Militisky (1988)
MSE6
62,64
85,54 123,66 41,34 64,89 278,41
103,98 150,43 402,07
Décourt e Quaresma (1978)
Décourt (1996)
MSE7
71,59
97,76 137,96 35,14 55,16 139,21
106,73 152,92 277,17
P.P.C. Velloso (1981)
MSE8
49,85
69,93 129,37 37,09 52,55 301,68
86,94 122,48 431,05
P.P.C Velloso (1981)
Meksraitis (1988)
MSE9
49,85
69,93 129,37 39,84 39,84 329,70
89,69 109,77 459,07
Milititsky ( 1985)
MSE10
50,30
68,85 94,71 24,81 38,94 83,52
75,11 107,79 178,23
Teixeira (1996)
MSE11
84,78
116,49 172,42 53,75 84,36 375,86
138,53 200,85 548,28
Vorcaro-Veloso (2000)
MSE12
-
- - - - -
91,42 121,29 327,81
UFRGS (2006)
MSE13
44,98
62,33 101,48 80,28 123,47 190,95
124,96 185,80 292,43
Capítulo 5 – Apresentação e Análise dos Resultados
80
0
100
200
300
400
500
600
700
800
3 4 5,25
Profundidade (m)
Carga (kN)
MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE12 MSE13
EC6 – 5,3m
EC2 – 3,0m EC3 – 4,0m EC5 – 5,2m
EC4 – 4,0m
EC1 – 3,0m
Figura 5. 14 - Carga de ruptura prevista pelos métodos semi-empíricos para as estacas ensaiadas
comparadas com os valores determinados pelo Critério da NBR 6122.
0,00
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,20
1,40
1,60
1,80
2,00
MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE12 MSE13
Métodos de Previsão
Carga Prevista/Medida
EC1 NBR EC2 NBR Ideal
Figura 5. 15 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da
NBR 6122), para estaca EC1 e EC2 (3,0m).
Capítulo 5 – Apresentação e Análise dos Resultados
81
0,00
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,20
1,40
1,60
1,80
2,00
MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE12 MSE13
Métodos de Previsão
Carga Prevista/Medida
EC3 NBR EC4 NBR Ideal
Figura 5. 16 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da
NBR 6122), para estaca EC3 e EC4 (4,0m).
0,00
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,20
1,40
1,60
1,80
2,00
MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE12 MSE13
Métodos de Previsão
Carga Prevista/Medida
EC5 NBR EC6 NBR Ideal
Figura 5. 17 - Relação entre a carga de ruptura prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da
NBR 6122), para estaca EC5 (5,2) e EC6 (5,3m).
As figuras 5.18 a 5.20 mostram a relação entre a carga lateral prevista e a medida pela
proposta de Peres e Milititsky (1990) e Décourt (1995), para as estacas ensaiadas.
Capítulo 5 – Apresentação e Análise dos Resultados
82
0,00
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,20
1,40
1,60
1,80
2,00
MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE13
Métodos de Previsão
Carga Prevista/Medida
EC1 Milititsky EC1 Decourt EC2 Milititsky EC2 Decourt Ideal
Figura 5. 18 - Relação entre a carga lateral prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da NBR
6122), para estaca EC1 e EC2 (3m).
A relação entre a carga lateral prevista e medida para a estaca EC1 e EC2 está
representada na figura 5.18. Os métodos que apresentaram o melhor desempenho foram o de
Laprovitera, 1988 (MSE2), Décourt e Quaresma, 1978 (MSE4), com a relação carga prevista
e carga medida de 0,35 a 0,57 pela proposta de Peres e Milititsky e 0,45 a 0,64 pela proposta
de Décourt.
Para as estacas EC3 e EC4 a relação entre a carga lateral prevista e a medida esta
representada na figura 5.19. Os melhores desempenhos foram dos mesmos métodos das
estacas EC1 e EC2, para uma relação de carga prevista e de carga medida de 0,48 a 0,62 pela
proposta de Peres Milititsky de 0,52 a 0,66 pela proposta de Décourt.
A figura 5.20 apresenta os valores da relação entre a capacidade de carga lateral
prevista e da carga medida das estacas EC5 e EC6. Os métodos de Laprovitera, 1988 (MSE2),
Monteiro, 1997 (MSE3), com uma relação de carga prevista e carga medida de 0,57 a 0,72
pela proposta de Peres e Militisky e de 0,58 a 0,76 pela proposta de Décourt.
Para previsão da capacidade de carga lateral das estacas ensaiadas, todos os métodos
de previsão semi-empíricos apresentaram valores inferiores aos valores medidos.
Capítulo 5 – Apresentação e Análise dos Resultados
83
0,00
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,20
1,40
1,60
1,80
2,00
MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE13
Métodos de Previsão
Carga Prevista/Medida
EC3 Milititsky EC3 Decourt EC4 Milititsky EC4 Decourt Ideal
Figura 5. 19 - Relação entre a carga lateral prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da NBR
6122), para estaca EC3 e EC4 (4,0m).
0,00
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,20
1,40
1,60
1,80
2,00
MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE13
Métodos de Previsão
Carga Prevista/Medida
EC5 Milititsky
EC5 Decourt
EC6 Milititsky
EC6 Decourt
Ideal
Figura 5. 20 - Relação entre a carga lateral prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da NBR
6122), para estaca EC4 (5,20m) e EC5 (5,3m).
Capítulo 5 – Apresentação e Análise dos Resultados
84
As figuras 5.21 a 5.23 mostram a relação entre a carga de ponta prevista pelos métodos
semi-empíricos e a medida pela proposta de Peres e Milititsky (1990) e Décourt (1995) para a
carga lateral, e tendo como carga de ruptura o critério da NBR 6122.
Para a estaca EC1(figura 5.21), a relação entre a carga prevista e a carga medida
variou de 0,64 a 4,01 e para estaca EC2, a relação carga prevista e a carga medida foi de 0,22
a 1,57.
A relação entre a carga de ponta prevista e a carga medida para as estacas EC3 e EC4
(4,0m), está apresentada na figura 5.22. Para a estaca EC3, a variação entre a carga prevista e
a carga medida variou entre 0,59 a 2,74, e para a EC4, a variação foi de 0,46 a 1,65.
0,00
0,50
1,00
1,50
2,00
2,50
3,00
3,50
4,00
4,50
Milititsky Decourt Milititsky Decourt
EC1 EC2
Carga Prevista/Medida
MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE13 Ideal
Figura 5. 21 – Relação entre a carga de ponta prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da
NBR 6122), para estaca EC1 e EC2 (3,0m).
0,00
0,50
1,00
1,50
2,00
2,50
3,00
Milititsky Decourt Milititsky Decourt
EC3 EC4
Carga Prevista/Medida
MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE13 Ideal
Figura 5. 22 - Relação entre a carga de ponta prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da
NBR 6122), para estaca EC3 e EC4 (4m).
Capítulo 5 – Apresentação e Análise dos Resultados
85
Para as estacas EC5 e EC6 (5,20 e 5,30m), apresentados na figura 5.23, os valores
previstos foram superiores aos medidos.
0,00
2,00
4,00
6,00
8,00
10,00
12,00
14,00
16,00
Milititsky Decourt Milititsky Decourt
EC5 EC6
Carga Prevista/Medida
MSE1 MSE2 MSE3 MSE4 MSE5 MSE6 MSE7 MSE8 MSE9 MSE10 MSE11 MSE13 Ideal
Figura 5. 23 - Relação entre a carga de ponta prevista (métodos semi-empíricos) e medida (Critério da
NBR 6122), para estaca EC5 (5,2m) e EC6 (5,3m).
0
100
200
300
400
500
600
700
0 100 200 300 400 500 600 700
Carga Medida (kN)
Carga Prevista (kN)
MSE1
MSE2
MSE3
MSE4
MSE5
MSE6
MSE7
MSE8
MSE9
MSE10
MSE11
MSE12
MSE13
4:1
2:1
Ideal
1:2
1:4
Figura 5. 24 – Relação da carga de ruptura prevista (métodos semi-empíricos) e a medida (critério da
NBR 6122) para todas as estacas ensaiadas.
Capítulo 5 – Apresentação e Análise dos Resultados
86
Está representado na figura 5.24, a relação entre a carga de ruptura prevista pelos
métodos semi-empíricos e a medida pelo critério da NBR 6122, para todas as estacas
ensaiadas. Como pode ser observado, existe uma concentração dos valores abaixo do ideal,
valores estes que são das estacas apoiadas na camada superior (argilo-arenosa) e alguns
valores de métodos mais conservados para estimativa de carga para as estacas apoiadas na
camada inferior (areia).
Os melhores desempenhos para as duas camadas utilizando os métodos semi-
empíricos, com uma margem de 20% para cima e para baixo do valor ideal foram os métodos
de Laprovitera, 1988 (MSE2), Décourt, 1986 (MSE5) e o método da UFRGS 2006 (MSE13).
Capítulo 5 – Conclusões e Sugestões
6. CONCLUSÕES E SUGESTÕES
Apresentam-se neste capítulo as conclusões mais importantes deste trabalho, no que se
refere ao estudo do comportamento a compressão das estacas escavadas de pequeno diâmetro
em solos sedimentares no CEEG/UFSM e sugestões para trabalhos futuros.
6.1. CONCLUSÕES
As principais conclusões deste trabalho, estabelecidas a partir da análise de resultados
das provas de carga, dos ensaios de N
SPT
e valores de resistência do solo, estão apresentadas e
resumidas a seguir.
a) Quanto ao comportamento das provas de carga
Os resultados das provas de carga das estacas com diâmetro de 0,20m e comprimentos
de 3,0, 4,0 e 5,2 e 5,3m ensaiadas podem ser descritos como gráficos compostas por dois
segmentos retilíneos unidos por um trecho curvo. O primeiro segmento correspondente à
mobilização da resistência lateral, com recalques sempre inferiores a 4mm. O segundo
segmento, devido à mobilização da resistência de ponta, mostra um crescimento dos recalques
praticamente linear até grandes deslocamentos. Esse trecho curvo, que une os dois segmentos
retilíneos, tem início em torno de um deslocamento de 0,12% a 0,40% do diâmetro das
estacas e fim em torno de 1,5% a 3,0% do diâmetro da estaca.
Na fase de descarregamento no final de cada prova de carga as estacas apresentaram
deslocamentos permanentes e não reversíveis, caracterizando a ruptura do solo.
O comportamento das curvas carga-recalque das estacas EC2, EC3, EC4 e EC5 foi
similar. O solo na região da estaca EC1, apresentou a menor rigidez e a EC6 maior rigidez.
As estacas com 5,20 e 5,30m tiveram um aumento da capacidade de carga total de
22%, comparado com as estacas apoiadas na camada superior.
b) Quanto à determinação da carga de ruptura pela análise da curva carga-recalque
Capitulo 6 – Conclusões e Sugestões
88
Há uma dispersão entre os métodos de determinação da carga de ruptura, que pode ser
separados em três grupos: (a) métodos que apresentam valores menores de estimativa de
carga, que são os métodos gráficos (Mansure e Kaufman 1956, Kulhawy 1983, Butlter e Hoy
apud Aoki et al. 1998, e de Beer 1967 – 1968); (b) métodos que apresentaram valores mais
elevados de carga de ruptura que adotam algum critério de extrapolação da curva carga-
recalque (Van der Veen 1953, Mazurkiewicz 1972, Massad 1986, Chin 1970, Décourt 1996 e
Brinch Hansen 1963); e (c) métodos que limitam o recalque ou encurtamento elástico da
estaca (NBR 6122 1996, Prática Inglesa BSI – CP2004, e Davisson 1972), que apresentaram
valores um pouco superiores aos métodos gráficos. Os valores dos coeficientes de variação
quando comparados todos os métodos situaram-se entre 20 e 37%, porém quanto comparados
métodos do mesmo grupo estes valores reduzem-se significantemente.
A determinação da carga de ruptura para o primeiro grupo, depende muito da
interpretação individual. Os valores do coeficiente de variação ficam entre 1,7 a 20,4%. Para
este grupo o método que apresentou maior dificuldade de interpretação foi o método de Beer
(1967 – 1968), pois a intersecção entre as retas não ficava bem definido.
O coeficiente de variação para os métodos de extrapolação, segundo grupo, ficou entre
5,2 a 14,5%. Como é de se esperar estes métodos apresentaram cargas mais elevadas, pois
extrapolam o gráfico carga-recalque.
O método de Van der Veen (1952) e Mazurkiewicz (1972), apresentaram valores
semelhantes, como constatados por Massad (1986). Esses métodos são mais trabalhosos e
exigem mais tempo para sua interpretação, diferente dos demais métodos desse grupo, que são
práticos e eficientes.
Para o terceiro grupo, o coeficiente de variação foi de 3,5 a 15,3%. Esse grupo a
interpretação também é mais simples, pois a carga é fixada por um valor de recalque máximo.
Os valores mais conservadores foram os de Davisson (1972)
Os métodos de determinação da parcela da resistência lateral, propostos por Peres e
Milititsky (1990) e Décourt (1995), são métodos práticos e de fácil interpretação. Os valores
obtidos pela proposta de Décourt (1995) são pouco inferiores ao do método sugerido por
Péres e Milititsky (1990). Os valores de resistência lateral se situam entre 65 e 90% da carga
de ruptura tendo o critério de ruptura a NBR 6122, com uma média em torno de 80% da carga
de ruptura.
c) Quanto aos métodos de previsão da capacidade de carga total
Capitulo 6 – Conclusões e Sugestões
89
Para as estacas apoiadas na camada superior (argila-arenosa), os métodos teóricos que
apresentaram o melhor desempenho foram Chandler, 1968 (MT3) e Burland modificado,
1973 (MT5), tendo como parcela da carga de ponta prevista por Terzaghi e Peck (1967) na
ruptura geral. A variação da relação entre a carga prevista e a carga medida pelo critério da
NBR 6122 foi de 0,38 a 0,69.
Para as estaca apoiadas na camada inferior (areia), verifica-se que novamente o melhor
desempenho foi o método de Terzaghi e Peck (1967) para ponta, considerando ruptura geral.
Os métodos propostos por Kézdi, 1965 (MT1), Kézdi modificado, 1965 (MT2), Burland,
1973 (MT4) e Touma e Reese, 1974 (MT6) apresentaram valores entre 0,85 a 1,04 para a
relação entre carga prevista e a carga medida. Os métodos de Chandler, 1968 (MT3) e
Burland modificado, 1973 (MT5) apresentaram valores entre a relação carga prevista e a
carga medida entre 1,25 a 1,52
Para as estacas apoiadas na camada superior, os métodos semi-empíricos que
apresentaram melhor desempenho foram: Laprovitera, 1988 (MES2), Monteiro, 1997
(MSE3), Décourt e Quaresma, 1978 (MSE4), Décourt, 1986 (MES5), Teixeira, 1996
(MSE11) e UFRGS, 2006 (MSE13), com a relação entre a carga prevista e a carga medida
pelo critério da NBR 6122 de 0,39 a 0,76.
Para as estacas situadas na camada inferior os métodos de Laprovitera, 1988 (MSE2),
Décourt, 1986 (MSE5), Milititsky, 1986 (MSE6), P.P.C. Velloso (MSE8) e Meksraitis, 1988
(MSE9), apresentam valores entre a carga prevista e a carga medida de 1,04 a 1,26. Para os
métodos Décourt, 1996 (MSE7), Velloso, 2000 (MSE12) e o método da UFRGS, 2006
(MSE13) a relação entre a carga prevista e a carga medida foi de 0,72 a 0,89.
Os melhores desempenhos para as duas camadas utilizando os métodos semi-
empíricos, com uma margem de 20% para cima e para baixo do valor ideal foram os métodos
de Laprovitera, 1988 (MSE2), Décourt, 1986 (MSE5) e o método da UFRGS 2006 (MSE13).
d) Quanto à previsão da parcela da resistência lateral
Para a parcela lateral os métodos que apresentaram melhor desempenho para as
estacas situadas na camada superior foram Laprovitera, 1988 (MSE2) e Décourt e Quaresma,
1978 (MSE4), tendo a relação entre a carga prevista e carga a medida com valores de 0,36 a
0,66. Para as estacas situadas na camada inferior os melhores métodos foram Laprovitera,
1988 (MSE2) e Monteiro, 1997 (MSE3) com a relação entre a carga prevista e a carga medida
com valores de 0,57 a 0,76.
Capitulo 6 – Conclusões e Sugestões
90
e) Quanto à previsão da parcela da resistência de ponta
As estacas EC1, EC2, EC3 e EC4, apoiadas na camada superior (argila-arenosa)
tiveram uma variação entre a carga prevista e a carga medida de 0,46 a 4,01. Para as estacas
EC5 e EC6, os valores previstos foram superiores aos medidos em todas as previsões.
6.2. SUGESTÕES PARA FUTURAS PESQUISAS
Sugere-se para continuação do trabalho:
• complementar a descrição geotécnica do local com investigações que não
foram efetuadas, entre elas os ensaios laboratoriais de resistência ao
cisalhamento em equipamento de compressão triaxial, permeabilidade e
compactação, e, ”in situ”, sondagens de simples reconhecimento com aplicação
de torque (SPT-T), sondagem de penetração do cone tipo CPT e ensaios
pressiométricos com pressiômetro de Ménard e dilatométricos com dilatômetro
de Marchetti;
• realizar um plano mais amplo de provas de carga para o tipo de estaca
analisada, com aumento no número de ensaios para que se possa obter uma
melhor avaliação do comportamento deste tipo de fundação e dos métodos de
determinação de capacidade de carga;
• efetuar um estudo dos métodos de previsão dos recalques com finalidade de
estabelecer a carga admissível para este tipo de fundação;
• executar um estudo do comportamento, através de provas de carga à tração e
compressão, de estacas escavadas de diferentes diâmetros e profundidades;
• instrumentar os próximos ensaios de prova de carga em estaca no sentido de
verificar o comportamento das parcelas de resistência de ponta e lateral;
• estudar o comportamento de outros tipos de fundações correntes, como é caso
de estacas, pré-moldadas e fundações superficiais do tipo sapata;
• estudar o comportamento de estacas de solo-cimento.
Referências Bibliográfica
91
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v. 2, 472p.
VELLOSO, P. P. C. Fundações – aspectos geotécnicos. Rio de Janeiro: PUC/DEC, 1987. 5.
ed., v. 3.
Anexo
100
ANEXOS
Anexo
101
ANEXO I: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-
Recalque para os métodos de Davisson (1972) , NBR 6122 (1996) e a Prática
Inglesa.
EC1
Anexo
102
EC2
EC3
Anexo
103
EC4
EC5
Anexo
104
EC6
Anexo
105
ANEXO II: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-
Recalque para os métodos de Intersecção das Tangentes (1983) e Inclinação
das Tangentes (1983)
EC1
Anexo
106
EC2
EC3
Anexo
107
EC4
EC5
Anexo
108
EC6
Anexo
109
ANEXO III: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-
Recalque para o método de Van der Veen (1956)
0
5
10
15
20
25
00,511,522,533,
-LN(1-P/PR)
Recalque (mm)
5
PR250
PR260
PR270
PR280
PR290
PR300
PR310
Critério de Van der Veen - EC1
y = 16,161x - 12,139
R
2
= 0,9992
0
2
4
6
8
10
12
14
16
18
20
22
24
26
00,511,522,5
-LN(1-P/PR)
Recalque (mm)
PR270kN
Linear (PR270kN)
0
5
10
15
20
25
30
35
40
45
50
55
60
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500
Carga ( kN )
Recalque ( mm )
EC1
Anexo
110
0
5
10
15
20
25
0 0,5 1 1,5 2 2,5 3 3,5 4
-LN(1-P/PR)
Recalque (mm)
PR440
PR45
PR46
PR47
PR48
PR49
PR50
Critério Van Der Veen - EC2
y = 12,899x - 6,0981
R
2
= 0,9938
0
5
10
15
20
25
0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2 2,2 2,4
-LN(1-P/PR)
Recalque (mm)
PR480
Linear (PR480)
0
10
20
30
40
Anexo
111
0
5
10
15
20
25
30
35
00,511,522,5
-LN(1-P/PR)
Recalque (mm)
3
PR470 PR480 PR490 PR500 PR520 PR490 PR500
Critério Van Der Veen -EC3
y = 20,976x - 12,892
R
2
= 0,9963
0
5
10
15
20
25
30
35
40
45
0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2 2,2 2,4 2,6
-LN(1-P/PR)
Recalque (mm)
PR500
Linear (PR500)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
140
150
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550
Carga ( kN )
Recalque ( mm )
EC3
Anexo
112
Anexo
113
0
5
10
15
20
25
30
0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2
-LN(1-P/PR)
Recalque (mm)
PR540
PR550
PR560
PR570
PR580
PR590
PR600
Critério Van Der Veen - EC5
y = 33,19x - 22,974
R
2
= 0,9755
0
10
20
30
40
50
00,20,40,60,811,21,41,61,822,2
-LN(1-P/PR)
Recalque (mm)
PR570
Linear (PR570)
Anexo
114
0
5
10
15
20
25
0 0,20,40,60,8 1 1,21,41,61,8
-LN(1-P/PR)
Recalque (mm)
PR48
PR49
PR50
PR51
PR52
PR53
PR54
Critério Van Der Veen - EC6
y = 33,895x - 23,759
R
2
= 0,9833
0
10
20
30
40
50
0 0,2 0,4 0,6 0,8 1 1,2 1,4 1,6 1,8 2
-LN(1-P/PR)
Recalque (mm)
PR630
Linear (PR630)
0
10
20
30
40
50
60
70
80
90
100
110
120
130
140
150
0 50 100 150 200 250 300 350 400 450 500 550 600 650
Carga ( kN )
Recalque ( mm )
EC6
Anexo
115
ANEXO IV: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-
Recalque para o método de Mazurkiewicz (1972)
EC1
Anexo
116
EC2
EC3
Anexo
117
EC4
EC5
Anexo
118
EC6
Anexo
119
ANEXO V: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-
Recalque para o método de Masad (1986)
EC1
EC2
Anexo
120
EC3
EC4
Anexo
121
EC5
EC6
Anexo
122
ANEXO VI: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-
Recalque para o método de Chin (1970)
EC1
EC2
EC3
Anexo
123
EC4
EC5
EC6
Anexo
124
ANEXO VII: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva
Carga-Recalque para o método da Rigidez (1996)
y = -0,3735x + 97,897
R
2
= 0,9451
0
200
400
600
800
1000
1200
1400
1600
0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300
Carga ( kN )
RIG. ( kN/mm)
EC1
y = -0,2479x + 122,56
R
2
= 0,9473
0
100
200
300
400
500
600
700
20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340 360 380 400 420 440 460 480 500
Carga ( kN )
RIG. ( kN/mm)
(útimos 5
pontos)
EC2
y = -0,1945x + 97,656
R
2
= 0,9568
0
100
200
300
400
500
600
700
30 50 70 90 110 130 150 170 190 210 230 250 270 290 310 330 350 370 390 410 430 450 470 490 510
Carga ( kN )
RIG. ( kN/mm)
EC3
Anexo
125
y = -0,1555x + 82,184
R
2
= 0,9463
0
100
200
300
400
500
600
700
800
900
40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340 360 380 400 420 440 460 480 500 520
Carga ( kN )
RIG. ( kN/mm)
EC4
Anexo
126
ANEXO VIII: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva
Carga-Recalque para o método Brinch Hansen 80% (1963)
y = 0,0004x + 0,0113
R
2
= 0,9747
0,00
0,01
0,01
0,02
0,02
0,03
0 5 10 15 20 25 30
recalque ( mm )
raizr/Q
EC1
y = 0,0002x + 0,0077
R
2
= 0,9719
0,00
0,00
0,00
0,01
0,01
0,01
0,01
0 5 10 15 20 25 30
recalque (mm)
raizr/Q
EC2
y = 0,0002x + 0,008
R
2
= 0,9779
0,00
0,00
0,00
0,01
0,01
0,01
0,01
0,01
0 5 10 15 20 25 30
recalque (mm)
raizr/Q
EC3
Anexo
127
y = 0,0001x + 0,0087
R
2
= 0,9527
0,00
0,00
0,00
0,01
0,01
0,01
0,01
0,01
0 5 10 15 20 25 30
recalque (mm)
raizr/Q
EC4
y = 0,0002x + 0,0054
R
2
= 0,9541
0,00
0,00
0,00
0,01
0,01
0,01
0,01
0,01
0 5 10 15 20 25 30
recalque (mm)
raizr/Q
EC5
y = 0,0002x + 0,0066
R
2
= 0,9502
0,00
0,00
0,00
0,01
0,01
0,01
0,01
0 5 10 15 20 25 30
recalque (mm)
raizr/Q
EC6
Anexo
128
ga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-ANEXO IX: Definição da Car
Recalque para o método Butller e Hoy (Aoki e outros 1998)
E
C
1
EC2
Anexo
129
EC3
EC4
Anexo
130
EC5
EC6
Anexo
131
ANEXO X: Definição da Carga de Ruptura a Partir da Extrapolação da Curva Carga-
Recalque para o método De Beer ( 1967 – 1968)
EC1
EC2
Anexo
132
EC3
EC4
Anexo
133
’
EC5
EC6
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