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FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS
Prof. Gérson Miranda
INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO CAUSAS MAIS FREQUENTES DE PROBLEMAS DE FUNDAÇÕES.
a) AUSÊNCIA DE INVESTIGAÇÕES 80% dos casos de mau desempenho de obras pequenas e médias
b) INVESTIGAÇÃO INSUFICIENTE Número insuficiente de sondagens (área extensa ou subsolo variado); Profundidade de investigação insuficiente; Propriedade de comportamento não determinada por necessitar de ensaios especiais (expansibilidade, Colapsividade) Situações com grande variação de propriedades
c) INVESTIGAÇÃO COM FALHA Erro na localização do sítio (local) Procedimentos indevidos ou ensaio não padronizado Equipamento com defeito ou fora de especificação Procedimentos fraudulentos Ensaios de campo-labotarório - representativadade
d) INTERPRETAÇÃO INADEQUADA DOS DADOS Adoção de valores não representativos ou ausência de identificação de problemas podem provocar desempenho inadequado das fundações
e) CASOS ESPECIAIS Influência da vegetação – raízes (umidade) Colapsividade pc=e/(1+eo); - expansibilidade – grandes recalques Zonas de mineração – galerias
PROFUNDIDADE INSUFICIENTE DE INVESTIGAÇÃO
P
STANDARD PENETRATION TEST – Ensaio SPT O reconhecimento das condições do subsolo constitui-se em prérequisito para projetos de fundações seguros e econômicos.
EQUIPAMENTO DE SONDAGEM A PERCUSSÃO DO TIPO SPT
No Brasil o custo envolvido na execução de sondagens de reconhecimento varia entre 0,2 e 0,5% do custo total da obra
O Standard Penetration Test (SPT) é reconhecidamente a mais popular, rotineira e econômica ferramenta de investigação em praticamente todo o mundo, servindo como indicativo da densidade de solos granulares e sendo também aplicado à identificação da consistência de solos coesivos e mesmo de rochas brandas. Métodos rotineiros de projeto de fundações diretas e profundas usam sistematicamente os resultados de SPT, especialmente no Brasil. O ensaio SPT constitui-se em uma medida de resistência dinâmica conjugada a uma sondagem de simples reconhecimento. A perfuração é obtida por tradagem e circulação de água utilizando-se um trépano de lavagem como ferramenta de escavação. Amostras representativas do solo são coletadas a cada metro de profundidade por meio de amostrador padrão, de diâmetro externo de 50mm. O procedimento de ensaio consiste na cravação deste amostrador no fundo de uma escavação (revestida ou não), usando a queda de peso de 65,0 kg, caindo de uma altura de 750mm (ver ilustração nas Figuras 2.1 e 2.2). O valor NSPT é o número de golpes necessário para fazer o amostrador penetrar 300mm, após cravação inicial de 150mm.
Figura 2.1 Ilustração do ensaio SPT
As vantagens deste ensaio com relação aos demais são: simplicidade do equipamento, baixo custo e obtenção de um valor numérico de ensaio que pode ser relacionado através de propostas não sofisticadas, mas diretas, com regras empíricas de projeto. Apesar das críticas válidas que são continuamente feitas à diversidade de procedimentos utilizados para a execução do ensaio e à pouca racionalidade de alguns dos métodos de uso e interpretação, este é o processo dominante ainda usado na prática de Engenharia de Fundações. O objetivo deste capítulo consiste na apresentação de aspectos relevantes à análise do ensaio e suas limitações, à luz dos conhecimentos recentes, com o objetivo de esclarecer os usuários dos cuidados envolvidos no uso e interpretação dos resultados do ensaio, e aumentar o conhecimento sobre técnicas modernas, à prática brasileira.
(a) Ilustração com dimensões
(b) Foto do amostrador bipartido Figura 2.2 Amostrador padrão "Raymond" (NBR 6484/80)
PERFIS DE SONDAGENS
SP02 SP 01
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ABR 1996
NBR 6122
Projeto e execução de fundações ABNT-Associação Brasileira de Normas Técnicas Sede: Rio de Janeiro Av. Treze de Maio, 13 - 28º andar CEP 20003-900 - Caixa Postal 1680 Rio de Janeiro - RJ Tel.: PABX (021) 210 -3122 Telex: (021) 34333 ABNT - BR Endereço Telegráfico: NORMATÉCNICA
Procedimento
Copyright © 1996, ABNT–Associação Brasileira de Normas Técnicas Printed in Brazil/ Impresso no Brasil Todos os direitos reservados
Origem: Projeto NBR 6122/1994 CB-02 - Comitê Brasileiro de Construção Civil CE-02:004.08 - Comissão de Estudo de Projeto e Execução de Fundações NBR 6122 - Foundations - Design and construction - Procedure Descriptor: Foundation Esta Norma substitui a NBR 6122/1986 Válida a partir de 30.05.1996 Palavra-chave: Fundação
SUMÁRIO 1 Objetivo 2 Documentos complementares 3 Definições 4 Investigações geotécnicas, geológicas e observações locais 5 Cargas e segurança nas fundações 6 Fundações superficiais 7 Fundações profundas 8 Escavações 9 Observações do comportamento e instrumentação de obras de fundação
33 páginas
NBR 6489 - Prova de carga direta sobre terreno de fundação - Procedimento NBR 6502 - Rochas e solos - Terminologia NBR 7190 - Cálculo e execução de estruturas de madeira - Procedimento NBR 8681 - Ações e segurança nas estruturas - Procedimento
1 Objetivo
NBR 8800 - Projeto e execução de estruturas de aço de edifícios - Procedimento
Esta Norma fixa as condições básicas a serem observadas no projeto e execução de fundações de edifícios, pontes e demais estruturas.
NBR 9061 - Segurança de escavação a céu aberto Procedimento
2 Documentos complementares
NBR 9062 - Projeto e execução de estruturas de concreto pré-moldado - Procedimento
Na aplicação desta Norma é necessário consultar:
NBR 9603 - Sondagem a trado - Procedimento
Portaria 3.214 do Ministério do Trabalho NBR 6118 - Projeto e execução de obras de concreto armado - Procedimento
NBR 9604 - Abertura de poço e trincheira de inspeção em solo com retirada de amostra deformada e indeformada - Procedimento
NBR 6484 - Execução de sondagens de simples reconhecimento dos solos - Método de ensaio
NBR 9820 - Coleta de amostras indeformadas de solos em furos de sondagens - Procedimento
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NBR 10905 - Solo - Ensaios de palheta in situ - Método de ensaio NBR 12069 - Solo - Ensaio de penetração de cone in situ (CPT) - Método de ensaio NBR 12131 - Estacas - Prova de carga estática Método de ensaio NBR 13208 - Estacas - Ensaio de carregamento dinâmico - Método de ensaio
3 Definições Para os efeitos desta Norma são adotadas as definições de 3.1 a 3.30. 3.1 Fundação superficial (ou rasa ou direta) Elementos de fundação em que a carga é transmitida ao terreno, predominantemente pelas pressões distribuídas sob a base da fundação, e em que a profundidade de assentamento em relação ao terreno adjacente é inferior a duas vezes a menor dimensão da fundação. Incluem-se neste tipo de fundação as sapatas, os blocos, os radier, as sapatas associadas, as vigas de fundação e as sapatas corridas. 3.2 Sapata Elemento de fundação superficial de concreto armado, dimensionado de modo que as tensões de tração nele produzidas não sejam resistidas pelo concreto, mas sim pelo emprego da armadura. Pode possuir espessura constante ou variável, sendo sua base em planta normalmente quadrada, retangular ou trapezoidal. 3.3 Bloco Elemento de fundação superficial de concreto, dimensionado de modo que as tensões de tração nele produzidas possam ser resistidas pelo concreto, sem necessidade de armadura. Pode ter suas faces verticais, inclinadas ou escalonadas e apresentar normalmente em planta seção quadrada ou retangular.
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3.7 Sapata corrida Sapata sujeita à ação de uma carga distribuída linearmente. 3.8 Fundação profunda Elemento de fundação que transmite a carga ao terreno pela base (resistência de ponta), por sua superfície lateral (resistência de fuste) ou por uma combinação das duas, e que está assente em profundidade superior ao dobro de sua menor dimensão em planta, e no mínimo 3 m, salvo justificativa. Neste tipo de fundação incluem-se as estacas, os tubulões e os caixões. Nota: Não existe uma distinção nítida entre o que se chama estaca, tubulão e caixão. Procurou-se nesta Norma seguir o atual consenso brasileiro a respeito.
3.9 Estaca Elemento de fundação profunda executado inteiramente por equipamentos ou ferramentas, sem que, em qualquer fase de sua execução, haja descida de operário. Os materiais empregados podem ser: madeira, aço, concreto prémoldado, concreto moldado in situ ou mistos. 3.10 Tubulão Elemento de fundação profunda, cilíndrico, em que, pelo menos na sua etapa final, há descida de operário. Pode ser feito a céu aberto ou sob ar comprimido (pneumático) e ter ou não base alargada. Pode ser executado com ou sem revestimento, podendo este ser de aço ou de concreto. No caso de revestimento de aço (camisa metálica), este poderá ser perdido ou recuperado. 3.11 Caixão Elemento de fundação profunda de forma prismática, concretado na superfície e instalado por escavação interna. Na sua instalação pode-se usar ou não ar comprimido e sua base pode ser alargada ou não. 3.12 Estaca cravada por percussão
3.4 Radier Elemento de fundação superficial que abrange todos os pilares da obra ou carregamentos distribuídos (por exemplo: tanques, depósitos, silos, etc.). 3.5 Sapata associada (ou radier parcial) Sapata comum a vários pilares, cujos centros, em planta, não estejam situados em um mesmo alinhamento. 3.6 Viga de fundação Elemento de fundação superficial comum a vários pilares, cujos centros, em planta, estejam situados no mesmo alinhamento.
Tipo de fundação profunda em que a própria estaca ou um molde é introduzido no terreno por golpes de martelo (por exemplo: de gravidade, de explosão, de vapor, de diesel, de ar comprimido, vibratório). Em certos casos, esta cravação pode ser precedida por escavação ou lançagem. 3.13 Estaca cravada por prensagem Tipo de fundação profunda em que a própria estaca ou um molde é introduzido no terreno através de macaco hidráulico. Nota: As estacas cravadas são atualmente denominadas “estacas de deslocamento”.
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3.14 Estaca escavada, com injeção Tipo de fundação profunda executada através de injeção sob pressão de produto aglutinante, normalmente calda de cimento ou argamassa de cimento e areia, onde procura-se garantir a integridade do fuste ou aumentar a resistência de atrito lateral, de ponta ou ambas. Esta injeção pode ser feita durante ou após a instalação da estaca.
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3.23 Nega Penetração permanente de uma estaca, causada pela aplicação de um golpe do pilão. Em geral é medida por uma série de dez golpes. Ao ser fixada ou fornecida, deve ser sempre acompanhada do peso do pilão e da altura de queda ou da energia de cravação (martelos automáticos). 3.24 Repique
3.15 Estaca tipo broca Tipo de fundação profunda executada por perfuração com trado e posterior concretagem. 3.16 Estaca apiloada Tipo de fundação profunda executada por perfuração com o emprego de soquete. Nesta Norma, este tipo de estaca é tratado também como estaca tipo broca. Nota: Tanto a estaca apiloada como a estaca escavada, com injeção, incluem-se em um tipo especial de estacas que não são cravadas nem totalmente escavadas.
3.17 Estaca tipo Strauss Tipo de fundação profunda executada por perfuração através de balde sonda (piteira), com uso parcial ou total de revestimento recuperável e posterior concretagem. 3.18 Estaca escavada Tipo de fundação profunda executada por escavação mecânica, com uso ou não de lama bentonítica, de revestimento total ou parcial, e posterior concretagem. 3.19 Estaca tipo Franki Tipo de fundação profunda caracterizada por ter uma base alargada, obtida introduzindo-se no terreno uma certa quantidade de material granular ou concreto, por meio de golpes de um pilão. O fuste pode ser moldado no terreno com revestimento perdido ou não ou ser constituído por um elemento pré-moldado. 3.20 Estaca mista Tipo de fundação profunda constituída de dois (e não mais do que dois) elementos de materiais diferentes (madeira, aço, concreto pré-moldado e concreto moldado in loco).
Parcela elástica do deslocamento máximo de uma seção da estaca, decorrente da aplicação de um golpe do pilão. 3.25 Pressão admissível de uma fundação superficial Tensão aplicada por uma fundação superficial ao terreno, provocando apenas recalques que a construção pode suportar sem inconvenientes e oferecendo, simultaneamente, segurança satisfatória contra a ruptura ou o escoamento do solo ou do elemento estrutural de fundação. 3.26 Carga admissível sobre uma estaca ou tubulão isolado Força aplicada sobre a estaca ou o tubulão isolado, provocando apenas recalques que a construção pode suportar sem inconvenientes e oferecendo, simultaneamente, segurança satisfatória contra a ruptura ou o escoamento do solo ou do elemento de fundação. Nota: As definições de 3.25 e 3.26 esclarecem que as pressões e as cargas admissíveis dependem da sensibilidade da construção projetada aos recalques, especialmente aos recalques diferenciais específicos, os quais, de ordinário, são os que podem prejudicar sua estabilidade ou funcionalidade.
3.27 Efeito de grupo de estacas ou tubulões Processo de interação das diversas estacas ou tubulões que constituem uma fundação, ao transmitirem ao solo as cargas que lhes são aplicadas. 3.28 Recalque Movimento vertical descendente de um elemento estrutural. Quando o movimento for ascendente, denomina-se levantamento. Convenciona-se representar o recalque com o sinal positivo. 3.29 Recalque diferencial específico Relação entre as diferenças dos recalques de dois apoios e a distância entre eles. 3.30 Viga de equilíbrio
3.21 Estaca "hélice contínua" Tipo de fundação profunda constituída por concreto, moldada in loco e executada por meio de trado contínuo e injeção de concreto pela própria haste do trado. 3.22 Cota de arrasamento Nível em que deve ser deixado o topo da estaca ou tubulão, demolindo-se o excesso ou completando-o, se for o caso. Deve ser definido de modo a deixar que a estaca e sua armadura penetrem no bloco com um comprimento que garanta a transferência de esforços do bloco à estaca.
Elemento estrutural que recebe as cargas de um ou dois pilares (ou pontos de carga) e é dimensionado de modo a transmiti-las centradas às fundações. Da utilização de viga de equilíbrio resultam cargas nas fundações, diferentes das cargas dos pilares nelas atuantes. Notas: a)Quando ocorre uma redução da carga, a fundação deve ser dimensionada, considerando-se apenas 50% desta redução. b) Quando da soma dos alívios totais puder resultar tração na fundação do pilar interno, o projeto de fundação deve ser reestudado.
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4 Investigações geotécnicas, geológicas e observações locais 4.1 Generalidades 4.1.1 Para fins de projeto e execução de fundações, as investigações do terreno de fundação constituído por solo, rocha, mistura de ambos ou rejeitos compreendem:
a) investigações de campo: - sondagens a trado, conforme a NBR 9603, poços e trincheiras, conforme a NBR 9604, de inspeção ou de amostragem, sondagens de simples reconhecimento à percussão, sondagens rotativas e sondagens especiais para retirada de amostras indeformadas conforme a NBR 9820; - ensaios de penetração quase estática ou dinâmica, ensaios in situ de resistência e deformabilidade, conforme a NBR 12069;
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4.1.4 Independentemente da extensão dos ensaios pre-
liminares que tenham sido realizados, devem ser feitas investigações adicionais sempre que, em qualquer etapa da execução da fundação, for constatada uma diferença entre as condições locais e as indicações fornecidas por aqueles ensaios preliminares, de tal sorte que as divergências fiquem completamente esclarecidas. Em decorrência da interdependência que há entre as características do maciço investigado e o projeto estrutural, é recomendável que as investigações sejam acompanhadas pelos responsáveis que executarão o projeto estrutural e o de fundação. 4.2 Reconhecimento geológico Sempre que julgado necessário deve ser realizada vistoria geológica de campo por profissional especializado, complementada ou não por estudos geológicos adicionais, com consultas a mapas geológicos, bibliografia especializada, fotografias aéreas comuns ou multiespectrais, etc.
- ensaios in situ de permeabilidade ou determinação da perda d’água;
4.3 Reconhecimento geotécnico
- medições de níveis d’água e de pressões neutras;
4.3.1 Estão compreendidas as sondagens de simples
- medições dos movimentos das águas subterrâneas;
reconhecimento à percussão, os métodos geofísicos e qualquer outro tipo de prospecção do solo para fins de fundação.
- processos geofísicos de reconhecimento; - realização de provas de carga no terreno ou nos elementos de fundação; Nota: Nas investigações de campo, visitas ao local da obra são consideradas de importância fundamental.
b) investigações em laboratório sobre amostras deformadas ou indeformadas, representativas das condições locais, ou seja:
4.3.2 As sondagens de reconhecimento à percussão são
indispensáveis e devem ser executadas de acordo com a NBR 6484, levando-se em conta as peculiaridades da obra em projeto. Tais sondagens devem fornecer no mínimo a descrição das camadas atravessadas, os valores dos índices de resistência à penetração (S.P.T.) e as posições dos níveis de água. 4.3.3 A utilização dos processos geofísicos de reconhe-
- caracterização;
cimento só deve ser aceita se acompanhada por sondagens de reconhecimento à percussão ou rotativas de confirmação.
- resistência;
4.3.4 No caso de obras fluviais, lacustres e marítimas, a
- deformabilidade; - permeabilidade; - colapsibilidade; - expansibilidade.
profundidade da investigação deve considerar as camadas erodíveis e ultrapassá-las. A profundidade da camada erodível deve ser avaliada por profissional especializado. 4.4 Sondagens, poços e trincheiras de inspeção e retirada de amostras indeformadas
4.1.2 A realização de análises físico-químicas sobre amostras de água do subsolo ou livremente ocorrente está compreendida nesta fase de estudos geotécnicos, sempre que houver suspeita de sua agressividade aos materiais constitutivos das fundações a executar.
4.4.1 Sempre que o vulto da obra ou a natureza do subsolo
4.1.3 A natureza e a quantidade das investigações a realizar dependem das peculiaridades da obra, dos valores e tipos de carregamentos atuantes, bem como das características geológicas básicas da área em estudo.
4.4.2 Em se tratando de maciço rochoso, as amostras coletadas devem representar suas características principais que, quase sempre, são governadas pelas descontinuidades existentes.
exigir, devem ser realizadas sondagens especiais de reconhecimento, poços ou trincheiras de inspeção, para permitir a retirada de amostras indeformadas a serem submetidas aos ensaios de laboratório julgados necessários.
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4.5 Ensaios in situ complementares 4.5.1 Estes ensaios visam reconhecer o terreno de fun-
dação, avaliar suas características de resistência, deformabilidade e permeabilidade e devem ser realizados diretamente sobre o maciço de solo ou de rocha, destacandose, entre outros, os seguintes: a) ensaios de penetração de cone (C.P.T.), realizados com o penetrômetro estático (mecânico ou elétrico), que consistem na cravação no terreno, por prensagem, de um cone padronizado, permitindo medir separadamente a resistência de ponta e total (ponta mais atrito lateral) e ainda o atrito lateral local (com a luva de atrito) das camadas de interesse; b) ensaios de palheta (vane-test) que consistem em medir, nas argilas, em profundidades desejadas, o momento de torção necessário para girar, no interior do terreno, um conjunto composto por duas palhetas verticais e perpendiculares entre si, permitindo determinar as características da resistência das argilas; c) ensaios pressiométricos que consistem no carregamento lateral do solo por meio de uma sonda radialmente dilatável que, pela aplicação de uma pressão interna crescente, permite a determinação da relação pressão-deformação lateral a diversas profundidades; d) ensaios de permeabilidade que consistem em se produzir um regime de percolação no maciço do solo, obtendo-se o coeficiente de permeabilidade a partir da vazão, ou da variação da carga hidráulica registrada ao longo do tempo; Nota: No caso de maciços rochosos, as condições de percolação são determinadas pelo ensaio de perda d’água.
e) provas de carga cujo objetivo é determinar as características de deformabilidade e resistência do terreno por meio do carregamento dos elementos estruturais da fundação ou modelos. Para isso, as provas de carga podem ser realizadas com cargas verticais ou inclinadas, de compressão ou tração, com cargas transversais ou qualquer outro tipo de solicitação destinada a reproduzir as condições da fundação a que se destinam. 4.5.2 Sempre que justificável, as características de resis-
tência, deformabilidade ou permeabilidade do terreno podem ser determinadas in situ através de outros ensaios de campo. Da mesma forma, outras características, cujo conhecimento seja desejável, podem ser determinadas por ensaios específicos.
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4.6.2 Não havendo normalização estabelecida de proce-
dimento para a realização de qualquer investigação ou ensaio, podem ser seguidas as especificações contidas na literatura especializada do processo utilizado; neste caso, é obrigatória a descrição do processo. 4.6.3 De acordo com o tipo de obra e das características a
determinar, são executados, entre outros, os ensaios a seguir especificados, utilizando-se amostragem e técnica de execução mais representativa de cada caso em estudo: a) caracterização: - granulometria por peneiramento com ou sem sedimentação, limites de liquidez e plasticidade; b) resistência: - ensaios de compressão simples, cisalhamento direto, compressão triaxial; c) deformabilidade: - ensaio oedométrico, compressão triaxial e compressão em consolidômetros especiais; d) permeabilidade: - ensaios de permeabilidade em permeâmetros de carga constante ou variável, ensaio de adensamento; e) expansibilidade, colapsibilidade: - ensaios em oedômetros com encharcamento da amostra. 4.7 Observações de obra 4.7.1 Considera-se de especial interesse, não só para o
controle da obra em si como também para o progresso da técnica e da melhoria dos conhecimentos obtidos sob condições reais, a observação das obras mediante instrumentação adequada no que se refere ao comportamento de suas fundações, bem como à interação estrutura-solo. Tal determinação pode ser exigida nos casos em que se julgue necessária a verificação do desempenho de obras fundadas sob condições especiais, conforme disposto no Capítulo 9. 4.7.2 Qualquer obra de fundação, escavação ou rebai-
substituem as sondagens de reconhecimento, as quais não podem ser dispensadas.
xamento de lençol d’água feita próximo a construções existentes deve ser projetada levando em conta seus eventuais efeitos sobre estas construções, obedecendose ao disposto no Capítulo 9.
4.6 Ensaios de laboratório
5 Cargas e segurança nas fundações
4.5.3 Os ensaios in situ complementares em nenhum caso
4.6.1 Estes ensaios visam a determinação de caracterís-
ticas diversas do terreno de fundação, utilizando amostras representativas, obtidas nas sondagens de reconhecimento, nos poços ou em trincheiras de inspeção na fase de projeto ou execução da obra.
5.1 Generalidades 5.1.1 Caso seja fornecido para o projetista da fundação
um único tipo de carregamento sem especificação das ações combinadas, aplica-se o disposto em 5.5.
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5.1.2 Caso sejam fornecidas tabelas especificando as
ações que compõem cada tipo de carregamento, aplicase o disposto em 5.6.
mentos que atuam durante as fases de execução da obra. Incluem-se nestes carregamentos o “atrito negativo” e os esforços horizontais sobre fundações profundas decorrentes de sobrecargas assimétricas.
5.1.3 Em qualquer dos casos deve ser obedecido o disposto em 5.2, 5.3 e 5.4.
5.5 Cálculo empregando-se fator de segurança global
5.2 Empuxos
5.5.1 Carga admissível em relação à resistência última
5.2.1 O empuxo hidrostático desfavorável deve ser considerado integralmente, enquanto que o empuxo de terra (ativo, em repouso ou passivo) deve ser compatível com a deslocabilidade da estrutura.
As cargas admissíveis em elementos de fundação são obtidas pela aplicação de fatores de segurança, conforme a Tabela 1, sobre os valores de capacidade de carga obtidos por cálculo ou experimentalmente.
5.2.2 Os efeitos favoráveis à estabilidade, decorrentes de empuxos de terra ou de água, somente devem ser considerados quando for possível garantir sua atuação contínua e permanente em conjunto com a atuação das demais solicitações.
5.5.2 Carga admissível em relação aos deslocamentos máximos
5.2.3 Fica vetada, em obras urbanas, qualquer redução de cargas em decorrência de efeitos de subpressão.
Os valores das cargas admissíveis são, neste caso, obtidos por cálculo ou experimentalmente, com aplicação de fator de segurança não inferior a 1,5. 5.5.3 Combinação de ações e eventual acréscimo de carga admissível
5.3 Cargas dinâmicas
b) acomodação de solos arenosos;
Quando forem levadas em consideração todas as combinações possíveis entre os diversos tipos de carregamento previstos pelas normas estruturais, inclusive a ação do vento, pode-se, na combinação mais desfavorável, majorar em 30% os valores admissíveis das tensões no terreno e das cargas admissíveis em estacas e tubulões. Entretanto, estes valores admissíveis não podem ser ultrapassados, quando consideradas apenas as cargas permanentes e acidentais.
c) transmissão dos efeitos a estruturas ou outros equipamentos próximos.
5.6 Cálculo empregando-se fatores de segurança parciais
Nota: Nesta análise é permitido considerar os efeitos do uso de isoladores destinados a diminuir ou eliminar os efeitos retromencionados.
A segurança nas fundações deve ser estudada por meio de duas análises correspondentes aos estados-limites últimos e aos estados-limites de utilização. Os estadoslimites últimos podem ser vários (por exemplo: perda de capacidade de carga e instabilidade elástica ou flambagem), assim como os estados-limites de utilização definidos na NBR 8681. Entretanto, em obras correntes de fundação, estas análises em geral se reduzem à verificação do estado-limite último de ruptura ou deformação plástica excessiva (análise de ruptura) e à verificação do estado-limite de utilização caracterizado por deformações excessivas (análise de deformações).
No caso de cargas dinâmicas periódicas ou de impacto (denominadas também transientes), devem-se considerar os seguintes efeitos: a) amplitude das vibrações e possibilidades de ressonância no sistema estrutura-solo-fundação;
5.4 Obtenção dos esforços Para se obterem os esforços nas fundações, deve ser considerado, além das cargas especificadas no projeto, o peso próprio dos elementos estruturais de fundação. Devem-se levar em conta, igualmente, as variações de tensão decorrentes da execução eventual de aterros, reaterros e escavações, bem como os diferentes carrega-
Tabela 1 - Fatores de segurança globais mínimos Condição
Fator de segurança
Capacidade de carga de fundações superficiais
3,0
Capacidade de carga de estacas ou tubulões sem prova de carga
2,0
Capacidade de carga de estacas ou tubulões com prova de carga
1,6
Nota: No caso de fundações profundas, só é permitido reduzir o fator de segurança quando se dispõe do resultado de um número adequado de provas de carga e quando os elementos ensaiados são representativos do conjunto da fundação, ou a critério do projetista. Esta redução só é possível quando as provas de carga são realizadas a priori na obra, e não a posteriori, como instrumento para dirimir dúvidas quanto à qualidade do estaqueamento.
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5.6.1 Estados-limites últimos - Análise de ruptura 5.6.1.1 Nesta análise, os valores de cálculo das ações na
estrutura no estado-limite último são comparados aos valores de cálculo da resistência do solo ou do elemento de fundação. Os esforços na estrutura devem ser calculados de acordo com a NBR 8681. 5.6.1.2 No que concerne aos valores de cálculo da resis-
tência do elemento estrutural, devem ser obedecidas, conforme o caso, as prescrições pertinentes aos materiais constituintes deste elemento (concreto, aço e madeira).
5.6.1.5 No primeiro caso, deve-se aplicar o terceiro coefi-
ciente de ponderação conforme a Tabela 3. No segundo caso, deve-se aplicar um dos primeiros coeficientes de ponderação conforme a Tabela 3, dependendo do tipo de fundação. No terceiro caso, uma vez que os parâmetros de resistência do solo foram reduzidos por coeficientes de ponderação (conforme a Tabela 2) para uso nos cálculos, o resultado obtido já é valor de cálculo da resistência (ou capacidade de carga) do elemento de fundação. 5.6.2 Estados-limites de utilização - Análise de deformação
5.6.1.3 Os valores de cálculo da resistência do solo são
determinados dividindo-se os valores característicos dos parâmetros de resistência da coesão C e do ângulo de atrito pelos coeficientes de ponderação da Tabela 2. 5.6.1.4 O valor de cálculo da resistência (ou capacidade
de carga) de um elemento de fundação pode ser determinado de três maneiras: a) a partir de provas de carga, quando se determina inicialmente sua resistência (ou capacidade de carga) característica Pk; b) a partir de método semi-empírico ou empírico, quando se determina inicialmente sua resistência (ou capacidade de carga) característica nominal; c) quando se empregam métodos teóricos.
5.6.2.1 A análise de deformações é feita calculando-se os
deslocamentos da fundação submetida aos valores dos esforços na estrutura no estado-limite de utilização. Os deslocamentos devem ser suportados pela estrutura sem danos que prejudiquem sua utilização. 5.6.2.2 Os deslocamentos admissíveis máximos suportados pela estrutura, sem prejuízo dos estados-limites de utilização, devem atender às prescrições da NBR 8681. Estes deslocamentos, tanto em termos absolutos (por exemplo: recalques totais) quanto relativos (por exemplo: recalques diferenciais), devem ser definidos pelos projetistas envolvidos. 5.6.2.3 Casos correspondentes a carregamentos excepcionais devem ser analisados especificamente.
Tabela 2 - Coeficientes de ponderação das resistências In situ(A)
Laboratório
Tangente do ângulo de atrito interno
1,2
1,3
1,4
Coesão (estabilidade e empuxo de terra)
1,3
1,4
1,5
Coesão (capacidade de carga de fundações)
1,4
1,5
1,6
Parâmetro
(A) (B)
Ensaios CPT, Palheta (Vane, Pressiômetro, conforme a NBR 10905). Ensaios SPT, Dilatômetro.
Tabela 3 - Coeficientes de ponderação da capacidade de carga de fundações Condição
(A)
Coeficiente
Fundação superficial (sem prova de carga)(A)
2,2
Fundação profunda (sem prova de carga)(A)
1,5
Fundação com prova de carga
1,2
Capacidade de carga obtida por método empírico ou semi-empírico.
Correlações(B)
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6 Fundações superficiais 6.1 Generalidades O dimensionamento das fundações superficiais pode ser feito de duas maneiras: com o conceito de pressão admissível, ficando válidos o disposto em 6.2, 6.3 e 6.4, ou com o conceito de coeficientes de segurança parciais, aplicando-se o prescrito em 5.6.
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6.2.1.1.2 Faz-se um cálculo de capacidade de carga à
ruptura; a partir desse valor, a pressão admissível é obtida mediante a introdução de um coeficiente de segurança igual ao recomendado pelo autor da teoria. O coeficiente de segurança deve ser compatível com a precisão da teoria e o grau de conhecimento das características do solo e nunca inferior a 3. A seguir, faz-se uma verificação de recalques para essa pressão, que, se conduzir a valores aceitáveis (ver 3.2.5), será confirmada como admissível; caso contrário, o valor da pressão deve ser reduzido até que se obtenham recalques aceitáveis.
6.2 Pressão admissível 6.2.1.2 Prova de carga sobre placa
Devem ser considerados os seguintes fatores na determinação da pressão admissível: a) profundidade da fundação;
Ensaio realizado de acordo com a NBR 6489, cujos resultados devem ser interpretados de modo a levar em conta as relações de comportamento entre a placa e a fundação real, bem como as características das camadas de solo influenciadas pela placa e pela fundação.
b) dimensões e forma dos elementos de fundação; 6.2.1.3 Métodos semi-empíricos
c) características das camadas de terreno abaixo do nível da fundação; d) lençol d’água; e) modificação das características do terreno por efeito de alívio de pressões, alteração do teor de umidade ou ambos; f) características da obra, em especial a rigidez da estrutura; g) recalques admissíveis, definidos pelo projetista da estrutura. 6.2.1 Metodologia para a determinação da pressão admissível
A pressão admissível pode ser determinada por um dos seguintes critérios: a) por métodos teóricos; b) por meio de prova de carga sobre placa;
São considerados métodos semi-empíricos aqueles em que as propriedades dos materiais são estimadas com base em correlações e são usadas em teorias de Mecânica dos Solos, adaptadas para incluir a natureza semiempírica do método. Quando métodos semi-empíricos são usados, devem-se apresentar justificativas, indicando a origem das correlações (inclusive referências bibliográficas). As referências bibliográficas para outras regiões devem ser feitas com reservas e, se possível, comprovadas. 6.2.1.4 Métodos empíricos
São considerados métodos empíricos aqueles pelos quais se chega a uma pressão admissível com base na descrição do terreno (classificação e determinação da compacidade ou consistência através de investigações de campo e/ou laboratoriais). Estes métodos apresentam-se usualmente sob a forma de tabelas de pressões básicas conforme a Tabela 4, onde os valores fixados servem para orientação inicial. Nota: Soluções melhores, técnica e economicamente, devem utilizar critérios específicos para cada situação. Seu uso deve ser restrito a cargas não superiores a 1000 kN por pilar. 6.2.2 Considerações gerais
c) por métodos semi-empíricos; d) por métodos empíricos.
Na determinação da pressão admissível, deve-se considerar o disposto em 6.2.2.1 a 6.2.2.7. 6.2.2.1 Fundação sobre rocha
6.2.1.1 Métodos teóricos 6.2.1.1.1 Uma vez conhecidas as características de
compressibilidade e resistência ao cisalhamento do solo e outros parâmetros eventualmente necessários, a pressão admissível pode ser determinada por meio de teoria desenvolvida na Mecânica dos Solos, levando em conta eventuais inclinações da carga do terreno e excentricidades.
Para a fixação da pressão admissível de qualquer fundação sobre rocha, deve-se levar em conta a continuidade desta, sua inclinação e a influência da atitude da rocha sobre a estabilidade. Pode-se assentar fundação sobre rocha de superfície inclinada desde que se prepare, se necessário, esta superfície (por exemplo: chumbamentos, escalonamento em superfícies horizontais), de modo a evitar deslizamento da fundação.
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6.2.2.2. Pressão admissível em solos compressíveis
A implantação de fundações em solos constituídos por areias fofas, argilas moles, siltes fofos ou moles, aterros e outros materiais só pode ser feita após cuidadoso estudo com base em ensaios de laboratório e campo, compreendendo o cálculo de capacidade de carga (ruptura), e a análise da repercussão dos recalques sobre o comportamento da estrutura. 6.2.2.3 Solos expansivos
Solos expansivos são aqueles que, por sua composição mineralógica, aumentam de volume quando há um aumento do teor de umidade. Nestes solos não se pode deixar de levar em conta o fato de que, quando a pressão de expansão ultrapassa a pressão atuante, podem ocorrer deslocamentos para cima. Por isto, em cada caso, é indis-
pensável determinar experimentalmente a pressão de expansão, considerando que a expansão depende das condições de confinamento. 6.2.2.4 Solos colapsíveis
Para o caso de fundações apoiadas em solos de elevada porosidade, não saturados, deve ser analisada a possibilidade de colapso por encharcamento, pois estes solos são potencialmente colapsíveis. Em princípio devem ser evitadas fundações superficiais apoiadas neste tipo de solo, a não ser que sejam feitos estudos considerandose as tensões a serem aplicadas pelas fundações e a possibilidade de encharcamento do solo. Nota: A condição de colapsibilidade deve ser verificada através de critérios adequados, não se dispensando a realização de ensaios oedométricos com encharcamento do solo.
Tabela 4 - Pressões básicas ( σo) Classe
Descrição
Valores (MPa)
1
Rocha sã, maciça, sem laminação ou sinal de decomposição
3,0
2
Rochas laminadas, com pequenas fissuras, estratificadas
1,5
3
Rochas alteradas ou em decomposição
4
Solos granulares concrecionados - conglomerados
1,0
5
Solos pedregulhosos compactos a muito compactos
0,6
6
Solos pedregulhosos fofos
0,3
7
Areias muito compactas
0,5
8
Areias compactas
0,4
9
Areias medianamente compactas
0,2
10
Argilas duras
0,3
11
Argilas rijas
0,2
12
Argilas médias
0,1
13
Siltes duros (muito compactos)
0,3
14
Siltes rijos (compactos)
0,2
15
Siltes médios (medianamente compactos)
0,1
ver nota c)
Notas:a) Para a descrição dos diferentes tipos de solo, seguir as definições da NBR 6502. b) No caso de calcário ou qualquer outra rocha cárstica, devem ser feitos estudos especiais. c) Para rochas alteradas ou em decomposição, têm que ser levados em conta a natureza da rocha matriz e o grau de decomposição ou alteração. d) Os valores da Tabela 4, válidos para largura de 2 m, devem ser modificados em função das dimensões e da profundidade das fundações conforme prescrito em 6.2.2.5, 6.2.2.6 e 6.2.2.7.
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6.2.2.5 Prescrição especial para solos granulares
Quando se encontram abaixo da cota da fundação até uma profundidade de duas vezes a largura da construção apenas solos das classes 4 a 9, a pressão admissível pode ser corrigida em função da largura B do corpo da fundação, da seguinte maneira: a) no caso de construções não sensíveis a recalques, os valores da Tabela 4, válidos para a largura de 2 m, devem ser corrigidos proporcionalmente à largura, limitando-se a pressão admissível a 2,5 σo para uma largura maior ou igual a 10 m; b) no caso de construções sensíveis a recalques, deve-se fazer uma verificação do eventual efeito desses recalques, quando a largura for superior a 2 m, ou manter o valor da pressão admissível conforme fornecido pela Tabela 4. Para larguras inferiores a 2 m continua valendo a redução proporcional, conforme indicado na Figura 1. 6.2.2.6 Aumento da pressão admissível com a profundidade
Para os solos das classes 4 a 9, as pressões conforme a Tabela 4 devem ser aplicadas quando a profundidade da fundação, medida a partir do topo da camada escolhida para seu assentamento, for menor ou igual a 1 m. Quando a fundação estiver a uma profundidade maior e for totalmente confinada pelo terreno adjacente, os valores básicos da Tabela 4 podem ser acrescidos de 40% para cada metro de profundidade além de 1 m, limitado ao dobro do valor fornecido por esta Tabela. Notas:a) Em qualquer destes casos, pode-se somar à pressão calculada, mesmo àquela que já tiver sido corrigida conforme disposto em 6.2.2.6, o peso efetivo das camadas de solo sobrejacentes, desde que garantida sua permanência. b) Os efeitos a que se referem o disposto em 6.2.2.5 e 6.2.2.6 não podem ser considerados cumulativamente se ultrapassarem o valor 2,5 σ0.
não maior do que 10 m². Para maiores áreas carregadas ou na fixação da pressão média admissível sob um conjunto de elementos de fundação (ou a totalidade da construção), devem-se reduzir os valores da Tabela 4, de acordo com a equação abaixo: σadm = σ0 (10/S)½ Onde: σ0 = pressões básicas S = área total da parte considerada ou da construção inteira, em m² 6.3 Dimensionamento As fundações superficiais devem ser definidas por meio de dimensionamento geométrico e de cálculo estrutural. 6.3.1 Dimensionamento geométrico
Neste dimensionamento devem-se considerar as seguintes solicitações: a) cargas centradas; b) cargas excêntricas; c) cargas horizontais. 6.3.1.1 A área de fundação solicitada por cargas centradas
deve ser tal que a pressão transmitida ao terreno, admitida uniformemente distribuída, seja menor ou igual à pressão admissível conforme disposto em 3.25 e 6.2. 6.3.1.2 Diz-se que uma fundação é solicitada à carga ex-
cêntrica quando submetida a: a) uma força vertical cujo eixo não passa pelo centro de gravidade da superfície de contato da fundação com o solo;
6.2.2.7 Prescrição especial para solos argilosos
b) forças horizontais situadas fora do plano da base da fundação;
Para solos das classes 10 a 15, as pressões conforme a Tabela 4 devem ser aplicadas a um elemento de fundação
c) qualquer outra composição de forças que gerem momentos na fundação.
Figura 1 - Valores de σadm em função da largura B da sapata
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6.3.1.3 No dimensionamento de uma fundação solicitada
6.3.2.1 As sapatas para pilares isolados, as vigas de fun-
por carga excêntrica (V), pode-se considerar a área efetiva (A) da fundação, conforme indicado na Figura 2. Nesta área efetiva atua uma pressão uniformemente distribuída (σ), obtida pela equação:
dação e as sapatas corridas podem ser calculadas, dependendo de sua rigidez, como placas ou pelo método das bielas. Em qualquer dos casos deve-se considerar que:
σ =
V A
6.3.1.4 A pressão uniformemente distribuída (σ) deve ser
comparada à pressão admissível com a qual deve ser feito o dimensionamento estrutural da fundação. 6.3.1.5 Para equilibrar a força horizontal que atua sobre
uma fundação em sapata ou bloco, pode-se contar com o empuxo passivo, observando o disposto em 5.2 e 5.3, e com atrito entre o solo e a base da fundação. O coeficiente de segurança ao deslizamento deve ser pelo menos igual a 1,5. 6.3.2 Dimensionamento estrutural
a) quando calculadas como placas, deve-se considerar o puncionamento, podendo-se levar em conta o efeito favorável da reação do terreno sob a fundação, na área sujeita ao puncionamento; b) para efeito de cálculo estrutural, as pressões na base da fundação podem ser admitidas como uniformemente distribuídas, exceto no caso de fundações apoiadas sobre rocha; c) para efeito de cálculo estrutural de fundações apoiadas sobre rocha, o elemento estrutural deve ser calculado como peça rígida, adotando-se o diagrama de distribuição mostrado na Figura 3.
Deve ser feito de maneira a atender às NBR 6118, NBR 7190 e NBR 8800. Deve ser observado o disposto em 6.3.2.1 a 6.3.2.3.
Figura 2 - Área efetiva de fundação com carga excêntrica
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6.3.2.2 Os blocos de fundação podem ser dimensionados
6.4 Disposições construtivas
de tal maneira que o ângulo β , expresso em radianos e mostrado na Figura 4, satisfaça à equação:
6.4.1 Dimensão mínima
Em planta, as sapatas ou os blocos não devem ter dimensão inferior a 60 cm.
tan β σ adm ≥ + 1 β σ ct
6.4.2 Profundidade mínima
Onde: σadm = tensão admissível do terreno, em MPa de tração σct = tensão (σct = 0,4 ftk ≤ 0,8 MPa) ftk
no
concreto
= resistência característica à tração do concreto, cujo valor pode ser obtido a partir da resistência característica à compressão (fck) pelas equações: ftk =
fck para fck ≤ 18 MPa 10
ftk = 0,06 fck + 0,7 MPa para fck > 18 MPa Notas: a)Com respeito à distribuição das pressões sob a base do bloco, aplica-se o já disposto para as sapatas. b) As vigas e placas de fundação podem ser calculadas pelo método do coeficiente de recalque ou por método que considere o solo como meio elástico contínuo.
A base de uma fundação deve ser assente a uma profundidade tal que garanta que o solo de apoio não seja influenciado pelos agentes atmosféricos e fluxos d’água. Nas divisas com terrenos vizinhos, salvo quando a fundação for assente sobre rocha, tal profundidade não deve ser inferior a 1,5 m. 6.4.3 Fundações em terrenos acidentados
Nos terrenos com topografia acidentada, a implantação de qualquer obra e de suas fundações deve ser feita de maneira a não impedir a utilização satisfatória dos terrenos vizinhos. 6.4.4 Lastro 6.4.4.1 Em fundações que não se apoiam sobre rocha, deve-se executar anteriormente à sua execução uma camada de concreto simples de regularização de no mínimo 5 cm de espessura, ocupando toda a área da cava da fundação.
Onde:
σ = 2 vezes a pressão média Figura 3 - Distribuição de pressões de fundações apoiadas em rocha
Figura 4 - Ângulo β nos blocos
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6.4.4.2 Nas fundações apoiadas em rocha, após a preparação a que se refere o disposto em 6.2.2.1, deve-se executar um enchimento de concreto de modo a se obter uma superfície plana e horizontal. O concreto a ser utilizado deve ter resistência compatível com a pressão de trabalho da sapata.
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7.1.2 Carga admissível a partir da segurança à ruptura
A carga admissível a partir da carga de ruptura é determinada após um cálculo ou verificação experimental, em prova de carga estática, da capacidade de carga na ruptura. Esta capacidade de carga é dada pela soma de duas parcelas:
6.4.5 Fundações em cotas diferentes 6.4.5.1 No caso de fundações próximas, porém situadas
em cotas diferentes, a reta de maior declive que passa pelos seus bordos deve fazer, com a vertical, um ângulo α como mostrado na Figura 5, com os seguintes valores: a) solos pouco resistentes: α ≥ 60°;
Pr = Pl + Pp Onde : Pr = capacidade de carga na ruptura da estaca ou tubulão
b) solos resistentes: α = 45°;
Pl = parcela correspondente ao atrito lateral
c) rochas: α = 30°.
Pp = parcela correspondente à resistência de ponta
6.4.5.2 A fundação situada em cota mais baixa deve ser
executada em primeiro lugar, a não ser que se tomem cuidados especiais.
7 Fundações profundas 7.1 Carga admissível A determinação da carga admissível deve ser feita para as condições finais de trabalho da estaca, tubulão ou caixão. Esta observação é particularmente importante no caso de fundações em terrenos passíveis de erosão, em fundações em que parte fica fora do terreno e no caso de fundações próximas a escavações. Nota: Tomando por base a definição de 3.26 e respectiva Nota, os dois primeiros aspectos da carga admissível de uma estaca ou tubulão isolado (recalques e segurança à ruptura do solo) definem a carga admissível do ponto de vista geotécnico. O último aspecto (segurança à ruptura do elemento de fundação) define a carga admissível do ponto de vista estrutural. 7.1.1 Carga admissível do ponto de vista geotécnico
A carga admissível do ponto de vista geotécnico é a menor entre as duas cargas determinadas conforme disposto em 7.1.2 e 7.2, ressalvada a ocorrência do atrito negativo, conforme disposto em 7.5.4.
Notas: a)Quando a prova de carga não for l evada até a ruptura, a capacidade de carga deve ser avaliada conforme disposto em 7.2.2. b) A partir do valor determinado experimentalmente para a capacidade de carga na ruptura, a carga admissível é obtida mediante aplicação de coeficiente de segurança adequado, conquanto não inferior a 2, salvo o disposto em 7.7. c) No caso específico de estacas escavadas, face aos elevados recalques necessários para a mobilização da carga de ponta (quando comparados com os recalques necessários para a mobilização do atrito lateral) e por existirem dúvidas sobre a limpeza de fundo, a resistência de atrito prevista na ruptura não pode ser inferior a 80% da carga de trabalho a ser adotada. Quando a estaca tiver sua ponta em rocha e se puder comprovar o contato entre o concreto e a rocha em toda a seção transversal da estaca, toda carga pode ser absorvida pela resistência de ponta, adotando-se, neste caso, um coeficiente de segurança não inferior a 3. É necessário comprovar a integridade e continuidade da rocha. d) No caso de estacas cravadas (estacas de deslocamento), o recalque necessário para mobilizar totalmente a carga de ponta também é normalmente maior que o necessário para mobilizar a carga de atrito, fato que deve ser levado em conta para a fixação da carga admissível.
Figura 5 - Fundações próximas, mas em cotas diferentes
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7.2 Métodos para a avaliação da capacidade de carga do solo A capacidade de carga de fundações profundas pode ser obtida por métodos estáticos, provas de carga e métodos dinâmicos. 7.2.1 Métodos estáticos 7.2.1.1 Podem ser teóricos, quando o cálculo é feito de acordo com teoria desenvolvida dentro da Mecânica dos Solos, ou semi-empíricos, quando são usadas correlações com ensaios in situ. 7.2.1.2 Os coeficientes de segurança a serem aplicados
devem ser os recomendados pelos autores das teorias ou correlações. 7.2.1.3 Na análise das parcelas de resistência de ponta e
de atrito lateral, é necessário levar em conta a técnica executiva e as peculiaridades de cada tipo de estaca ou tubulão; quando o elemento de fundação tiver base alargada, o atrito lateral deve ser desprezado ao longo de um trecho inferior do fuste (acima do início do alargamento da base) igual ao diâmetro da base. 7.2.2 Provas de carga
7.2.2.3 O carregamento da estaca ou tubulão de prova pode não indicar uma carga de ruptura nítida. Isto ocorre quando não se pretende levar a estaca ou o tubulão à ruptura ou a estaca ou tubulão tem capacidade de resistir a uma carga maior do que aquela que se pode aplicar na prova (por exemplo, por limitação de reação), ou quando a estaca é carregada até apresentar um recalque considerável, mas a curva carga-recalque não indica uma carga de ruptura, mas um crescimento contínuo do recalque com a carga. Nos dois primeiros casos, deve-se extrapolar a curva carga-recalque para se avaliar a carga de ruptura, o que deve ser feito por critérios consagrados na Mecânica dos Solos sobre uma curva de primeiro carregamento. No terceiro caso, a carga de ruptura pode ser convencionada como aquela que corresponde, na curva carga x deslocamento, mostrada na Figura 6, ao recalque obtido pela equação a seguir, ou por outros métodos consagrados:
∆r =
Pr x L D + AxE 30
Onde: ∆r = recalque de ruptura convencional Pr = carga de ruptura convencional
7.2.2.1 A capacidade de carga pode ser avaliada por pro-
vas de carga executadas de acordo com a NBR 12131. Neste caso, na avaliação da carga admissível, o fator de segurança contra a ruptura deve ser igual a 2, devendose, contudo, observar que durante a prova de carga o atrito lateral será sempre positivo, ainda que venha a ser negativo ao longo da vida útil da estaca. Tal fato terá repercussões diretas conforme o exposto em 7.4.
L = comprimento da estaca A = área da seção transversal da estaca E = módulo de elasticidade do material da estaca D = diâmetro do círculo circunscrito à estaca ou, no caso de barretes, o diâmetro do círculo de área equivalente ao da seção transversal desta
7.2.2.2 A capacidade de carga de estaca ou tubulão de
prova deve ser considerada definida quando ocorrer ruptura nítida.
Nota: As unidades devem ser compatíveis com as unidades do módulo de elasticidade.
Figura 6 - Carga de ruptura convencional
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7.2.2.4 Na interpretação da prova de carga, devem ser
7.5.2 O atrito lateral é considerado negativo no trecho em
consideradas a natureza do terreno, a velocidade de carregamento e a estabilização dos recalques; uma prova de carga em que não houve estabilização dos recalques só indica a carga de ruptura; para que se possa estabelecer uma relação carga-recalque, é necessário que haja estabilização dos recalques nos estágios do ensaio, pelo menos até aquela carga.
que o recalque do solo é maior que o da estaca ou tubulão. Este fenômeno ocorre no caso de o solo estar em processo de adensamento, provocado pelo peso próprio ou por sobrecargas lançadas na superfície, rebaixamento de lençol d’água, amolgamento decorrente de execução de estaqueamento, etc. 7.5.3 Recomenda-se calcular o atrito negativo segundo
7.2.2.5 Para as provas de carga, deve-se observar também
o disposto em 7.4. 7.2.3 Métodos dinâmicos 7.2.3.1 São métodos de estimativa da capacidade de carga
de fundações profundas, baseados na previsão e/ou verificação do seu comportamento sob ação de carregamento dinâmico. Entre os métodos dinâmicos estão as chamadas “Fórmulas Dinâmicas” e os métodos que usam a “Equação da Onda”. 7.2.3.2 Para avaliação da capacidade de carga, pode ser
usado o ensaio de carregamento dinâmico, definido como aquele em que se utiliza uma instrumentação fundamentada na aplicação da “Equação da Onda” conforme a NBR 13208 7.2.3.3 Para a fixação da carga admissível, o coeficiente de segurança não deve ser inferior ao indicado na Tabela 1. 7.2.3.4 As “Fórmulas Dinâmicas” baseadas na nega visam apenas garantir a homogeneidade das fundações.
7.3 Carga admissível a partir da ruptura A partir do valor calculado ou determinado experimentalmente para a capacidade de carga na ruptura, a carga admissível é obtida mediante aplicação de coeficiente de segurança adequado, não inferior a 2, salvo o disposto em 7.5.4. 7.4 Carga admissível a partir do recalque A verificação do recalque pode ser feita por prova de carga ou através de cálculo por método consagrado, teórico ou semi-empírico, sendo as propriedades do solo obtidas em ensaios de laboratório ou in situ (eventualmente através de correlações) e levando-se em consideração as modificações nessas propriedades, causadas pela instalação do elemento de fundação. Notas:a) Quando em um projeto forem especificados o tipo de estaca ou tubulão, a carga e o recalque admissíveis, a compatibilidade destes elementos deve ser verificada através da realização de prova de carga. b) No caso de verificação por prova de carga, a carga admissível não pode ser superior a 1/1,5 daquela que produz o recalque admissível, medido no topo da estaca ou do tubulão.
métodos teóricos que levem em conta o funcionamento real do sistema estaca-solo. 7.5.4 No caso de estacas em que se prevê a ação do atrito negativo, a carga de ruptura Pr do ponto de vista geotécnico é determinada pela expressão:
Pr = Pp + Pl (+) = 2.P + 1,5.Pl (-) Onde : Pp
= parcela correspondente à resistência na ruptura de ponta
Pl (+) = parcela correspondente à resistência na ruptura, por atrito lateral positivo (calculado no trecho do fuste entre o ponto neutro e a ponta da estaca) Pl (-) = parcela correspondente ao atrito lateral negativo P
= carga que pode ser aplicada no topo da estaca
Notas: a)Considera-se ponto neutro a profundidade da seção da estaca onde ocorre a mudança do atrito lateral de negativo para positivo, ou seja, onde o recalque da camada compressível é igual ao recalque da estaca. b)O coeficiente de segurança 1,5, ao invés de 2, aplicado à parcela Pl (-) decorre do fato de que o fenômeno do atrito negativo é antes um problema de recalque do que um problema de ruptura. c) Quando o atrito negativo for uma solicitação importante, recomenda-se a realização de provas de carga em estacas de comprimento tal que o atrito positivo possa ser considerado igual ao atrito negativo nas estacas da obra. A prova de carga pode ser feita a tração, desde que a estaca tenha armadura adequada. d) A ação do atrito negativo deve também ser levada em consideração na análise de segurança à ruptura do elemento da fundação. e) Podem-se utilizar recursos (por exemplo, pintura betuminosa especial), visando diminuir os efeitos do atrito negativo.
7.6 Tração e esforços transversais 7.6.1 No caso de prova de carga a tração ou carga hori-
7.5 Atrito lateral 7.5.1 O atrito lateral é considerado positivo no trecho do
fuste da estaca ou tubulão ao longo do qual o elemento de fundação tende a recalcar mais que o terreno circundante.
zontal, vale o coeficiente de segurança 2 à ruptura e o coeficiente de segurança 1,5 em relação à carga correspondente ao deslocamento compatível com a estrutura. Numa prova de carga com cargas transversal e vertical, a seqüência de carregamento deve reproduzir, da melhor forma possível, o trabalho da estaca na obra.
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7.6.2 Em estruturas sujeitas a esforços cíclicos, as eventuais provas de carga devem ser programadas de modo a verificar a influência deste tipo de carregamento. Esta programação deve ficar a critério do projetista estrutural.
7.8.1 Estacas de madeira1)
7.7 Efeito de grupo
7.8.1.1 Características gerais
7.7.1 Entende-se por efeito de grupo de estacas ou tubulões o processo de interação das diversas estacas ou tubulões que constituem uma fundação ou parte de uma fundação, ao transmitirem ao solo as cargas que lhes são aplicadas. Esta interação acarreta uma superposição de tensões, de tal sorte que o recalque do grupo de estacas ou tubulões para a mesma carga por estaca é, em geral, diferente do recalque da estaca ou tubulão isolado. O recalque admissível da estrutura deve ser comparado ao recalque do grupo e não ao do elemento isolado da fundação.
7.8.1.1.1 A ponta e o topo devem ter diâmetros maiores que 15 cm e 25 cm, respectivamente.
7.7.2 A carga admissível de um grupo de estacas ou tu-
bulões não pode ser superior à de uma sapata de mesmo contorno que o do grupo, e assente a uma profundidade acima da ponta das estacas ou tubulões igual a 1/3 do comprimento de penetração na camada suporte, como mostrado na Figura 7, sendo a distribuição de pressões calculada por um dos métodos consagrados na Mecânica dos Solos. Em particular, deve ser feita uma verificação de recalques, que é, sobretudo, importante quando houver uma camada compressível abaixo da camada onde se assentam as estacas. 7.7.3 No caso particular de conjunto de tubulões de base
alargada, a verificação deve ser feita em relação a uma sapata que envolva as bases alargadas e seja apoiada na mesma cota de apoio dos tubulões. 7.7.4 Pode-se adotar qualquer outro método consagrado
de cálculo, desde que se levem em conta as características reais do comportamento do solo. 7.7.5 Atendida a consideração de 7.7.2, o espaçamento
mínimo entre estacas ou tubulões fica condicionado apenas a razões de ordem executiva. 7.7.6 As considerações de 7.7.2 não são válidas para
blocos apoiados em fundações profundas com elementos inclinados.
7.8 Peculiaridades dos diferentes tipos de fundação profunda
7.8.1.1.2 A reta que une os centros das seções da ponta e do topo deve estar integralmente dentro da estaca. 7.8.1.1.3 Os topos das estacas devem ser convenien-
temente protegidos para não sofrerem danos durante a cravação; entretanto, quando, durante a cravação, ocorrer algum dano na cabeça da estaca, a parte afetada deve ser cortada. 7.8.1.1.4 As estacas de madeira devem ter seus topos (cota de arrasamento) permanentemente abaixo do nível d’água; em obras provisórias ou quando as estacas recebem tratamento de eficácia comprovada, esta exigência pode ser dispensada. Nota: Entende-se como obra provisória aquela com utilização por um período compatível com a durabilidade da madeira empregada nas estacas naquelas condições. 7.8.1.1.5 Em águas livres, as estacas de madeira devem
ser protegidas contra o ataque de organismos. 7.8.1.1.6 Em terrenos com matacões, devem ser evitadas as estacas de madeira. 7.8.1.1.7 Quando se tiver que penetrar ou atravessar camadas resistentes, as pontas devem ser protegidas por ponteira de aço. 7.8.1.1.8 As estacas de madeira podem ser emendadas, desde que estas emendas resistam a todas as solicitações que possam ocorrer durante o manuseio, cravação e trabalho da estaca. As emendas podem ser feitas por sambladuras, por anel metálico, por talas de junção ou qualquer outro processo que garanta a integridade da estaca.
Figura 7 - Grupo de elementos de fundação profunda 1)
Aplicam-se às estacas de madeira as prescrições de 7.9.
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7.8.1.2 Carga estrutural admissível
As estacas de madeira têm sua carga estrutural admissível calculada, sempre em função da seção transversal mínima, adotando-se tensão admissível compatível com o tipo e a qualidade da madeira, conforme a NBR 7190. 7.8.1.3 Cravação
A cravação é normalmente executada com martelo de queda livre, cuja relação entre o peso do martelo e o peso da estaca seja a maior possível, respeitando-se a relação mínima de 1,0. Aplica-se às estacas de madeira o disposto em 7.8.3.2.3, com relação ao uso de suplemento.
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7.8.2.2.3 As estacas de aço podem ser emendadas, desde
que as emendas resistam a todas as solicitações que possam ocorrer durante o manuseio, a cravação e o trabalho da estaca, conquanto que seu eixo respeite a condição de 7.8.2.1.2. 7.8.2.2.4 Na emenda por solda de estacas de aço, o eletrodo a ser utilizado deve ser compatível com a composição química do material da estaca. O uso de talas parafusadas ou soldadas é obrigatório nas emendas, devendo ser dimensionadas conforme a NBR 8800. 7.8.2.2.5 Atenção deve ser dada aos esforços de tração decorrentes da cravação por percussão ou vibração. 7.8.2.3 Carga estrutural admissível
7.8.1.4 Preparo de cabeças e ligação com o bloco de coroamento
Deve ser cortado o trecho danificado durante a cravação ou o excesso em relação à cota de arrasamento. Caso a nova cota de topo esteja abaixo da cota de arrasamento previsto, deve-se fazer uma emenda de acordo com o disposto em 7.8.1.1.8. 7.8.2 Estacas de aço2) 7.8.2.1 Características gerais 7.8.2.1.1 As estacas de aço podem ser constituídas por perfis laminados ou soldados, simples ou múltiplos, tubos de chapa dobrada (seção circular, quadrada ou retangular), tubo sem costura e trilhos. 7.8.2.1.2 As estacas de aço devem ser retilíneas. Para isto, o raio de curvatura, em qualquer ponto do eixo, deve ser maior que 400 m ou apresentar flecha máxima de 0,3% do comprimento do perfil. 7.8.2.1.3 As estacas de aço devem resistir à corrosão pela
própria natureza do aço ou por tratamento adequado. Quando inteiramente enterradas em terreno natural, independentemente da situação do lençol d’água, as estacas de aço dispensam tratamento especial. Havendo, porém, trecho desenterrado ou imerso em aterro com materiais capazes de atacar o aço, é obrigatória a proteção deste trecho com um encamisamento de concreto ou outro recurso adequado (por exemplo: pintura, proteção catódica, etc.). Nota: Em obras especiais (por exemplo: marítimas, subestações, Metrô, etc.), cuidados especiais para sua proteção podem ser necessários.
7.8.2.3.1 No cálculo dos esforços resistentes, devem ser obedecidas as prescrições da NBR 8800, ao tipo de aço constituinte da estaca. No caso de utilização de perfis usados, deve-se levar em conta a seção real mínima. 7.8.2.3.2 Quando a estaca trabalhar total e permanentemente enterrada em solo natural, deve-se descontar da sua espessura 1,5 mm por face que possa vir a entrar em contato com o solo, excetuando-se as estacas que dispõem de proteção especial de eficiência comprovada à corrosão. 7.8.2.4 Preparo de cabeças e ligação com o bloco de coroamento 7.8.2.4.1 Deve ser cortado o trecho danificado durante a cravação ou o excesso em relação à cota de arrasamento, recompondo-se, quando necessário, o trecho de estaca até esta cota, ou adaptando-se o bloco. 7.8.2.4.2 Quando as estacas de aço constituídas por perfis laminados ou soldados trabalharem a compressão, basta uma penetração de 20 cm no bloco. Pode-se, eventualmente, fazer uma fretagem, através de espiral, em cada estaca neste trecho. 7.8.2.4.3 No caso de estacas metálicas trabalhando a tração, deve-se soldar uma armadura capaz de transmitir ao bloco de coroamento as solicitações correspondentes. 7.8.2.4.4 No caso de estacas tubulares, ou se utiliza o disposto em 7.8.2.4.2 ou, se a estaca for cheia de concreto até cota tal que transmita a carga por aderência à camisa, o disposto em 7.8.3.4.4 como estaca de concreto. 7.8.3 Estacas pré-moldadas de concreto3)
7.8.2.2 Cravação
7.8.3.1 Características gerais
7.8.2.2.1 No caso de estacas para carga admissível de até
As estacas pré-moldadas podem ser de concreto armado ou protendido, vibrado ou centrifugado, e concretadas em formas horizontais ou verticais. Devem ser executadas com concreto adequado, além de serem submetidas à cura necessária para que possuam resistência compatível com os esforços decorrentes do transporte, manuseio, instalação e a eventuais solos agressivos.
1000 kN, quando empregado martelo de queda livre, a relação entre o peso do pilão e o peso da estaca deve ser a maior possível, não se usando relação menor que 0,5 nem martelo com peso inferior a 10 kN. Nota: No caso de perfis metálicos, o uso de martelos de peso elevado pode provocar cravação excessiva. 7.8.2.2.2 Aplica-se às estacas metálicas o prescrito em
7.8.3.2.3 em relação ao uso de suplemento. 2) 3)
Aplicam-se às estacas de aço as prescrições de 7.9. Aplicam-se às estacas pré-moldadas as prescrições de 7.9.
Nota: Para a finalidade desta Norma, as estacas pré-fabricadas são consideradas como estacas pré-moldadas, dentro do conceito da NBR 9062.
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7.8.3.2 Cravação 7.8.3.2.1 A cravação de estacas pré-moldadas de concreto pode ser feita por percussão, prensagem ou vibração. A escolha do equipamento deve ser feita de acordo com o tipo e dimensão da estaca, características do solo, condições de vizinhança, características de projeto e peculiaridades do local. 7.8.3.2.2 A cravação de estacas através de terrenos resistentes à sua penetração pode ser auxiliada com jato d’água ou ar (processo denominado “lançagem”) ou através de perfurações. Estas perfurações podem ter suas paredes suportadas ou não, e o suporte pode ser um revestimento a ser recuperado ou a ser perdido, ou lama estabilizante. De qualquer maneira, quando se tratar de estacas trabalhando à compressão, a cravação final deve ser feita sem uso destes recursos, cujo emprego deve ser devidamente levado em consideração na avaliação da capacidade de carga das estacas e também na análise do resultado da cravação. 7.8.3.2.3 No caso em que a cota de arrasamento estiver
abaixo da cota do plano de cravação, pode-se utilizar um elemento suplementar, denominado prolonga ou suplemento, desligado da estaca propriamente dita, que deve ser retirado após a cravação. Caso não sejam usados dispositivos especiais devidamente comprovados, que garantam o posicionamento da estaca e a eficiência da cravação, fica limitado a 2,5 m o comprimento do suplemento. 7.8.3.2.4 O sistema de cravação deve ser dimensionado
de modo a levar a estaca até a profundidade prevista para sua capacidade de carga, sem danificá-la. Com esta finalidade, o uso de martelos mais pesados, com menor altura de queda, é mais eficiente do que o de martelos mais leves, com grande altura de queda, mantido o mesmo conjunto de amortecedores. 7.8.3.2.5 No caso de estacas para carga admissível de até 1 MN, quando empregado martelo de queda livre, a relação entre o peso do martelo e o peso da estaca deve ser a maior possível, não se devendo adotar martelos cujo peso seja inferior a 15 kN, nem relação entre o peso do martelo e o peso da estaca inferior a 0,7. Notas: a) No uso de martelos automáticos ou vibratórios, devemse seguir as recomendações dos fabricantes.
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7.8.3.2.8 As estacas pré-moldadas podem ser emendadas, desde que resistam a todas as solicitações que nelas ocorram durante o manuseio, a cravação e a utilização da estaca. Cuidado especial deve ser tomado para garantir a axialidade dos elementos emendados. 7.8.3.2.9 As estacas pré-moldadas devem ser emendadas através de solda. O uso de luva de encaixe é tolerado desde que não haja tração, seja na cravação, seja na utilização. O topo do elemento inferior, quando danificado, deve ser recomposto após o término de sua cravação. A cravação só pode ser retomada após o tempo necessário à cura da recomposição. 7.8.3.2.10 Quando forem previstos ou observados esforços
significativos de tração decorrentes da cravação, o sistema de cravação deve ser ajustado de modo a minimizar tais esforços, para não colocar em risco o elemento estrutural. 7.8.3.3 Desempenho das estacas 7.8.3.3.1 O fabricante de estacas pré-moldadas deve apresentar resultados de ensaios de resistência do concreto das estacas, nas várias idades, bem como curvas de interação flexocompressão e flexotração do elemento estrutural. Em cada estaca deve constar a data de sua moldagem. 7.8.3.4 Preparo de cabeças e ligação com o bloco de coroamento 7.8.3.4.1 O topo da estaca, danificado durante a cravação ou acima da cota de arrasamento, deve ser demolido. A seção resultante deve ser plana e perpendicular ao eixo da estaca e a operação de demolição deve ser executada de modo a não causar danos à estaca. Nesta operação podem ser utilizados ponteiros ou marteletes leves, trabalhando com pequena inclinação, para cima, em relação à horizontal. Para estacas cuja seção de concreto for inferior a 2000 cm², o preparo da cabeça somente pode ser feito com ponteiro. 7.8.3.4.2 No caso de estacas danificadas até abaixo da
cota de arrasamento ou estacas cujo topo resulte abaixo da cota de arrasamento prevista, deve-se fazer a demolição do comprimento necessário da estaca, de modo a expor o comprimento de transpasse da armadura e recompô-lo até a cota de arrasamento. A armadura da estaca deve ser prolongada dentro deste trecho, atendendo-se ao prescrito em 7.8.3.4.4.
b) Para estacas cuja carga de trabalho seja superior a 1MN, a escolha do sistema de cravação deve ser analisada em cada caso. Se houver dúvidas, os resultados devem ser controlados através de ensaios ou de provas de carga estáticas.
7.8.3.4.3 O material a ser utilizado na recomposição das estacas deve apresentar resistência não inferior à do concreto da estaca.
7.8.3.2.6 O sistema de cravação deve estar sempre bem
7.8.3.4.4 Em estacas cuja armadura não tiver função
ajustado e com todos os seus elementos constituintes, tanto estruturais quanto acessórios, em perfeito estado, a fim de evitar quaisquer danos às estacas durante a cravação. 7.8.3.2.7 Os equipamentos acessórios, como capacetes, coxins e suplementos, devem possuir geometria adequada à seção da estaca e não apresentar folgas maiores que aquelas necessárias ao encaixe das estacas, nem danificá-las.
resistente após a cravação, não há necessidade de sua penetração no bloco de coroamento (isto não significa que necessariamente devam ser cortados os ferros das estacas que penetram no bloco). Caso contrário, a armadura deve penetrar suficientemente no bloco, a fim de transmitir a solicitação correspondente. 7.8.3.4.5 Em estacas vazadas, antes da concretagem do bloco, o furo central deve ser convenientemente tamponado.
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7.8.3.5 Cálculo estrutural 7.8.3.5.1 Os esforços resistentes devem ser calculados obedecendo-se às seguintes prescrições:
a) as estacas imersas em solos moles devem ser verificadas à flambagem, levando-se em conta as características dos solos atravessados e as condições de vinculação da estaca; b) devem-se sempre levar em conta os esforços de tração que podem decorrer da cravação da própria estaca ou de estacas vizinhas. 7.8.3.5.2 As estacas pré-moldadas podem ter quaisquer geometria e dimensões, contanto que sejam dimensionadas não só para suportar os esforços atuantes nelas como elemento estrutural de fundação, como também aqueles que decorram do seu manuseio, transporte, levantamento e cravação. 7.8.3.5.3 O içamento de estacas na obra deve obedecer
às prescrições do fabricante, cabendo a este fornecer a informação correspondente. 7.8.3.5.4 Nas duas extremidades da estaca, deve-se fazer
um reforço da armação transversal, para levar em conta as tensões que surgem durante a cravação. 7.8.3.5.5 Devem-se levar em conta, no dimensionamento,
os cobrimentos recomendados pelas NBR 6118 e NBR 9062. 7.8.3.5.6 Para a fixação da carga estrutural admissível,
deve ser adotado um coeficiente de minoração da resistência característica do concreto γc = 1,3, quando se utiliza controle sistemático. Caso contrário, γc deve ser adotado igual a 1,4. 7.8.3.5.7 No caso de solicitação à tração, valem as
recomendações dispostas em 7.8.9.9.3. 7.8.3.6 Carga de trabalho de estacas isoladas 7.8.3.6.1 Nas estacas comprimidas, quando não é feita a verificação da capacidade de carga através de prova de carga ou de instrumentação, pode-se adotar como carga de trabalho aquela obtida a partir da tensão média atuante na seção de concreto, limitada ao máximo de 6 MPa. Notas: a) Para efeito da seção de concreto, consideram-se as estacas vazadas como maciças, respeitando-se o disposto em 3.26. b) A fixação do valor 6 MPa é artificial e visa apenas estabelecer um critério, embora, na realidade, não se deva confundir carga do elemento de fundação com tensão admissível no concreto. 7.8.3.6.2 Nas estacas comprimidas, quando é feita a veri-
ficação da capacidade de carga através de prova de carga ou de instrumentação, a carga de trabalho máxima é
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aquela calculada como peça estrutural de concreto armado ou protendido, restringindo-se a 35 MPa a resistência característica do concreto. Notas: a) Entende-se por verificação da capacidade de carga a realização de provas de carga estáticas segundo a NBR 12131 e o disposto em 7.2.2 ou a realização de ensaios de carregamento dinâmico segundo a NBR 13208 e o disposto em 7.2.3. b) As provas de carga estáticas devem ser executadas em número de 1% do conjunto de estacas de mesmas características na obra, respeitando-se o mínimo de uma prova de carga. c) Os ensaios de carregamento dinâmico devem ser executados em número de 3% do conjunto de estacas de mesmas características na obra, respeitando-se o mínimo de três estacas instrumentadas. Os resultados dos métodos simplificados que forem utilizados para interpretação dos dados de instrumentação de cada conjunto de estacas de mesmas características devem ser aferidos por métodos numéricos baseados na equação da onda em pelo menos uma recravação de estaca ou aferidos por uma prova de carga estática. d) Recomenda-se ainda que todas as estacas da obra sejam controladas através da medida do repique, que por si só não constitui uma instrumentação. 7.8.3.6.3 Na capacidade de carga de estacas trabalhando a tração, deve ser desprezada qualquer resistência da ponta da estaca. 7.8.3.6.4 A capacidade de carga a tração deve ser comprovada por prova de carga em pelo menos 1% do conjunto de estacas de mesmas características, respeitandose o mínimo de uma prova de carga. 7.8.3.6.5 Se durante a prova de carga à tração ficar caracterizada a ruptura do contato entre a estaca e o solo, a estaca deve ser recravada. 7.8.3.6.6 Quando a emenda das estacas for realizada por luva, a previsão da capacidade de carga a tração deve ser feita levando-se em conta apenas o elemento superior da estaca. 7.8.4 Estacas moldadas in loco 7.8.4.1 Características gerais
As estacas moldadas in loco são executadas enchendose de concreto perfurações previamente executadas no terreno, através de escavações ou de deslocamento do solo pela cravação de soquete ou de tubo de ponta fechada. Estas perfurações, quando escoradas, podem ter suas paredes suportadas por revestimento a ser recuperado ou a ser perdido, ou por lama tixotrópica. Só se admite a perfuração não suportada em terrenos coesivos, acima do lençol d’água, natural ou rebaixado. Estas estacas podem ainda apresentar base alargada.
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7.8.4.2 Variantes quanto à concretagem
Nas estacas moldadas in loco, admitem-se as seguintes variantes de concretagem: a) perfuração não suportada isenta d’água, quando o concreto é simplesmente lançado do topo da perfuração, através de tromba (funil) de comprimento adequado, sendo suficiente que o comprimento do tubo do funil seja de cinco vezes o seu diâmetro interno; b) perfuração suportada com revestimento perdido, isenta d’água, quando o concreto é simplesmente lançado do topo da perfuração, sem necessidade de tromba;
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7.8.4.3 Preparo da cabeça e ligação com o bloco de coroamento
Para cada tipo de estaca moldada in situ, devem ser atendidos os seguintes requisitos: a) as estacas moldadas no solo devem ser executadas com um excesso de concreto em relação à cota de arrasamento, o qual deve ser retirado com os cuidados indicados em 7.8.3.4.1; b) é indispensável que o desbastamento do excesso de concreto seja levado até se atingir concreto de boa qualidade, ainda que isto venha a ocorrer abaixo da cota de arrasamento, recompondo-se, a seguir, o trecho de estaca até esta cota, ou adaptando-se o bloco. 7.8.5 Estacas tipo broca 4 )
c) perfuração suportada com revestimento perdido ou a ser recuperado, cheia d’água, quando é adotado um processo de concretagem submersa, com o emprego de tremonha, ou outro método devidamente justificado; d) perfuração suportada com revestimento a ser recuperado, isenta d’água, quando a concretagem pode ser feita de acordo com as modalidades a seguir: - o concreto é lançado em pequenas quantidades, que são compactadas sucessivamente, à medida que se retira o tubo de revestimento; deve-se empregar um concreto com fator água-cimento baixo; - o tubo é inteiramente cheio de concreto plástico e, em seguida, é retirado com utilização de procedimentos que garantam a integridade do fuste da estaca; e) perfuração suportada por lama, quando é adotado um processo de concretagem submersa, utilizando-se tremonha; no caso de uso de bomba de concreto, ela deve despejar o concreto no topo da tremonha, sendo vedado bombear diretamente para o fundo da estaca. Notas: a) Nos casos em que, apesar dos cuidados mencionados, não se possa garantir a integridade da estaca, estes processos devem ser revistos. b) Em cada caso, o concreto deve ter plasticidade adaptada à modalidade de execução e atender aos requisitos de resistência.
7.8.5.1 Perfuração
É executada com trado manual ou mecânico, sem uso de revestimento. A escavação deve prosseguir até a profundidade prevista. Quando for atingida a profundidade, fazse a limpeza do fundo com a remoção do material desagregado eventualmente acumulado durante a escavação. Dadas as condições de execução, estas estacas só podem ser utilizadas abaixo do nível de água se o furo puder ser seco antes da concretagem. Nota: Recomenda-se para as estacas tipo broca um diâmetro mínimo de 20 cm e máximo de 50 cm. 7.8.5.2 Concretagem
O concreto deve ser lançado do topo da perfuração com o auxílio de funil, devendo apresentar fck não inferior a 15 MPa, consumo de cimento superior a 300 kg/m3 e consistência plástica. 7.8.5.3 Armadura
Em geral, estas estacas não são armadas, utilizando-se somente ferros de ligação com o bloco. Quando necessário, a estaca pode ser armada para resistir aos esforços da estrutura. 7.8.5.4 Carga estrutural admissível
Para a fixação da carga estrutural admissível, não pode ser adotado fck superior a 15 MPa, adotando-se um coeficiente de minoração de resistência γc = 1,8, tendo em vista as condições de concretagem. Nota: No caso de solicitação a tração, vale a prescrição de 7.8.9.9.3. 7.8.6 Estacas tipo "hélice contínua"5) 7.8.6.1 Perfuração
c) Quando houver camadas de argilas moles abaixo do nível d’água, devem-se tomar cuidados especiais, variáveis em função do tipo de estaca, com a finalidade de garantir a seção mínima projetada para a estaca.
4) 5)
Aplicam-se às estacas tipo broca as prescrições de 7.9. Aplicam-se às estacas tipo "hélice contínua"as prescrições de 7.9.
Consiste na introdução, até a profundidade estabelecida em projeto, por rotação da hélice contínua, sem a retirada do solo escavado.
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7.8.6.2 Concretagem
Uma vez atingida a profundidade de projeto, é iniciada a injeção de concreto pela haste central do trado, com a retirada simultânea da hélice contínua contendo o material escavado, e sem rotação. O concreto utilizado deve apresentar resistência característica fck de 20 MPa, ser bombeável e composto de cimento, areia, pedrisco e pedra 1, com consumo mínimo de cimento de 350 kg/m3, sendo facultativa a utilização de aditivos.
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7.8.7.2.2 Para a execução do fuste, o concreto é lançado dentro da linha de tubos e, à medida que é apiloado, vão sendo retirados os tubos com o emprego do guincho manual. Para garantia de continuidade do fuste, deve ser mantida dentro da linha de tubos, durante o apiloamento, uma coluna de concreto suficiente para que este ocupe todo o espaço perfurado e eventuais vazios e deformações no subsolo. O pilão não deve ter oportunidade de entrar em contato com o solo da parede ou base da estaca, para não provocar desabamento ou mistura de solo com o concreto; este cuidado deve ser reforçado no trecho eventualmente não revestido.
7.8.6.3 Armadura 7.8.7.2.3 O concreto utilizado deve apresentar fck não
A armadura neste tipo de estaca só pode ser instalada depois da concretagem. 7.8.6.4 Carga estrutural admissível
Para a fixação da carga estrutural admissível, não pode ser adotado fck maior do que 20 MPa, adotando-se um fator de redução de resistência γ c =1,8, tendo em vista as condições de concretagem. Nota: No caso de solicitação a tração, vale a prescrição de 7.8.9.9.3. 7.8.7 Estacas tipo Strauss6) 7.8.7.1 Perfuração
É iniciada com um soquete, até uma profundidade de 1 m a 2 m. O furo feito com o soquete serve de guia para introdução do primeiro tubo de revestimento, dentado na extremidade inferior, chamado “coroa”. Após a introdução da coroa, o soquete é substituído pela sonda (piteira), a qual, por golpes sucessivos, vai retirando o solo do interior e abaixo da “coroa”, que vai sendo introduzida no terreno. Quando a coroa estiver toda cravada, é rosqueado o tubo seguinte, e assim por diante, até que se atinja a profundidade prevista para a perfuração ou as condições previstas para o terreno. Imediatamente antes da concretagem, deve ser feita a limpeza completa do fundo da perfuração, com total remoção da lama e da água eventualmente acumuladas durante a perfuração. Notas:a)Caso as características do terreno o permitam, o revestimento com o tubo pode ser parcial. b) Recomenda-se que as estacas Strauss tenham o seu diâmetro limitado a 500 mm. 7.8.7.2 Concretagem 7.8.7.2.1 Com o furo completamente esgotado e limpo, é
lançado o concreto em quantidade suficiente para se ter uma coluna de aproximadamente 1m. Sem puxar a linha de tubos de revestimento, apiloa-se o concreto, para formar uma espécie de bulbo.
6) 7)
Aplicam-se às estacas tipo Strauss as prescrições de 7.9. Aplicam-se às estacas tipo Franki as prescrições de 7.9.
inferior a 15 MPa, consumo de cimento superior a 300 kg/m3 e consistência plástica. 7.8.7.2.4 Caso ao final da perfuração exista água no fundo do furo que não possa ser retirada pela sonda, deve-se lançar um volume de concreto seco para obturar o furo. Neste caso, deve-se desprezar a contribuição da ponta da estaca na sua capacidade de carga. 7.8.7.3 Armadura 7.8.7.3.1 As estacas Strauss podem ser armadas. Neste caso, a ferragem longitudinal deve ser confeccionada com barras retas, sem esquadro na ponta, e os estribos devem permitir livre passagem ao soquete de compactação e garantir um cobrimento da armadura,não inferior a 3 cm. 7.8.7.3.2 Quando não armadas, deve-se providenciar uma ligação com o bloco através de uma ferragem que é simplesmente cravada no concreto, dispensando-se, neste caso, o uso de estribos. 7.8.7.4 Carga estrutural admissível 7.8.7.4.1 Para a fixação da carga estrutural admissível não pode ser adotado fck maior do que 15 MPa, adotando-se um coeficiente de minoração de resistência γ c = 1,8, tendo em vista as condições de concretagem. 7.8.7.4.2 A determinação da carga estrutural deve ser feita utilizando-se a seção da estaca, determinada pelo diâmetro do tubo de revestimento, quando a estaca for totalmente revestida, ou pelo diâmetro da piteira, quando a estaca for parcialmente revestida. Nota: No caso de solicitação a tração, vale o prescrito em 7.8.9.9.3. 7.8.8 Estacas tipo Franki7) 7.8.8.1 Características gerais 7.8.8.1.1 As estacas tipo Franki são executadas enchendose de concreto perfurações previamente executadas no terreno, através da cravação de tubo de ponta fechada, recuperado e possuindo base alargada. Este fechamento pode ser feito no início da cravação do tubo ou em etapa intermediária, por meio de material granular ou peça préfabricada de aço ou de concreto.
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7.8.8.1.2 Na cravação à percussão por queda livre, as re-
7.8.8.5 Carga estrutural admissível
lações entre o diâmetro da estaca, a massa e o diâmetro do pilão devem atender aos valores mínimos indicados na Tabela 5.
Para a fixação da carga estrutural admissível, não pode ser adotado fck maior do que 20 MPa e γc = 1,5.
7.8.8.2 Base alargada
Nota: No caso de solicitação a tração, vale a prescrição de 7.8.9.9.3. 7.8.9 Estacas escavadas com uso de lama 8)
Na confecção da base alargada, é necessário que os últimos 0,15 m3 de concreto sejam introduzidos com uma energia mínima de 2,5 MNm, para as estacas de diâmetro inferior ou igual a 450 mm, e 5 MNm, para as estacas de diâmetro superior a 450 mm. No caso do uso de volume diferente, a energia deve ser proporcional ao volume.
7.8.9.1 Características gerais
As estacas escavadas com o uso de lama, sejam circulares ou alongadas (estacas diafragma ou barretes), pela sua técnica executiva, têm sua carga admissível, em grande parte, dependente do atrito ao longo do fuste, enquanto a resistência de ponta é mobilizada apenas depois de recalques elevados.
Nota: A energia é obtida pelo produto do peso do pilão pela altura de queda (constante entre 5 m e 8 m) e pelo número de golpes, controlando-se o volume injetado pela marca do cabo do pilão em relação ao topo do tubo.
7.8.9.2 Perfuração
O equipamento deve ser localizado de maneira a garantir a centralização da estaca. No caso de estacas de seção circular, deve ser usado tubo-guia de diâmetro 50 mm maior que o da estaca. No caso de outra forma da seção transversal da estaca, deve ser usada mureta-guia de concreto ou de aço com dimensões 50 mm maiores que as da estaca projetada. O comprimento enterrado do tubo-guia ou da mureta-guia não deve ser inferior a 1 m. Em qualquer dos casos, a perfuração é feita com ferramenta capaz de garantir a verticalidade da peça, concomitantemente com o lançamento da lama bentonítica, até a cota prevista no projeto ou até material impenetrável. Caso este material impenetrável esteja acima da cota prevista no projeto, este deve ser reavaliado e adequado às novas condições.
7.8.8.3 Armadura 7.8.8.3.1 Mesmo que as solicitações a que a estaca venha a ser submetida não indiquem a necessidade de armadura neste tipo de estaca, usa-se uma armadura mínima necessária por motivos de ordem construtiva, salvo em casos especiais, em que esta pode ser dispensada. 7.8.8.3.2 A quantidade de armadura, seja longitudinal, seja
transversal, deve levar em conta as condições de concretagem inerentes a este tipo de estaca. 7.8.8.4 Concretagem
Nota: É desejável que a perfuração seja contínua até sua conclusão; caso não seja possível, o efeito da interrupção deve ser analisado e a estaca eventualmente aprofundada, de modo a garantir a carga admissível prevista no projeto.
Com o consumo mínimo de cimento de 350 kg/m3, a concretagem do fuste pode ser feita em uma das alternativas descritas em 7.8.4.2-d).
Tabela 5- Características dos pilões para execução de estacas tipo Franki Diâmetro da estaca (mm)
Massa mínima do pilão Diâmetro mínimo do pilão (t)
(mm)
300
1,0
180
350
1,5
220
400
2,0
250
450
2,5
280
520
2,8
310
600
3,0
380
Nota: As massas indicadas nesta Tabela representam as mínimas aceitáveis. No caso de estacas de comprimento acima de 15 m, a massa mínima deve ser aumentada.
8)
Aplicam-se às estacas escavadas com uso de lama as prescrições de 7.9.
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7.8.9.3 Concretagem 7.8.9.3.1 Deve ser feita através de tremonha, usando-se concreto que satisfaça às seguintes exigências: 3
a) consumo de cimento não inferior a 400 kg/m ; b) abatimento ou slump igual a ( 200 ± 20 ) mm; c) diâmetro máximo do agregado não superior a 10% do diâmetro interno do tubo tremonha; d) o embutimento da tremonha no concreto durante toda a concretagem não pode ser inferior a 1,50 m.
7.8.9.4.2 A bentonita a ser utilizada para o preparo de lamas tixotrópicas deve atender às especificações da Tabela 6. 7.8.9.5 Lama bentonítica 7.8.9.5.1 É preparada misturando-se bentonita (normalmente embalada em sacos de 50 kg) com água pura, em misturadores de alta turbulência, com uma concentração variável em função da viscosidade e da densidade que se pretende obter. 7.8.9.5.2 A lama bentonítica possui as seguintes características :
a) estabilidade produzida pelo fato de a suspensão de bentonita se manter por longo período;
7.8.9.3.2 A concretagem deve ser contínua e feita logo após o término da perfuração, sendo tomadas as providências referentes à lama bentonítica e à ferragem. Caso haja uma interrupção na concretagem, os recursos a serem adotados, ou até mesmo o abandono da estaca, devem ser avaliados.
b) capacidade de formar nos vazios do solo e especialmente junto à superfície lateral da escavação uma película impermeável (cake);
7.8.9.4 Bentonita
c) tixotropia, isto é, ter um comportamento fluido quando agitada, porém capaz de formar um “gel” quando em repouso.
7.8.9.4.1 É uma argila produzida a partir de jazidas naturais, sofrendo, em alguns casos, um beneficiamento. O argilo mineral predominante é a montmorilonita sódica, o que explica sua tendência ao inchamento.
7.8.9.5.3 A lama bentonítica deve atender aos parâmetros da Tabela 7, para estar em condições de ser utilizada nas escavações.
Tabela 6 - Especificação da bentonita Requisito
Valor
Resíduos em peneira nº 200
≤ 1%
Teor de umidade
≤ 15%
Limite de liquidez
≥ 440
Viscosidade Marsh 1500/1000 da suspensão a 6° em água destilada
≥ 40
Decantação da suspensão a 6% em 24 h
≤ 2%
Água separada por pressofiltração de 450 cm3 da suspensão a 6% nos primeiros 30 min, à pressão de 0,7 MPa
≤ 18 cm3
pH da água filtrada Espessura do cake no filtroprensa
7a9 ≤ 2,5 mm
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7.8.9.6 Nível da lama bentonítica em relação ao lençol freático
A fim de garantir o bom funcionamento da lama bentonítica na estabilização das paredes, exige-se que o nível da lama na escavação seja mantido acima do nível de água do terreno. Esta diferença de nível deve ser no mínimo igual a duas vezes o diâmetro da estaca ou a duas vezes a largura da estaca tipo diafragma (barrete), respeitando o mínimo de 2 m. 7.8.9.7 Aditivos 7.8.9.7.1 O uso de aditivos plastificantes é normalmente desnecessário e, de qualquer modo, eles só são aceitáveis se seu tempo de eficácia não for inferior ao tempo total entre a colocação do aditivo e o final da concretagem da estaca.
7.8.9.9.3 No caso de solicitação à tração, a estaca deve ser armada pela NBR 6118, admitindo-se uma redução de 2 mm no diâmetro das barras longitudinais. Caso se prefira fazer a verificação à fissuração, fica dispensada esta redução. Em ambos os casos deve-se garantir um coeficiente de segurança global não inferior a 2. 7.8.10 Estacas escavadas, com injeção9) 7.8.10.1 Considerações gerais
Sob este título estão englobados vários tipos de estacas perfuradas e moldadas in loco, com técnicas diferentes como a seguir descritas: a) microestacas, que incluem as pressoancoragens, executadas com tecnologia de tirantes injetados em múltiplos estágios, utilizando-se em cada estágio pressão que garanta a abertura das manchetes e posterior injeção;
7.8.9.7.2 O uso de aditivos retardadores, embora normalmente desnecessário, não tem qualquer inconveniente.
b) estacas tipo raiz, onde a injeção é utilizada para moldar o fuste. Imediatamente após a moldagem do fuste, é aplicada pressão no topo, com ar comprimido, uma ou mais vezes durante a retirada do tubo de revestimento. Não se usa tubo de válvulas múltiplas, mas usam-se pressões baixas (inferiores a 0,5 MPa) que visam apenas garantir a integridade da estaca.
7.8.9.8 Carga estrutural admissível
Para a fixação da carga estrutural admissível, não pode ser utilizado fck maior do que 20 MPa, adotando-se um fator de redução de resistência γc = 1,9, tendo em vista as condições de concretagem. 7.8.9.9 Estacas submetidas apenas à compressão ou à tração
Quando as estacas escavadas com uso de lama forem submetidas apenas a esforços de compressão ou de tração, deve-se observar o disposto em 7.8.9.9.1 a 7.8.9.9.3. 7.8.9.9.1 Se a tensão média de compressão for inferior a 5 MPa, a armação é desnecessária, podendo-se, entretanto, adotar uma armadura, por motivos executivos. 7.8.9.9.2 Se a tensão média de compressão for superior a 5 MPa, a estaca deve ser armada, segundo a NBR 6118, no trecho em que a tensão média é superior a 5 MPa até a profundidade na qual a transferência de carga por atrito lateral diminua a compressão no concreto para uma tensão média inferior a 5 MPa.
Nota: Em ambos os casos, o fuste é constituído de armadura de barras e/ou tubo metálico, sendo os vazios do furo preenchidos com calda de cimento ou argamassa. 7.8.10.2 Perfuração
É executada por perfuratriz, com ou sem lama estabilizante até a profundidade especificada no projeto. Pode ser ou não revestida, sendo que as estacas tipo raiz são revestidas, pelo menos em parte do seu comprimento. De qualquer maneira é preciso garantir a estabilidade da escavação. Nota: É importante frisar que a utilização de lama estabilizante pode afetar a aderência entre a estaca e o solo. Normalmente uma lavagem com água pura é suficiente para eliminar esse inconveniente, sendo imprescindível verificar o resultado final do uso da lama através de prova de carga, a menos que haja experiência com este tipo de estaca no terreno da região.
Tabela 7 - Parâmetros para a lama bentonítica Parâmetros
Valores
Equipamento para ensaio
Densidade
1,025 g/cm3 a 1,10 g/cm3
Densímetro
Viscosidade
30 s a 90 s
Funil Marsh
pH Cake Teor de areia
7 a 11
Papel de pH
1,0 mm a 2,0 mm
Filter press
até 3%
Baroid sand content ou similar
Notas: a)A espessura do cake deve ser determinada ao menos uma vez por partida de bentonita. b) Os demais parâmetros devem ser determinados em amostras retiradas do fundo de cada estaca, imediatamente antes da concretagem. c) Em casos especiais, pode ser necessário adicionar produtos químicos à lama bentonítica, destinados a melhorar suas condições, corrigindo a acidez da água, aumentando a sua densidade de massa, etc. 9)
Aplicam-se às estacas escavadas, com injeção, as prescrições de 7.9.
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7.8.10.3 Carga admissível como elemento estrutural
7.8.10.4.4 Para efeito de verificação da capacidade de carga
7.8.10.3.1 Quando for utilizado aço com resistência de até
à compressão, é válido o ensaio a tração, executado de acordo com a NBR 12131 e interpretado por este método para o ensaio a compressão.
500 MPa e a percentagem de aço for menor ou igual a 6%, a peça deve ser dimensionada como pilar de concreto armado, levando-se em conta a verificação de flambagem, com a devida consideração do confinamento do solo, tomando-se para a argamassa (que, neste caso, deve ter consumo de cimento não inferior a 600 kg/m3 ) um valor de fck compatível com as técnicas executivas e de controle não superior a 20 MPa. Quanto ao coeficiente de minoração γc da argamassa, este deve ser adotado igual a 1,6, tendo em vista as condições de cura da argamassa. 7.8.10.3.2 Para efeito de cálculo, a área de argamassa a ser considerada é igual à área da seção transversal da estaca, descontando-se a área da seção transversal da armadura. Para este fim, a área deve ser calculada a partir do diâmetro da ferramenta de corte, no caso do trecho não revestido, ou do diâmetro externo da sapata cortante, no caso de uso de tubo de revestimento. 7.8.10.3.3 Quando for utilizado aço com resistência superior a 500 MPa ou a percentagem de aço for superior a 6%, toda a carga deve ser resistida pelo aço. 7.8.10.3.4 Quando forem utilizados aços diferentes, as
tensões de cada um deles devem ser determinadas pela compatibilidade de deformação. A argamassa de enchimento deve prover o confinamento que deve ser levado em conta apenas na verificação da flambagem. 7.8.10.3.5 No caso de estacas solicitadas a tração, quando armadas com até 6%, aplica-se o prescrito em 7.8.9.9.3. No caso de armadura superior a 6%, a verificação deve ser feita como peça metálica. Em qualquer caso, deve ser levado em conta o comprimento de transpasse das barras ou as características das emendas utilizadas. 7.8.10.4 Carga admissível como elemento de fundação 7.8.10.4.1 As estacas escavadas com injeção, quando não
penetrarem em rocha, devem ser dimensionadas levando em conta apenas o atrito, utilizando-se alguns dos métodos consagrados na técnica. Este dimensionamento é válido tanto à compressão quanto à tração. 7.8.10.4.2 No caso de estacas que penetram em rocha, é
lícito somar a resistência de atrito à resistência de ponta na rocha, no caso de estacas de compressão, desde que se garanta um embutimento mínimo de três diâmetros. Nota: Estes valores devem sempre ser confirmados por provas de carga em número adequado, realizadas o mais cedo possível. 7.8.10.4.3 É obrigatório fazer provas de carga sobre no mínimo 1% das estacas, sendo o número mínimo de três provas de carga. Considera-se adequado aumentar o número de provas de carga para 5% do número das estacas com carga de trabalho entre 600 kN e 1000 kN e 10%, caso se ultrapasse este valor.
10)
Aplicam-se às estacas mistas as prescrições de 7.9.
7.8.11 Estacas mistas10) 7.8.11.1 A estaca mista deve satisfazer aos requisitos cor-
respondentes aos dois tipos de materiais associados, conforme considerados anteriormente em estacas de um único elemento estrutural. 7.8.11.2 A ligação entre os dois tipos de estaca deve impedir
sua separação, manter o alinhamento e suportar a carga prevista com a segurança necessária. 7.8.12 Tubulões não revestidos
Estes elementos de fundação são executados com escavação manual ou mecânica conforme 7.8.12.1 a 7.8.12.3. 7.8.12.1 Os tubulões escavados manualmente podem ser
dotados de base alargada tronco-cônica, só podendo ser executados acima do nível d’água, natural ou rebaixado, ou em casos especiais em que abaixo do seu nível seja possível bombear a água sem que haja risco de desmoronamento ou perturbação no terreno de fundação. 7.8.12.2 Os tubulões escavados mecanicamente devem
empregar equipamento adequado, podendo, neste caso, a base alargada ser aberta manual ou mecanicamente, quando em seco. Nota: Em ambos casos, quando houver riscos de desmoronamento, pode-se utilizar, total ou parcialmente, escoramento de madeira, aço ou concreto. 7.8.12.3 Dependendo do processo executivo empregado na escavação do tubulão, podem-se adotar as seguintes variantes na concretagem:
a) escavação seca: quando o concreto é simplesmente lançado da superfície, através de tromba (funil) com comprimento do tubo do funil não inferior a cinco vezes seu diâmetro interno; b) escavação com água: quando o concreto é lançado através de tremonha ou outro processo de eficiência comprovada. Nota: É desaconselhável o uso de vibrador em tubulões não revestidos; por esta razão o concreto deve ter plasticidade adequada. 7.8.13 Tubulões revestidos com camisa de concreto
Nos tubulões revestidos com camisa de concreto armado, deve-se observar o disposto em 7.8.13.1 a 7.8.13. 6. 7.8.13.1 A camisa é concretada sobre a superfície do ter-
reno ou em uma escavação preliminar de dimensões adequadas, por trechos de comprimento convenientemente dimensionados e introduzidos no terreno, depois que o concreto esteja com resistência adequada à operação por meio de escavação interna; depois de arriado um elemento, em seguida, concreta-se o elemento seguinte, e assim por diante, até se atingir o comprimento final previsto.
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7.8.13.3.2 Caso durante estas operações seja atingido o
7.8.14.6 A camisa metálica, no caso de não ter sido con-
lençol d’água do terreno e não seja possível esgotá-lo com bombas, deve ser adaptado ao tubulão um equipamento pneumático que permita a execução a seco dos trabalhos, sob pressão conveniente de ar comprimido.
siderada no dimensionamento estrutural do tubulão, pode ser recuperada à medida da concretagem, ou posteriormente. Nestes casos, a peça deve ser armada em todo o comprimento, inclusive a base, com taxa não inferior a 0,5% da seção necessária.
7.8.13.3.3 Atingida a cota prevista para a implantação da camisa, procede-se, se for o caso, às operações de abertura da base alargada; durante esta operação, a camisa deve ser escorada de modo a evitar sua descida. 7.8.13.3.4 Em obras dentro d’água (rios, lagos, etc.), a camisa pode ser concretada no próprio local, sobre estrutura provisória e descida até o terreno com auxílio de equipamento, ou concretada em terra e transportada para o local de implantação. 7.8.13.3.5 Em casos especiais, principalmente em obras em que se passa diretamente da água para rocha, as camisas podem ser já confeccionadas com alargamento de modo a facilitar a execução da base alargada; neste caso devem ser previstos recursos que garantam a ligação de todo o perímetro da base com a superfície da rocha, a fim de evitar fuga ou lavagem do concreto; nesta etapa, podese, em certos casos, se necessário, colocar uma ferragem adicional no núcleo, principalmente na ligação fuste-base. 7.8.13.3.6 Terminado o alargamento, concretam-se a base e o núcleo do tubulão, sendo que, dependendo do projeto, a concretagem do núcleo pode ser parcial. 7.8.14 Tubulões revestidos com camisa de aço
Nos tubulões revestidos com camisa de aço, deve-se observar o disposto em 7.8.14.1 a 7.8.14.12. 7.8.14.1 A camisa de aço é utilizada do mesmo modo que
a camisa de concreto, a fim de manter aberto o furo e garantir a integridade do fuste do tubulão. Ela pode ser introduzida no terreno por cravação com bate-estacas, por vibração ou através de equipamento especial que imprima ao tubo um movimento de vai-e-vem, simultâneo a uma força de cima para baixo. 7.8.14.2 Qualquer que seja o processo de instalação da
camisa, o equipamento deve ser dimensionado para possibilitar a cravação do tubo até a profundidade prevista, sem deformá-lo longitudinal ou transversalmente.
7.8.14.7 A camisa metálica deve ser dimensionada para
resistir aos esforços de instalação, de tal maneira que as pressões externas não provoquem deformações sensíveis. 7.8.14.8 Quando o tubulão é total e permanentemente enterrado, a corrosão é limitada, descontando-se 1,5 mm de espessura da chapa em todos os cálculos de verificação de resistência. No caso de terrenos de grande agressividade, devem ser feitos estudos especiais. Quando o tubulão apresentar parte desenterrada, ao longo desta, a camisa é totalmente desprezada nos cálculos de resistência, a menos que receba algum tratamento especial anticorrosivo. 7.8.14.9 O comportamento do tubulão na ruptura é dife-
rente do comportamento sob a ação das cargas normais de utilização (carga de serviço). Em conseqüência, a verificação de resistência deve ser feita, segundo as prescrições de segurança, nos dois estados-limites, estadolimite de ruptura (segurança referida à ruptura), e estadolimite de utilização (comportamento em serviço). 7.8.14.10 Na verificação no estado-limite de ruptura realizado com as cargas de utilização multiplicadas pelo coeficiente de majoração γf, considera-se a camisa de aço como armadura longitudinal. As resistências características fyk e fck do aço e do concreto são respectivamente divididas pelos coeficientes de minoração γs e γc, multiplicando-se além disso a resistência característica do concreto pelo coeficiente de minoração11) 0,85. Nota: Recomendam-se os seguintes valores: γf = 1,4 ; γs = 1,15 e γc = 1,5. 7.8.14.11 A verificação no estado-limite de utilização é feita com as cargas de utilização, sem coeficiente de majoração (isto é, γf = 1), e desprezando-se qualquer contribuição da camisa de aço para a resistência. Considerase nula a resistência a tração do concreto; a resistência característica a compressão do concreto é dividida por um coeficiente de minoração Po inferior ao adotado na verificação no estado-limite último, recomendando-se γc = 1,3.
7.8.14.3 A escavação interna, manual ou mecânica, pode
ser feita à medida da penetração do tubo ou de uma só vez, quando completada a sua cravação.
7.8.14.12 Para os tubulões com camisa de aço, valem as prescrições de 7.8.19 e 7.8.20.
7.8.14.4 Quando assim previsto, pode-se executar um alar-
7.8.15 Concretagem de tubulões revestidos
gamento da base; em seguida o tubulão é concretado, o qual pode ser executado manualmente sob ar comprimido ou não.
Neste caso, admitem-se as duas variantes de concretagem descritas em 7.8.15.1 e 7.8.15.2.
7.8.14.5 No caso de uso de ar comprimido, a camisa deve
7.8.15.1 No caso de tubulão seco, o concreto é simples-
ser ancorada ou receber contrapeso de modo a evitar sua subida. 11)
mente lançado da superfície, sem necessidade de tromba ou funil.
Este coeficiente leva em conta a diferença entre os resultados de ensaios rápidos de laboratório e a resistência sob a ação de cargas de longa duração.
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7.8.15.2 No caso de tubulão a ar comprimido, o concreto é lançado sob ar comprimido, no mínimo até altura justificadamente capaz de resistir à subpressão hidrostática, sem necessidade de uso de tromba ou funil.
7.8.17 Alargamento da base
Durante os serviços de alargamento da base dos tubulões deve-se observar o prescrito em 7.8.17.1 a 7.8.17.7.
7.8.16 Trabalhos sob ar comprimido 7.8.16.1 No caso de utilização de ar comprimido em qual-
quer etapa de execução de tubulões, deve-se observar que o equipamento deve permitir que se atenda rigorosamente os tempos de compressão e descompressão prescritos pela boa técnica e pela legislação em vigor (Norma Regulamentadora nº 15, Anexo 16, da Portaria 3.214 do Ministério do Trabalho).
7.8.17.1 Os tubulões devem ser dimensionados de ma-
neira a evitar alturas de base superiores a 2 m. Em casos excepcionais, devidamente justificados, admitem-se alturas maiores. 7.8.17.2 Quando as características do solo indicarem que
a 0,15 MPa quando as seguintes providências forem tomadas:
o alargamento da base é problemático, deve-se prever o uso de injeções, aplicações superficiais de cimento, ou mesmo escoramento, a fim de evitar desmoronamento da base. Quando a base do tubulão for assente sobre rocha inclinada, vale o exposto em 6.2.2.1.
a) equipe permanente de socorro médico à disposição na obra;
7.8.17.3 Deve-se evitar que entre o término da execução
7.8.16.2 Só se admitem trabalhos sob pressões superiores
b) câmara de descompressão equipada disponível na obra; c) compressores e reservatórios de ar comprimido de reserva; d) renovação de ar garantida, sendo o ar injetado em condições satisfatórias para o trabalho humano. 7.8.16.3 Tratando-se de tubulão com camisa metálica, a
campânula deve ser ancorada ou lastreada para evitar sua subida devido à pressão. Esta ancoragem, ou lastreamento, pode ser obtida por meio de pesos colocados sobre a campânula, entre esta e a camisa ou qualquer outro sistema. 7.8.16.4 Tratando-se de camisa de concreto armado, esta deve ser escorada convenientemente, interna ou externamente, durante os trabalhos de alargamento da base para evitar sua descida. 7.8.16.5 Nenhum tubulão de camisa de concreto pode ser comprimido enquanto o concreto não tiver atingido a resistência especificada no projeto. 7.8.16.6 Deve-se evitar trabalho com excesso de pressão
que possa ocasionar desconfinamento do tubulão e perda de sua resistência de atrito. Por isto é desaconselhável eliminar, através de pressão, a água eventualmente acumulada no tubulão, devendo esta ser retirada através da campânula.
do alargamento da base de um tubulão e sua concretagem decorra tempo superior a 24 h. 7.8.17.4 De qualquer modo, sempre que a concretagem
não for feita imediatamente após o término do alargamento e sua inspeção, nova inspeção deve ser feita por ocasião da concretagem, limpando-se cuidadosamente o fundo da base e removendo-se a camada eventualmente amolecida pela exposição ao tempo ou por águas de infiltração. 7.8.17.5 Quando previstas cotas variáveis de assen-
tamento entre tubulões próximos, a execução deve ser iniciada pelos tubulões mais profundos, passando-se a seguir para os mais rasos. 7.8.17.6 Deve-se evitar trabalho simultâneo em bases alar-
gadas em tubulões cuja distância, de centro a centro, seja inferior a duas vezes o diâmetro da maior base. Esta indicação é válida seja quanto à escavação seja quanto à concretagem, sendo especialmente importante quando se tratar de fundações executadas sob ar comprimido. Esta exigência visa impedir o desmoronamento de bases abertas ou danos a concreto recém-lançado. 7.8.17.7 Havendo base alargada, esta deve ter a forma de
tronco de cone (com base circular ou de falsa elipse), superposto a um cilindro de no mínimo 20 cm de altura, conforme a Figura 8.
Nota: O ângulo β indicado nesta Figura deve ser tal que as tensões de tração que venham a ocorrer no concreto possam ser absorvidas por este material. Quando, por alguma razão, for preciso adotar um ângulo menor que o indicado, deve-se armar a base do tubulão. Desde que a base esteja embutida no material idêntico ao de apoio, no mínimo 20 cm, um ângulo β igual a 60o pode ser adotado, independentemente da taxa, sem necessidade de armadura.
Figura 8 - Base de tubulões
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7.8.18 Dimensionamento do fuste dos tubulões
Para efeito de dimensionamento do fuste, cabe distinguir os dois casos descritos em 7.8.18.1 e 7.8.18.2. 7.8.18.1 No caso dos tubulões sem revestimento, o dimensionamento estrutural é feito como o de uma peça de concreto simples ou armado, conforme o caso. Quanto ao coeficiente de minoração γc do concreto, este deve ser tomado igual a 1,6, tendo em vista as condições de concretagem do tubulão.
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nando como armadura longitudinal. A ferragem é cravada após a concretagem da base, sendo o comprimento de ancoragem das barras dessa armadura calculado de acordo com a NBR 6118. Além disto, o comprimento de justaposição das barras e da camisa de aço não deve ser menor que o calculado, considerando-se o perímetro interno da camisa e a tensão de aderência entre barras lisas e concreto. Nota: Para calcular este comprimento, basta substituir, na equação do comprimento de ancoragem de barras lisas, o diâmetro das barras por quatro vezes a espessura da camisa.
7.8.18.2 No caso de tubulões com revestimento de concreto
armado, há dois pormenores a considerar: a) a armadura necessária pode ser colocada totalmente no revestimento ou parte no revestimento e parte no núcleo; no trabalho a compressão, o núcleo e a camisa de concreto devem ser considerados, constituindo a seção plena; no caso de flexão, entretanto, deve-se admitir o concreto do núcleo agindo monoliticamente com a camisa, tornando-se necessário assegurar a aderência entre os dois, tomando para tanto as necessárias medidas de limpeza da superfície interna da camisa e, se for o caso, de apicoamento, previamente à concretagem do núcleo;
7.8.20 Preparo da cabeça do tubulão e sua ligação com o bloco de coroamento 7.8.20.1 O topo dos tubulões apresenta normalmente, dependendo do tipo de concretagem, concreto não satisfatório, o qual deve ser removido até que se atinja material adequado, ainda que abaixo da cota de arrasamento prevista, reconcretando-se a seguir o trecho eventualmente cortado abaixo desta cota. 7.8.20.2 Tubulões sujeitos apenas a esforços de com-
pressão não precisam de ferragem de ligação com o bloco de coroamento.
b) tendo em vista o trabalho sob ar comprimido, quando for o caso, a armadura transversal (estribos) é calculada imaginando-se o tubulão sob ar comprimido a uma pressão igual a 1,3 vez a máxima de trabalho prevista, sem pressão externa de terra e sem água; além disso, cuidado especial deve ser dado à armadura de fixação da campânula à camisa.
7.8.20.3 Em qualquer caso, deve ser garantida a transferência adequada da carga do pilar para o tubulão.
7.8.19 Armadura do núcleo e ferragem de ligação fuste-base
No caso de estacas cravadas por prensagem, a plataforma de reação ou cargueira e os demais elementos de cravação devem ser preparados para uma carga não inferior a 1,5 vez a carga de projeto da estaca.
7.8.19.1 Nos tubulões com revestimento de concreto ar-
Nota: Aplicam-se aos tubulões revestidos e não revestidos as prescrições de 7.9.
7.9 Considerações gerais válidas para fundações profundas
mado, deve ser considerado que: 7.9.1 Seqüência executiva de estacas
a) toda a armadura longitudinal deve ser colocada, preferencialmente, na camisa. Caso não seja possível, deve ser acrescentada uma armadura no núcleo, a qual deve ser montada de maneira que seja suficientemente rígida, de modo a não ser deformada durante o manuseio e concretagem; b) a armadura de ligação fuste-base deve ser projetada e executada de modo a garantir concretagem satisfatória da base alargada. A malha constituída de ferros verticais e os estribos devem ter dimensões não inferiores a 30 cm x 30 cm, usando-se, se necessário, feixes de barras ao invés de barras isoladas. 7.8.19.2 Nos tubulões com revestimento de aço, a veri-
ficação de resistência da armadura de transição fustebase é feita apenas no estado-limite último, devendo ser pelo menos igual à da camisa de aço, suposta funcio-
7.9.1.1 Quando as estacas fazem parte de grupos, devem-
se considerar os efeitos desta execução sobre o solo, a saber, seu levantamento e deslocamento lateral, e suas conseqüências sobre as estacas já executadas. Tais efeitos devem ser reduzidos, na medida do possível, pela escolha conveniente do tipo de estaca, seu espaçamento e técnica executiva. Alguns tipos de solos, particularmente os aterros e as areias fofas, são compactados pela cravação das estacas e a seqüência de execução destas estacas, em um grupo, deve evitar a formação de um bloco de solo compactado capaz de impedir a execução das demais estacas. Havendo necessidade de atravessar camadas resistentes, pode-se recorrer à perfuração (solos argilosos) ou à lançagem (solos arenosos), tendo-se o cuidado de não descalçar as estacas já executadas. Em qualquer caso, a seqüência de execução deve ser do centro do grupo para a periferia, ou de um bordo em direção ao outro e seguindo a recomendação de 7.8.3.2.2.
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7.9.1.2 No caso em que for constatado levantamento da
estaca, cabe adotar providência capaz de anular o seu efeito sobre a capacidade de carga da estaca e, eventualmente, sobre sua integridade. Os seguintes casos devem ser considerados: a) se a estaca for de madeira, metálica ou prémoldada, ela deve ser recravada; b) se a estaca for moldada no solo, armada, com revestimento recuperado, a execução de uma estaca requer que todas as situadas em um círculo de raio igual a seis vezes o diâmetro da estaca tenham sido concretadas há pelo menos 24 h. Esta exigência é dispensada caso se comprove que uma técnica especial de execução pode diminuir ou até mesmo eliminar o risco de levantamento (pré-furo, por exemplo). As estacas deste tipo, em que for constatado o levantamento, só devem ser aceitas após análise e justificativa de cada caso. Se a estaca tiver base alargada, o fuste deve ser ancorado à base pela armação; Nota: É possível recravar, por prensagem ou percussão, estacas que sofram levantamento, desde que devidamente estudada a operação; no caso de recravação por percussão, é obrigatória a utilização de provas de carga comprobatórias.
c) estacas moldadas no solo, não armadas, não podem ser utilizadas se constatado o levantamento da estaca ou do solo circundante. Nota: Os cuidados anteriormente mencionados devem ser tomados tanto na cravação quanto na recravação das estacas, posto que a recravação de uma estaca pode implicar novo levantamento de estacas já recravadas.
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7.9.2.1.3 Quando a nova nega for inferior à obtida ao final da cravação, devem-se realizar no máximo duas séries de dez golpes para evitar repetição do fenômeno de perda momentânea da resistência ou danificação da estaca. 7.9.2.1.4 A realização das provas de carga sobre estacas deve ser feita após algum tempo da execução da estaca. Este intervalo depende do tipo de estaca e da natureza do terreno. Quanto ao solo, ele varia de poucas horas para os solos não coesivos a alguns dias para os solos argilosos. Em se tratando de estacas moldadas no solo, deve-se aguardar que o concreto atinja a resistência necessária. 7.9.2.2 Estacas escavadas 7.9.2.2.1 Valem as recomendações de 7.8.9.2 e 7.8.9.3. 7.9.3 Bloco de coroamento
É obrigatório o uso de lastro de concreto magro com espessura não inferior a 5 cm para a execução do bloco de coroamento de estaca ou tubulão. No caso de estacas de concreto ou madeira e tubulões, o topo desta camada deve ficar 5 cm abaixo do topo acabado da estaca ou tubulão. No caso de estacas metálicas vale o prescrito em 7.8.2.4. 7.9.4 Flambagem
Quando as estacas ou tubulões forem submetidos a cargas de compressão e tiverem sua cota de arrasamento acima do nível do terreno, levada em conta a eventual erosão, ou atravessarem solos moles, devem ser verificados à flambagem, levando-se em conta as características dos solos atravessados e as condições de vínculo com a estrutura.
7.9.1.3 Sempre que o terreno não for conhecido para o
executor, deve ser feita uma verificação dos fenômenos citados. Para isto, por um procedimento topográfico adequado, é feito o controle (segundo a vertical e duas direções horizontais ortogonais) do deslocamento, assumindo especial importância no caso dos solos coesivos saturados do topo de uma estaca à medida que as vizinhas são cravadas. 7.9.1.4 O efeito do deslocamento lateral deve ser analisa-
do em cada caso. Os cuidados descritos em 7.9.1.2-b) são especialmente indicados quando há evidências de danos ao fuste de estacas moldadas in loco por deformação horizontal.
7.9.5 Carga admissível estrutural 7.9.5.1 Estacas de concreto armado ou protendido
A carga admissível estrutural é determinada aplicandose o conceito de coeficientes de segurança parciais, onde as cargas são majoradas por um coeficiente γf =1,4 e as resistências do aço e do concreto são minoradas, respectivamente, pelos coeficientes γs = 1,15 e γc estipulados nos itens específicos de cada tipo de estaca. Além disto, à resistência característica do concreto fck deve ser aplicado um fator redutor de 0,85, para levar em conta a diferença entre os resultados de ensaios rápidos de laboratório e a resistência sob a ação de cargas de longa duração.
7.9.2 Influência do tempo de execução 7.9.5.2 Estacas de madeira, estacas metálicas e tubulões 7.9.2.1 Estacas cravadas 7.9.2.1.1 Quando da cravação de estacas pré-moldadas,
metálicas ou de madeira, em terreno de comportamento conhecido para cravação de estacas do tipo considerado, a nega final deve ser obtida quando do término da cravação e nunca após uma interrupção. 7.9.2.1.2 Em terreno cujo comportamento não é conhe-
cido, nova nega deve ser determinada após alguns dias do término da cravação. Quando a nova nega for superior à obtida no final da cravação, as estacas devem ser recravadas.
Aplicam-se, respectivamente, as prescrições de 7.8.1.2, 7.8.2.3 e 7.8.18. 7.9.6 Cálculos adicionais 7.9.6.1 Além dos cálculos mencionados em 7.9.4 e 7.9.5,
a peça estrutural de qualquer fundação profunda deve ser verificada para atender ao coeficiente de segurança global não inferior a 2, de modo a permitir a aplicação do dobro da carga de trabalho da estaca ou do tubulão, quando da realização de prova de carga estática sobre a estaca ou tubulão, conforme recomenda a NBR 12131.
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7.9.7 Controle executivo
7.9.7.2 De estacas escavadas
7.9.7.1 De estacas cravadas
7.9.7.2.1 Anotar os seguintes elementos, conforme o tipo de estaca:
Devem-se observar as prescrições descritas em 7.9.7.1.1 a 7.9.7.1.6. 7.9.7.1.1 Anotar os seguintes elementos, conforme o tipo
a) comprimento real da estaca abaixo do arrasamento;
de estaca: b) desvio de locação; a) comprimento real da estaca abaixo da cota de arrasamento; b) suplemento utilizado - tipo e comprimento;
c) características do equipamento de escavação; d) qualidade dos materiais utilizados;
c) desaprumo e desvio de locação; d) características do equipamento de cravação; e) negas ou repiques no final de cravação e na recravação, quando houver;
e) consumo de materiais por estaca e comparação trecho a trecho do consumo real em relação ao teórico; f) controle de posicionamento da armadura durante a concretagem;
f) qualidade dos materiais utilizados; g) consumo de materiais por estaca;
g) anormalidades de execução;
h) comportamento da armadura, no caso de estacas tipo Franki armadas;
h) anotação rigorosa dos horários de início e fim da escavação;
i) volume de base e diagrama de execução;
i) anotação rigorosa dos horários de início e fim de cada etapa de concretagem;
j) deslocamento e levantamento de estacas por efeito de cravação de estacas vizinhas; k) anormalidades de execução. 7.9.7.1.2 Em cada estaqueamento deve-se elaborar o diagrama de cravação em pelo menos 10% das estacas, sendo obrigatoriamente incluídas aquelas mais próximas aos furos de sondagem. 7.9.7.1.3 Quando se tratar de estacas moldadas in loco, a fiscalização deve exigir que um certo número de estacas seja escavado abaixo da cota de arrasamento e, se possível, até o nível d’água, para verificação da integridade da estaca. 7.9.7.1.4 Sempre que houver dúvida sobre uma estaca, a fiscalização deve exigir comprovação de seu comportamento satisfatório. Se esta comprovação não for julgada suficiente, dependendo da natureza da dúvida, a estaca deve ser substituída ou seu comportamento comprovado por prova de carga. 7.9.7.1.5 No caso de uma prova de carga ter dado resulta-
do não satisfatório, deve ser reestudado o programa de provas de carga, de modo a permitir o reexame das cargas admissíveis, do processo executivo e até do tipo de fundação. 7.9.7.1.6 As provas de carga devem ter início juntamente com o início da cravação das primeiras estacas, de forma a permitir providências cabíveis em tempo hábil, ressalvado o disposto em 7.2.2.
j) no caso de uso de lama bentonítica, controlar ainda suas características em várias etapas executivas e comparar com as prescrições de 7.8.9.4 e 7.8.9.5. 7.9.7.2.2 No caso de estacas escavadas executadas com auxílio de lama bentonítica, recomenda-se a realização de ensaios de integridade em todas as estacas da obra. 7.9.7.2.3 Sempre que houver dúvida sobre uma estaca, a fiscalização deve exigir comprovação de seu comportamento satisfatório. Se esta comprovação não for julgada suficiente, e dependendo da natureza da dúvida, a estaca deve ser substituída ou seu comportamento comprovado por prova de carga. 7.9.7.2.4 Em obras com mais de 100 estacas para cargas
de trabalho acima de 3000 kN, recomenda-se a execução de pelo menos uma prova de carga, de preferência em uma estaca instrumentada. 7.9.7.2.5 No caso de uma prova de carga ter dado resultado não satisfatório, deve ser reestudado o programa de provas de carga, de modo a permitir o reexame das cargas admissíveis, do processo executivo e até do tipo de fundação. 7.9.7.2.6 As provas de carga devem ter seu início simulta-
neamente com o início da execução das primeiras estacas, de forma a permitir providências cabíveis em tempo hábil, ressalvado o disposto em 7.2.2.
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7.9.7.3 De estacas escavadas, com injeção
A execução deve ser acompanhada da apresentação de boletins de execução, constando no mínimo os seguintes dados para cada estaca: a) descrição do método executivo, com apresentações de esquemas elucidativos;
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7.9.7.4.2 Sempre que houver dúvida sobre um tubulão
ou caixão, a fiscalização deve exigir comprovação de seu comportamento satisfatório. Se esta comprovação for julgada insuficiente, e dependendo da natureza da dúvida, o tubulão ou o caixão deve ser substituído ou seu comportamento comprovado por prova de carga. 7.9.7.5 Tolerâncias quanto à excentricidade 7.9.7.5.1 Estacas e tubulões isolados não travados
b) diâmetro da perfuração; c) diâmetro, espessura e profundidade do revestimento a ser recuperado ou a ser perdido; d) uso ou não de lama bentonítica; e) armadura longitudinal e estribos; f) profundidade da perfuração;
No caso de estacas e tubulões isolados não travados em duas direções aproximadamente ortogonais (caso que deve, tanto quanto possível, ser evitado), é tolerado, sem qualquer correção, um desvio entre os eixos de estaca e o ponto de aplicação da resultante das solicitações do pilar de 10% do diâmetro do fuste da estaca ou do tubulão. Para desvios superiores a este, deve ser feita uma verificação estrutural, devido à nova solicitação de flexão composta. Caso o dimensionamento da estaca ou do tubulão seja insuficiente para esta nova solicitação, devese corrigir a excentricidade total mediante recurso estrutural.
g) pressões de injeção em cada cota; h) volume de calda ou argamassa injetada em cada estágio ou válvula, quando usado tubo de válvulas múltiplas ou o volume total, em caso contrário;
Nota: É obrigatório, na verificação de segurança a flambagem do pilar, levar em conta um acréscimo de comprimento de flambagem dependente das condições de engastamento da estaca ou do tubulão. 7.9.7.5.2 Estacas ou tubulões isolados travados
i) características da calda ou argamassa e maneira de preparo (traço, fator água/cimento, aditivos e marca e tipo do cimento utilizado).
Neste caso, as vigas de travamento devem ser dimensionadas para a excentricidade real, quando esta ultrapassar o valor citado em 7.9.7.5.1.
7.9.7.4 De tubulões e caixões
7.9.7.5.3 Conjunto de estacas ou tubulões alinhados
7.9.7.4.1 Na execução de uma fundação em tubulões ou em caixões, devem ser anotados os seguintes elementos, conforme o tipo de tubulão ou caixão:
Para excentricidade na direção do plano das estacas ou dos tubulões, deve ser verificada a solicitação nas estacas ou tubulões, admitindo-se, sem correção, um acréscimo de no máximo 15% sobre a carga admissível da estaca e de 10% na carga admissível do tubulão. Acréscimos superiores a estes devem ser corrigidos mediante acréscimo de estacas ou de tubulões, ou recurso estrutural.
a) cotas de apoio e de arrasamento; b) dimensões reais da base alargada; c) material de apoio;
Nota: Para excentricidade na direção normal ao plano das estacas e dos tubulões, é válido o critério de 7.9.7.5.1. 7.9.7.5.4 Conjunto de estacas ou tubulões não alinhados
d) equipamento usado nas várias etapas; e) deslocamento e desaprumo; f) consumo de material durante a concretagem e comparação com o volume previsto;
Deve ser verificada a solicitação em todas as estacas ou tubulões, admitindo-se, sem correção, um acréscimo de no máximo 15% sobre a carga admissível da estaca mais solicitada e de 10% na carga admissível do tubulão mais solicitado. Acréscimos superiores a estes devem ser corrigidos mediante acréscimo de estacas ou tubulões, ou recurso estrutural.
g) qualidade dos materiais; h) anormalidades de execução e providências tomadas; i) inspeção por profissional responsável do terreno de assentamento da fundação.
7.9.7.6 Tolerâncias quanto ao desaprumo de estacas e tubulões 7.9.7.6.1 Sempre que uma estaca ou tubulão apresentar
desvio angular em relação à posição projetada, deve ser feita verificação de estabilidade, tolerando-se, sem medidas corretivas, um desvio de 1:100. Desvios maiores requerem detalhe especial.
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7.9.7.6.2 Em se tratando de grupo de estacas ou tubulões,
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a verificação deve ser feita para o conjunto, levando-se em conta a contenção do solo e as ligações estruturais.
b) esclarecer anormalidades constatadas em obras já concluídas, inclusive no que diz respeito a construções existentes nas proximidades;
Notas:a) Recomenda-se fazer uma verificação posterior da estrutura, quanto às conseqüências das tolerâncias referidas em 7.9.7.5, 7.9.7.6 e 7.9.7.7.
c) ampliar a experiência local quanto ao comportamento do solo sob determinados tipos de fundações e carregamentos;
b)Tratando-se especificamente de tubulões, ao se constatar, durante sua execução, desaprumo superior a 1%, deve ser reforçado mediante armadura adequadamente calculada, levando-se em conta a contenção do terreno apenas no trecho em que esta contenção possa ser garantida. Entretanto, nenhuma medida de correção pode ser adotada sem que seja aprovada pela fiscalização, que para isto deve levar em conta os critérios adotados no projeto e a influência dos trabalhos de correção sobre o comportamento futuro do tubulão. Esta verificação é particularmente importante no que diz respeito às características de contenção lateral do terreno.
d) permitir a comparação de valores medidos com valores calculados, visando o aperfeiçoamento dos métodos de previsão de recalques e de fixação das cargas admissíveis de empuxos, etc.
c)Em qualquer tubulão desaprumado em que esteja prevista a execução de base alargada, esta deve ser redimensionada, levando-se em conta o desaprumo. d) Se das operações de correção de desaprumo em tubulão revestido resultar perda de contenção, devese prever injeção entre o solo e a camisa, para reconstituir as condições previstas no projeto. Como alternativa, pode-se recompor o terreno ao redor do tubulão, escavando-se um anel circular de diâmetro externo 2 d (não inferior a d + 1,60 m) e altura de 1,5 d (sendo “d” o diâmetro externo do fuste) e preenchendo-se com solo-cimento compactado ou concreto magro. 7.9.7.7 Quanto à ovalização de camisas metálicas de tubulões
9.1.2 Esta Norma recomenda que os resultados obtidos,
quaisquer que eles sejam, venham a ser divulgados. A observação do comportamento de uma obra compreende três tipos de informações: a) deslocamentos (horizontais e verticais) de determinados pontos da obra; b) carregamentos atuantes correspondentes e sua evolução no tempo; c) registro de anormalidades (fissuras, aberturas de juntas, etc.) na obra em observação, em decorrência de causas intrínsecas ou devido a trabalhos de terceiros, bem como anormalidades provocadas pela obra sobre terceiros. 9.1.3 Nas obras que constituem o objeto desta Norma, as
medições mais importantes são: a) deslocamentos verticais; b) aberturas de fissuras;
Se constatada a ovalização de camisa metálica, deve-se verificar se a área resultante é satisfatória, tendo em vista o cálculo estrutural do tubulão. Caso isto não aconteça, estuda-se o reforço de ferragem para compensar a perda de seção de concreto ou, se esta solução for inviável, a extração e/ou substituição da camisa.
8 Escavações Devem ser observadas as recomendações de 4.7.2 e as prescrições da NBR 9061.
9 Observações do comportamento e instrumentação de obras de fundação 9.1 Generalidades 9.1.1 A observação do comportamento e a instrumentação de fundações são feitas com um ou mais dos objetivos abaixo:
a) acompanhar o desempenho da fundação, durante e após a execução da obra, para permitir tomar, em tempo, as providências eventualmente necessárias, a fim de garantir a utilização e a segurança da obra;
c) esforços em escoras ou ancoragens. 9.1.4 O uso de prumos, principalmente em prédios altos, é recurso auxiliar importante, dado o fato de que o prumo multiplica o efeito dos recalques diferenciais.
9.2 Medições de recalques 9.2.1 Nas obras em que as cargas mais importantes são
verticais, a medição dos recalques constitui o recurso fundamental para a observação do comportamento da obra. 9.2.2 Esta medição consiste na medição dos deslocamentos verticais de pontos da estrutura (pinos), normalmente localizados em pilares, em relação a um ponto fixo, denominado referência de nível (bench-mark). Esta referência de nível deve ser instalada de forma a não sofrer influência da própria obra ou outras causas que possam comprometer sua indeslocabilidade. 9.2.3 A medição dos deslocamentos pode ser feita por
nivelamento ótico ou por meio de nível d’água (nível de Terzaghi), com leituras com exatidão de ± 0,01 mm, preferencialmente com poligonais fechadas.
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9.2.4 Há casos em que não se pode realizar nenhum circuito fechado no nivelamento. Em outros casos, pelas condições locais, somente um circuito fechado é formado e os demais circuitos ficam em aberto. Nestes e em outros casos semelhantes, não cabe utilizar nos cálculos de escritório o método dos mínimos quadrados. Faz-se tão somente a distribuição do erro de fechamento em cada circuito pelo número de pinos deste circuito, desde que o erro de fechamento seja inferior a 0,017 η, em milímetros, sendo η o número de pinos lidos na referida poligonal. 9.2.5 Os relatórios de medições de recalques devem con-
ter pelo menos os seguintes elementos: a) data da leitura; b) recalques parciais (entre duas leituras consecutivas) e totais (entre uma leitura qualquer e a primeira leitura), convencionando-se como positivo o deslocamento vertical para baixo; c) velocidade de recalque e aceleração no período entre duas leituras; d) descrição do estado de carregamento da obra; e) metodologia utilizada nas medidas, traçado do caminhamento, eventual erro de fechamento e sua compensação, menção de possíveis anormalidades constatadas e comentários a seu respeito. f) no primeiro relatório, deve ser apresentado o bench-mark em detalhe, inclusive a descrição geotécnica das camadas atravessadas e de apoio.
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9.3 Abertura de fissuras O acompanhamento da abertura de fissuras constitui um recurso mais simples e mais expedito para se ter uma idéia do comportamento de uma obra, sobretudo quando ela estiver sujeita a perturbações de evolução mais ou menos rápida no tempo (por exemplo, durante a execução de obra vizinha). Este acompanhamento é feito medindose periodicamente as diagonais de um retângulo traçado, de sorte a ser cortado pela fissura ou através de fissurômetro ou qualquer outro instrumento de precisão de medida. 9.4 Medição de esforços em escoras ou tirantes Sempre que possível é desejável que nas obras de contenção sejam medidos os esforços nas escoras ou tirantes, ao longo do tempo nas diferentes fases de execução da escavação. Por meio de células de pressão pode-se ainda medir o empuxo de terras contra o anteparo, o que constitui um dado valioso para a construção dos diagramas reais de empuxo. Pode também ser inferido por medidas de deformação do anteparo feitas por vários tipos de equipamentos. 9.5 Influências Todas as medidas devem ser acompanhadas de informações sobre fatores que possam influenciá-las: variação de temperatura, vento, umidade, vibrações próximas, etc.
FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS SAPATA; BLOCO; RADIER
Fundação é o elemento estrutural que transmite para o terreno as ações atuantes na estrutura. Uma fundação deve transferir e distribuir seguramente as ações da superestrutura ao solo, de modo que não cause recalques diferenciais prejudiciais ao sistema estrutural, ou ruptura do solo. De acordo com a NBR-6122 [1996], podem-se ter as seguintes classes de fundações: Fundação superficial Elemento de fundação em que a ação é transmitida predominantemente pelas pressões distribuídas sob a base da fundação, e em que a profundidade de assentamento em relação ao terreno adjacente é inferior a duas vezes a menor dimensão da fundação. Este tipo de fundação também é chamada de direta ou rasa. Fundação profunda Elemento de fundação que transmite as ações ao terreno pela base (resistência de ponta), por sua superfície lateral (resistência de fuste) ou por uma combinação das duas e que está assente em profundidade superior ao dobro de sua menor dimensão em planta e no mínimo 3m. Neste tipo de fundação incluem-se as estacas, os tubulões e os caixões.
HISTÓRICO Segundo LEONARDS [1962], as sapatas indubitavelmente representam o modo mais antigo de fundações. As sapatas isoladas, que serão abordadas neste trabalho, surgiram durante a idade média, com o desenvolvimento da arquitetura gótica e, conseqüentemente, das colunas individuais. Nenhuma regra de projeto era seguida. A largura da sapata freqüentemente era determinada a partir da resistência do solo. Portanto, para solos mais resistentes, empregavam-se sapatas com áreas menores do que para solos de maior resistência. Raramente se associava o tamanho da sapata à ação que essa iria receber, e sim ao espaço disponível e à forma da coluna ou parede que ela suportava. Na ocorrência de falhas, alargavam-se as fundações afetadas. Nesse tipo de fundação era freqüente ocorrer grandes recalques. Até o meados do século XIX, muitas sapatas eram construídas de alvenaria. A evolução da arquitetura, com projetos cada vez mais arrojados, trouxe os edifícios altos e de grande peso próprio, resultando, portanto, em difíceis casos de fundações, despertando maior interesse em projeto nessa área. As sapatas, para suportarem maiores ações, tornaram-se mais largas, profundas e, portanto, com maior peso próprio, contribuindo com uma grande parte do peso
da estrutura. Uma solução encontrada para o problema do peso das fundações foi a construção de grelhas, executadas em camadas perpendiculares entre si, constituídas de madeira ou aço (figura 1.1). As sapatas convencionais de alvenaria eram construídas sobre estas grelhas. Utilizadas primeiro em Chicago (EUA), no final do século XIX, essas grelhas, principalmente as de aço, representaram um importante avanço na diminuição de peso e profundidade das sapatas. Com o desenvolvimento do concreto armado no início do século XX, o custo das fundações diminuiu consideravelmente, substituindo, portanto, as sapatas com grelhas. Um significativo avanço na área de fundações foi obtido com a concepção de que a área da fundação deveria ser proporcional à ação aplicada e que o centro de aplicação deveria ser alinhado com o centro de gravidade da sapata. Esta grande contribuição foi dada por Frederick Baumann em Chicago, no ano de 1873.
PILAR
ALVENARIA DE PEDRA GRELHA DE MADEIRA
Figura 1.1 - Sapatas com grelhas Ainda, segundo LEONARDS[1962], a engenharia de fundações progrediu rapidamente, com o desenvolvimento da mecânica dos solos. Muito deste avanço deve-se a Karl Terzaghi quando, em 1925, publicou um trabalho, fornecendo a primeira análise integrada do comportamento dos solos e particularmente dos recalques, encontrando solução para muitos problemas de fundações. Na engenharia estrutural, os processos de cálculo vêm se desenvolvendo. No entanto poucos ensaios experimentais são realizados, para melhoria dos atuais modelos de cálculo. Com o advento do computador, os métodos numéricos ganham espaço para o dimensionamento automatizado. Hoje, muitos softwares, trazem rotinas para dimensionamento de fundações.
TIPOLOGIA DAS FUNDAÇÕES RASAS
Sapatas São elemento de fundação superficial, posicionados em nível próximos da superfície do terreno, construídos em concreto armado, dimensionado de modo que as tensões de tração nele produzidas não sejam resistidas pelo concreto, mas sim pelo emprego da armadura.
As sapatas podem ser divididas como a seguir se expõe.
Sapatas isoladas Transmitem ações de um único pilar. É o tipo de sapata mais freqüentemente utilizado. Estas podem receber ações centradas ou excêntricas. Podem ser quadradas, retangulares ou circulares. E podem ainda ter a altura constante conforme figura 1.2 ou variável indicada na figura 1.2b.
Planta
Lastro de Concreto
Vista frontal a) altura constante
b) altura variável
Figura 1.2 - Sapatas isoladas Sapatas associadas ou combinadas
Transmitem ações de dois ou mais pilares adjacentes. São utilizadas quando a distância entre as sapatas é relativamente pequena, onde este tipo de fundação oferece uma opção mais econômica. Com condições de carregamento similares, podem ser assentes em uma sapata corrida simples (figura 1.3), mas quando ocorrem variações consideráveis de carregamento, um plano de base trapezoidal satisfaz mais adequadamente à imposição de coincidir o centro geométrico da sapata com o centro das ações. Podem ser adotadas também no caso de pilares de divisa, quando há um pilar interno próximo, onde a utilização de viga-alavanca não é necessária (figura 1.4); a viga de rigidez funciona também como viga de equilíbrio (ou vigaalavanca).
A
A
Planta
Pilar
Vista Lateral
Viga de Rigidez
Corte A-A
Figura 1.3 - Sapata associada retangular A
A
Planta
Pilar
Vista lateral
Viga de Rigidez
Corte A-A
Figura 1.4 - Sapata associada em divisa Sapatas com vigas de equilíbrio
No caso de pilares posicionados junto a divisa do terreno (figura 1.5), o momento produzido pelo não alinhamento da ação com a reação, deve ser absorvido por uma viga, chamada viga de equilíbrio, apoiada nas sapatas junto a divisa e em sapata construída para pilar interno. A NBR 6122 [1996] indica que, quando ocorre uma redução das ações, caso do projeto da sapata interna, esta sapata deve ser dimensionada, considerando-se apenas 50% da redução da força; e quando da soma dos alívios totais puder resultar tração na fundação do pilar interno, o projeto deve ser reestudado.
DIVISA
Pilar
VIGA−ALAVANCA
Planta
Sapata
Vista Lateral Figura 1.5 - Sapata com viga de equilíbrio Sapatas corridas para pilares Os pilares são locados freqüentemente em uma fila com espaçamentos relativamente curtos, de maneira que, se fossem utilizadas sapatas isoladas, estas se aproximariam ou mesmo se sobreporiam a uma base adjacente. Uma sapata corrida contínua é então desenvolvida na linha dos pilares (figura 1.6). Sapatas corridas sob carregamento contínuo Semelhantes às anteriores, no entanto suporta ação de paredes ou muros (figura 1.7).
A
VIGA DE RIGIDEZ
A
PILAR
Planta
Vista lateral
Corte A-A
Figura 1.6 - Sapata corrida para pilares A
A
Planta
Corte A-A Figura 1.7 - Sapata corrida sob carregamento contínuo
Sapatas para pilares pré-moldados A figura 1.8 apresenta uma sapata com pedestal vazado para posicionamento e vinculação de pilares pré-moldados, podendo a sapata com o pedestal também ser pré-moldada. O dimensionamento da sapata é feito de modo idêntico aos casos de sapatas moldadas no local. O pedestal, se houver ações horizontais e ou momento aplicado no pé do pilar, é dimensionado com os critérios usados para consolos. As ranhuras nas faces internas do pedestal e/ou nas faces do pé do pilar São necessárias para melhoras a aderência quando se lança graute para fazer a ligação dos dois elementos.
CUNHA DE MADEIRA
CONCRETO
Figura 1.8 - Sapata pré- fabricada Radier
Quando as áreas das bases das sapatas totalizam mais de 70% da área do terreno, é recomendado o emprego de radier. Trata-se de uma sapata associada, formando uma laje espessa, que abrange todos os pilares da obra ou ações distribuídas. O radie pode ser executado sem vigas ou com vigas inferiores ou superiores (figura 1.9).
Pilar
Laje A
A
Vigas
Planta Vigas Laje
Corte A-A Figura 1.9 - Radier com vigas superiores
Blocos São elementos de grande rigidez, executados com concreto simples ou ciclópico, dimensionados de modo que as tensões de tração neles produzidas possam ser resistidas pelo concreto. Podem ter suas faces verticais, inclinadas ou escalonadas e apresentar em planta seção quadrada ou retangular (figura 1.10).
a) altura constante
b)altura variável
Figura 1.10 – Blocos apoiados diretamente no terreno
Ops ! - Afinal, a tensão admissível é 400 ou 500 kPa ???
h>= 0,866*[(a-a0) ou (b-b0)]
RIGIDEZ DA SAPATA
Pela relação entre suas dimensões, uma sapata pode ser rígida ou flexível. Em MONTOYA [1973], diz-se que a sapata é flexível, quando > 2h e rígida quando 2h (figura 1.11). A rigidez influi, principalmente, no processo adotado para determinação das armaduras. Um outro fator determinante na definição da rigidez da sapata é a resistência do solo. Para baixas tensões indica-se sapata flexível, e para tensões maiores sapata rígida. ANDRADE [1989] sugere a utilização de sapatas flexíveis para solos com tensão admissível abaixo de 150 kN/m2.
h h
Figura 1.11 - Dimensões da sapata Nas sapatas flexíveis, o comportamento estrutural é de uma peça fletida, devendo-se, além de dimensionar a peça para absorver o momento fletor, verificar o cisalhamento oriundo da força cortante e o puncionamento. Já nas sapatas rígidas não é necessária a verificação da punção.
DETALHES CONSTRUTIVOS
A face de contato de uma sapata deve ser assente a uma profundidade tal que garanta que o solo de apoio não seja influenciado pelos agentes atmosféricos e fluxos d’água. Na divisa com terrenos vizinhos, salvo quando a fundação for assente sobre rocha, tal profundidade não deve ser inferior a 1,5m. E na escolha do nível da base da sapata, devem ser considerados os seguintes fatores: a) altura da sapata; b) altura dos baldrames; c) dificuldades de execução das fôrmas e das concretagens; d) necessidade de espaço acima das sapatas para passagem de dutos, pisos rebaixados, etc.;
e) profundidade da camada de solo de apoio; f) volume de terra resultante das escavações; g) presença de água subterrânea; h) necessidade de aumentar as cargas permanentes.
A altura da sapata pode ser variável, linearmente decrescente, da face do pilar até a extremidade livre da sapata, proporcionando uma economia no volume de concreto. No entanto, a altura h0 (figura 1.11) é limitada a um valor tal, que o cobrimento seja suficiente nas zonas de ancoragem, e no mínimo 15 cm; e o ângulo das superfícies laterais inclinadas do tronco de pirâmide não dificulte a concretagem. Segundo MONTOYA [1973] este ângulo não deve ultrapassar 30, que corresponde aproximadamente ao ângulo do talude natural do concreto fresco. As sapatas de altura constante são mais fáceis de construir, mas como o consumo de concreto é maior são indicadas quando há a necessidade de um volume elevado para aumentar o peso próprio e quando as sapatas têm de pequenas dimensões. No caso de sapatas de altura variável, no topo da sapata deve existir uma folga para apoio e vedação da fôrma do pilar. No caso de sapatas próximas, porém situadas em cotas diferentes, a reta de maior declive que passa pelos seus bordos deve fazer, com a vertical, um ângulo como mostrado na figura 1.12, com os seguintes valores: solos pouco resistentes: 60; solos resistentes: = 45; rochas: = 30; A fundação situada em cota mais baixa deve ser executada em primeiro lugar, a não ser que se tomem cuidados especiais.
Figura 1.12 – Fundações próximas, mas em cotas diferentes NBR 6122 (1996)
Deve ser executada uma camada de concreto simples de 5cm a 10cm, ocupando toda a área da cava da fundação. Essa camada serve para nivelar o fundo da cava, como também serve de fôrma da face inferior da sapata. Em fundações apoiadas em rocha, após o preparo da superfície (chumbamento ou escalonamento em superfícies horizontais), deve-se executar um enchimento de concreto de modo a se obter uma superfície plana e horizontal, nesse caso, o concreto a ser utilizado deve ter resistência compatível com a pressão de trabalho da sapata. O cobrimento utilizado para as sapatas deve ser igual ou maior que 5 cm, visto que se encontram num meio agressivo. Em terrenos altamente agressivos aconselha-se executar um revestimento de vedação.
Dimensionamento Geotécnico de Fundações Superficiais
As dimensões em planta necessárias para uma sapata isolada com força centrada são obtidas a partir da divisão da ação característica atuante no pilar pela tensão admissível do terreno. Para levar em conta o peso próprio da sapata, deve-se considerar um acréscimo nominal na ação do pilar. Esse acréscimo pode ser de 5% para sapatas flexíveis e 10% no caso das sapatas rígidas. Segundo ALONSO [1983], conhecida a área da superfície de contato, a escolha do par de valores a e b (figura 2.1), para o caso de sapatas isoladas, deve ser feita de modo que: a) o centro de gravidade da sapata deve coincidir com o centro de aplicação da ação do pilar;
b) a sapata não deverá ter nenhuma dimensão menor que 60 cm; c) sempre que possível, a relação entre “a” e “b” deverá ser menor ou, no máximo, igual a 2,5; d) regularmente, os valores a e b devem ser escolhidos de modo que os balanços da sapata, em relação às faces do pilar, sejam iguais nas duas direções.
ao
y
bo
b
y
a
Figura 2.1 - Dimensões de uma sapata em planta
Em conseqüência do item d, a forma da sapata fica condicionada a geometria do pilar; se não existirem limitações de espaço, podem ser distinguidos os casos vistos a seguir. 1. Caso: Pilar de seção transversal quadrada ou circular
Neste caso, quando não existe limitação de espaço, a sapata mais indicada é a de planta quadrada, cujo lado é igual a: a
Fv adm
(2.1)
onde Fv é a ação vertical do pilar e adm a tensão admissível do solo. 2. Caso: Pilar de seção transversal retangular
Neste caso, com base na figura 2.1, quando não existe limitação de espaço, pode-se escrever:
ab
Fv adm
(2.2)
Para um dimensionamento econômico, consideram-se os balanços iguais nas duas direções, portanto: a a0 b b0
(2.3)
Com esta condição, as seções de armaduras resultam aproximadamente iguais nas duas direções. 3.Caso: Pilar de seção transversal em forma de L, Z, U etc.
Este caso recai facilmente no caso anterior ao se substituir a seção transversal do pilar por uma seção retangular equivalente, circunscrita à mesma, e que tenha seu centro de gravidade coincidente com o centro de ação do pilar em questão (figura 2.2).
ao
y
bo
b
y
a
Figura 2.2 - Pilar de seção transversal em forma de L
EXERCÍCIOS
DISTRIBUIÇÃO DAS TENSÕES NA SAPATA
As principais variáveis que regem a distribuição das tensões sobre o solo em contato com uma sapata são a natureza do solo (rocha, areia ou argila) e a rigidez da fundação (rígida ou flexível). A distribuição real não é uniforme, mas por aproximação admite-se na maioria dos casos uma distribuição uniforme para as pressões do solo, representada pelas linhas tracejadas (figuras 2.3 e 2.4). No dimensionamento estrutural, esta consideração eleva os valores dos esforços solicitantes quando comparados com a situação em que se usa a distribuição real. A NBR 6122 [1996] indica que para efeito de cálculo estrutural de sapatas sobre rocha, o elemento estrutural deve ser calculado como peça rígida, adotando-se o diagrama bitriangular de distribuição (figura 2.3-a). Nas sapatas sobre solos coesivos, a distribuição uniforme de tensões não difere muito da distribuição real, o que pode ser observado nas figuras 2.3-b e 2.4-b. No caso de sapatas flexíveis apoiadas sobre solo arenoso, o diagrama triangular de distribuição é o mais indicado (figura 2.4-c). Para o Projeto de Revisão da NBR 6118 (2000), sendo “a” a dimensão da sapata em uma direção e “ap” a do pilar nessa mesma direção, define-se como sapata rígida aquela em que a altura da sapata (h) respeita a seguinte condição:
h
a - ap 3
Avalie as alturas mínimas para as sapatas dos exercícios (2 e 3) - sendo as mesmas consideradas RÍGIDAS !
Quando a altura (h) ficar menor do que o valor calculado com essa expressão diz-se que a sapata é flexível. É permitido por essa Norma admitir plana a distribuição de tensões normais no contato sapata-terreno, se a sapata for rígida. As sapatas rígidas são comumente adotadas nos projetos estruturais quando o terreno possui boa resistência em camadas próximas da superfície, as sapatas flexíveis, embora de uso bastante mais raro, são adotadas para pilares com cargas pequenas e nos casos de solos com baixas resistências.
a. Rocha
b. Argila
c. Areia
Figura 2.3 - Distribuição de tensões nas sapatas rígidas [Guerrin, 1980]
a. Rocha
b. Argila
c. Areia
Figura 2.4 - Distribuição de tensões nas sapatas flexíveis [Guerrin, 1980] Sapatas sob ações excêntricas No caso de ação axial, a tensão admissível a ser adotada no dimensionamento da sapata é considerada em seu total. No entanto, a sapata pode ser sujeita a carregamento excêntrico (figura 2.5a) e, quando a excentricidade é muito grande, tensões de tração podem ocorrer em um lado da sapata, o que não é aceitável, pois entre o solo e a sapata não pode haver tensões de tração. Diz-se que uma fundação é solicitada à ação excêntrica quando submetida a: a. uma força vertical cujo eixo não passa pelo centro de gravidade da superfície de contato da sapata com o solo; b. forças horizontais situadas fora do plano da base da fundação; c. qualquer outra composição de forças que gerem momentos na fundação.
FV M
a
(a) Ações Núcleo Central
b/6
b
a/6
a
(b) Núcleo central de inércia
Figura 2.5 - Sapata sob ação excêntrica
As vigas de equilíbrio devem ser empregadas, como uma solução estrutural, para absorver o momento fletor oriundo da excentricidade nos casos de sapatas dos pilares situados nas divisas de terrenos. O núcleo central de inércia é uma área cujo centro geométrico coincide com o centro geométrico da sapata, onde se a força normal estiver localizada, em qualquer ponto do núcleo, não ocorrerá tensões de tração na sapata. A área do núcleo central é determinada geometricamente pelas retas onde a força pode estar localizada e provocar tensões nulas nos vértices da seção como mostra a figura 2.5-b.
Limitação das tensões admissíveis do terreno, no caso de ações excêntricas
O valor da tensão máxima na borda mais comprimida da sapata deve ser limitado ao valor da tensão admissível do solo, com a qual deve ser feito o dimensionamento estrutural da fundação.
Conforme a NBR 6122 [1996], quando forem levadas em consideração todas as combinações possíveis entre os diversos tipos de carregamentos previstos pelas normas estruturais, inclusive a ação do vento, poder-se-á, na combinação mais desfavorável, majorar 30% os valores admissíveis das pressões no terreno, logo 1,3adm. Entretanto, esses valores admissíveis não podem ser ultrapassados quando consideradas apenas as ações permanentes e acidentais . O valor da tensão máxima é obtido através de princípios básicos da resistência dos materiais, relacionados ao caso geral de ação excêntrica. A distribuição de tensões depende do ponto de aplicação da ação; no entanto este ponto limita-se a uma região, de modo que não ocorram tensões de tração entre o solo e a sapata.
a. Excentricidade em uma direção a.1- Caso em que o ponto de aplicação da ação está dentro do núcleo central de inércia
Este caso, que pode ser observado na figura 2.6a, ocorre quando e a / 6 . A partir da fórmula de flexão composta da Resistência dos Materiais, tem-se:
Fv M.y A I
(2.4)
sendo,
Fv M.y A I
(2.5)
onde, A = área da base da sapata; M = momento aplicado ou devido à excentricidade da ação;
I
= momento de inércia da base da sapata, calculado em relação ao eixo que passa pelo C. G. e é perpendicular ao plano de ação de M; y = distância do eixo central ao ponto onde a tensão está sendo calculada.
Considerando A = a . b, M = Fv . e, I = b . a3 / 12 e y = a / 2, e fazendo-se a substituição na equação (2.4). obtem-se:
6.e x Fv 1 a a.b
Onde a tensão máxima é dada por:
(2.6)
max
6.e x Fv 1 a a.b
(2.7)
A tensão mínima calcula-se com:
min
Fv 6.e x 1 a.b a
(2.8)
a.2- Caso em que o ponto de aplicação da ação está no limite do núcleo central de inércia Este caso, como pode ser observado na figura 2.6b, ocorre quando e = a/6. O valor da tensão máxima é obtido através da expressão 2.9, fazendo ex=a /6.
max 2
Fv a.b
(2.9)
Neste caso tem-se:
Fv M.y A I
(2.10)
a.3- Caso em que o ponto de aplicação da ação está fora do núcleo central de inércia Esta situação ocorre quando tem-se e > a/6. Apenas parte da sapata está comprimida. Para que não ocorram tensões de tração entre o solo e a sapata, o ponto de aplicação da ação deve estar alinhado com o centro de gravidade do diagrama triangular de pressões. Portanto, a largura do triângulo de pressões é igual a três vezes a distância desse ponto a extremidade direita da sapata (Figura 2.6 c). A tensão máxima é dada por:
max
2Fv a 3b e 2
(2.11)
a) e
a 6
b) e
a 6
c) e
a 6
Figura 2.6 - Tensões máximas para as ações excêntricas b. Excentricidade nas duas direções (solicitação oblíqua) O equilíbrio é obtido com o diagrama linear das pressões atuando em apenas uma parte da seção (figura 2.7). Tem-se portanto:
Fv M x .y M y .z A I I
(2.12) Ação
ey ex
b
a Figura 2.7 - Excentricidade nas duas direções Segundo CAPUTO [1978], dividindo-se a área da base da sapata em regiões conforme indicado na figura 2.8, a obtenção da tensão máxima depende das coordenadas ex e ey que
definem o ponto de aplicação da ação e caracteriza a zona na qual está sendo aplicada tal ação. a/4
a/4 a/6
a/6
a/6
b/6
b/4
2
b/6 b/4
b/6
4 3
5 1
b
a
Figura 2.8 - Zonas de aplicação da ação b.1- Zona 1 Esta região corresponde ao núcleo central de inércia da sapata, aplicando‐se a expressão 2.7 adaptada para o caso de flexão composta oblíqua.
max
Fv 6.e x 6.e y 1 a.b a b
(2.13)
b.2- Zona 2 É inaceitável a aplicação da ação nesta região, pois o centro de gravidade da sapata estaria na região tracionada. b.3- Zona 3 A região comprimida corresponde à área hachurada na figura 2.9a. O eixo neutro fica definido pelos parâmetros s e (figura 2.9): O valor de s é obtido através da seguinte equação:
s
b b b2 12 2 12 e y ey
(2.14)
pode ser obtido da seguinte equação: tg
3 a 2.e x 2 s ey
(2.15)
A tensão máxima é dada por:
max
12.Fv b 2.s 2 b.tg b 12.s 2
(2.16)
b.4- Zona 4 A região comprimida corresponde à área hachurada na figura 2.9b. O eixo neutro fica definido pelos parâmetros t e : O valor de t é obtido através da seguinte equação:
a a t 12 e x
a2 12 e 2x
(2.17)
enquanto é obtido da equação:
tg
3 b 2.e y 2 t ex
(2.18)
A tensão máxima é dada por:
max
12.Fv a 2.t 2 a.tg a 12.t 2
(2.19)
b.5- Zona 5 Neste caso, a região comprimida corresponde à área hachurada na figura 2.9c e a tensão máxima será calculada pela fórmula aproximada:
max Onde
Fa 12 3,96 1 1 2 2,3 2 a.b
ex ey a b
(2.20)
(2.21)
tomando-se ex e ey sempre com o sinal positivo.
a) Zona 3
b)Zona 4
c) Zona 5
Figura 2.9 - Parâmetros das áreas comprimidas O cálculo da pressão máxima e da extensão da área comprimida pode ser facilitado pelo emprego do ábaco da figura 2.10 ou tabela 2.1
Retangulares rígidas para ação com dupla excentricidade. [MONTOYA (1973)]
Figura 2.10 – Ábaco para determinação das tensões máximas nas sapatas
/b (
ã
d
l
t i id d ) PFEIL (1983)
Tabela 2.1 – Coeficientes ke de pressão máxima no solo, em função de ex/a
CRITÉRIOS PARA DIMESIONAMENTO DAS SAPATAS (Estrutural) CONSIDERAÇÕES INICIAIS
Este capítulo apresenta o processo utilizado para o dimensionamento de sapatas rígidas e flexíveis, como também critérios de verificação da segurança estrutural. O dimensionamento de sapatas deve ser feito no estado limite último, onde duas condições devem ser satisfeitas: a. a resistência de cálculo tem que ser maior do que a solicitação de cálculo. Para isto, as deformações dos materiais concreto e aço não devem ultrapassar valores limites; b. equilíbrio estático da estrutura, que considera os riscos de tombamento e deslizamento das sapatas em condições desfavoráveis, que é o caso das sapatas isoladas submetidas a ações horizontais e ações excêntricas. As solicitações internas são as resultantes de tensões normais - momentos fletores e as resultantes de tensões tangenciais, tais como: esforço cortante, punção, aderência e ancoragem das armaduras. O dimensionamento das sapatas sob ação de momento fletor é baseado na mesma teoria aplicada às vigas submetidas à flexão simples. As sapatas podem ser consideradas rígidas ou flexíveis em função da relação entre a altura e o comprimento do balanço, conforme já definido no item 1.4. A altura da sapata em relação ao comprimento do balanço a caracteriza como sapata rígida ou flexível. O Projeto de Revisão da NBR 6118 (2000) define o comportamento estrutural de cada uma delas como indicado na seqüência. As sapatas rígidas podem ser caracterizadas pelas indicações a e b a seguir. a. Trabalho à flexão nas duas direções, admitindo-se que, para cada uma delas, a tração na flexão seja uniformemente distribuída na largura correspondente da sapata. Essa hipótese não se aplica à compressão na flexão, que se concentra mais na região do pilar que se apóia na sapata e não se aplica também ao caso de sapatas muito alongadas em relação à forma do pilar.
b. Trabalho ao cisalhamento também em duas direções, não apresentando ruptura por tração diagonal, e sim compressão diagonal. Isso ocorre porque a sapata rígida fica inteiramente dentro do cone hipotético de punção, não havendo portanto possibilidade física de punção. As sapatas flexíveis podem ter o comportamento estrutural definido por: c. Trabalho à flexão nas duas direções, não sendo possível admitir tração na flexão uniformemente distribuída na largura correspondente da sapata. A concentração de tensões junto ao pilar deve ser, em princípio, avaliada. d. Trabalho ao cisalhamento que pode ser descrito pelo fenômeno da punção. e. A validade de considerar plana a distribuição de tensões no contato sapata-solo deve ser verificada. Para modelo de cálculo e dimensionamento de sapatas podem ser adotados modelos tridimensionais lineares ou não e modelos biela-tirante tridimensionais. Esses modelos devem contemplar adequadamente os aspectos descritos anteriormente.Em casos excepcionais esses modelos precisam levar em conta a interação solo estrutura.
DIMENSIONAMENTO DA SAPATA – TENSÕES NORMAIS
Recomendações do CEB-FIP/1970
Tais critérios são aplicáveis a sapatas rígidas com a seguinte relação geométrica:
h 2h 2
(3.1)
Onde é a medida do comprimento do menor balanço. O momento fletor com o qual se determina a armadura posicionada junto a face inferior da sapata é calculado, em cada direção principal, em relação a uma seção de referência S1 (figura 3.1), situada entre as faces do pilar, a uma distância 0,15a0 na direção x e 0,15b0 na direção y, medida no sentido perpendicular à seção considerada. Esta recomendação deve-se ao fato de que no caso dos pilares de seção alongada o valor do momento fletor pode crescer sensivelmente além da seção situada na face do pilar.
A altura útil d da seção S1 é tomada igual à altura da seção paralela a S1 e situada na face do pilar, salvo se esta altura exceder 1,5 vez o comprimento do balanço da sapata (1,5), medida perpendicularmente a S1. Neste último caso, a altura útil deve ser limitada a 1,5 vez o comprimento do balanço. Para as sapatas flexíveis adota-se a mesma seção de referência para determinação do momento fletor.
Área da seção transversal da armadura
O cálculo da área da seção da armadura que atravessa S1 é feito a partir das características geométricas da seção de referência S1, definidas no item anterior, e do momento fletor calculado. No caso de distribuição ortogonal de armaduras, a relação das áreas das seções transversais das barras correspondentes a cada direção deve pelo menos ser igual a 1/5. 0,15ao
b
S1
ao
Figura 3.1 - Seção S1 para o cálculo do momento fletor Disposição da armadura
Em todos os casos as barras da armadura devem ser prolongadas sem redução de seção sobre toda extensão da sapata. No caso das sapatas de base quadrada, a armadura pode ser distribuída, paralelamente aos lados do quadrado, localizando maior densidade de armadura nas faixas paralelas aos lados do quadrado, centradas sob o pilar e de largura a0 + 2h (figura 3.2).
Figura 3.2 - Disposição de armadura nas sapatas quadradas
Nas sapatas de base retangular a armadura é distribuída conforme figura 3.2. No entanto se
b a 0 2h , As1 é calculada por: A s1 A s
2 a 0 2h a a 0 2h
(3.2)
e deve ser distribuída na faixa de largura a0 + 2h.
Verificação da aderência das barras da armadura
Para não haver escorregamento das barras, a verificação pode ser feita calculando-se a tensão de aderência e comparando-a com valores últimos, fixados por norma. O cálculo da tensão de aderência é feito considerando-se o equilíbrio das forças atuantes na barra e no concreto que a envolve. O resultado é a tensão de aderência relacionada com a tensão atuante na barra, com suas características geométricas. A resistência do concreto tem uma grande influência no valor da tensão limite de aderência ( bd,lim ). Os resultados experimentais indicam que bd é proporcional à resistência do concreto à tração. A partir dos esforços apresentados na figura 3.3 pode-se obter a seguinte equação para o cálculo da tensão de aderência nas peças fletidas:
bd
VSd 0,9 d n
(3.3)
VSd = força cortante de cálculo na face do pilar por unidade de largura; n = número de barras por unidade de largura;
= diâmetro da barra.
Figura 3.3 ‐ Tensão de aderência em peças fletidas
Nas sapatas rígidas, em uma dedução baseada no método das bielas, pode-se obter a tensão de aderência a partir dos esforços apresentados na figura 3.4. Tem-se: bd
Fvd a a0 2n ad
(3.4)
A NBR 6118 [1978] limita o valor da tensão de aderência em: bu 0,74 f cd
2/3
(fcd em MPa)
(3.5)
Figura 3.4 - Transmissão dos esforços para a barra através da aderência
Quando se adotar barras de diâmetro maior ou igual a 25 mm é necessário verificar o fendilhamento em plano horizontal, para evitar que possa ocorrer o destacamento de toda a malha de armadura.
Ancoragem das barras da armadura
Todas as barras das armaduras deverão ser ancoradas com segurança no concreto, transmitindo a esse as forças que o solicita. O Projeto de Revisão da NBR 6118(2000) indica que as barras devem conter ganchos nas extremidades. Para barras com diâmetros maiores do que 20mm os ganchos devem ter inclinação de 135° ou 180°. De acordo com o CEB-FIP [1970], no fascículo onde são tratadas as sapatas de fundações, se a aba da sapata não exceder à altura h, a armadura inferior deve ser totalmente ancorada na vizinhança imediata da borda da sapata (figura 3.5a); o comprimento de ancoragem deve ser medido a partir da extremidade da parte retilínea das barras. Neste caso, o raio de dobramento deve ser correspondente ao de barras curvadas e deve respeitar os limites fixados por norma. Se a aba da sapata exceder à altura h, a armadura inferior deve ser totalmente ancorada além da seção situada à distância h da face do pilar (figura 3.5b). O comprimento de ancoragem deve ser calculado, considerando-se a barra com gancho na extremidade. Em nenhum caso, a armadura pode ser interrompida antes de ter atingido a borda da sapata.
a) < h b) > h Figura 3.5 - Comprimento de ancoragem
DIMENSIONAMENTO DA SAPATA – TENSÕES TANGENCIAIS Punção O Projeto de Revisão da NBR 6118 (2000) define punção como sendo o Estado Limite Último determinado por cisalhamento no entorno de cargas concentradas. Ela é diferente do Estado Limite Último determinado por cisalhamento em seções planas solicitadas à força cortante. A punção basicamente é a tendência a perfuração de uma placa em função das altas tensões de cisalhamento, provocadas por forças concentradas. Por causa dos fatores construtivos e econômicos é recomendado evitar sapatas com armadura transversal, adotando-se uma altura suficiente para que não ocorra ruptura por punção. Portanto, o efeito da punção geralmente determina a altura da sapata. Nas sapatas rígidas para pilares isolados não há necessidade de verificação à punção, no entanto nas flexíveis não se pode deixar de verificar esse efeito. Alguns parâmetros interferem na punção das sapatas isoladas sem armadura transversal; entre os quais podem ser destacados: a. a resistência ao cisalhamento da sapata é proporcional à resistência à compressão do concreto; b. a resistência ao cisalhamento da sapata cresce proporcionalmente à quantidade de armadura longitudinal, representada pela taxa de armadura de flexão; c. com o aumento da altura da sapata a tensão solicitante de cisalhamento diminui. No dimensionamento das sapatas, quando o valor da tensão de cisalhamento ultrapassa os valores limites indicados em norma, costuma-se aumentar a altura da sapata, visto que o aumento da taxa de armadura longitudinal é antieconômico, e o aumento da resistência à compressão do concreto é pouco eficiente. Recomendações da NBR 6118 [1978] Para que se dispense a colocação de armadura transversal de punção, a tensão nominal de cálculo deve ser comparada à tensão resistente de cálculo, logo: Sd
FSd Rd ud 2
(3.6)
u
= perímetro do contorno crítico distante d/2 da face do pilar (figura 3.6);
d
= altura útil da sapata ao longo do contorno crítico;
FSd
= ação concentrada de cálculo.
A tensão Rd é determinada através da seguinte expressão:
Rd
0,63 f ck c
(fck em MPa)
(3.7)
onde c = 1,4.
Figura 3.6 - Perímetro do contorno crítico Recomendações do Projeto de Revisão da NBR 6118 (2000) Em sapatas rígidas, onde a relação (a-ap)/2d 1,5, dispensa-se a verificação da punção. No caso de sapata flexível essa verificação é necessária se a relação supera 2. O modelo de cálculo é essencialmente empírico, correspondendo à verificação do cisalhamento em duas ou mais superfícies críticas, conforme figura 3.7. Na primeira superfície crítica, dada pelo perímetro C, do pilar ou da carga concentrada, verifica-se indiretamente a tensão de compressão diagonal do concreto, através de uma tensão de cisalhamento. Na segunda superfície crítica, dada pelo perímetro C’, afastado 2d do pilar ou carga concentrada, verifica-se a capacidade de ligação a punção, associada à resistência à tração diagonal. Esta verificação também se faz através de uma tensão de cisalhamento, no perímetro C’. Caso haja necessidade, a ligação será reforçada por armadura transversal.
A terceira superfície crítica, perímetro C”, só é utilizada quando é necessário colocar armadura transversal. A tensão atuante (solicitante) nas superfícies críticas C e C’, no caso de sapata flexível com distribuição de tensões no solo considerada simétrica, é dada por: Sd
FSd ud
(3.8)
onde: Sd
= tensão atuante de cálculo;
d
= altura útil da laje ( no caso, sapata flexível ) ao longo do contorno
crítico C', externo ao contorno C da área de aplicação da força e deste distante 2d no plano da laje d
= (dx + dy) / 2 , sendo dx e dy as alturas úteis nas duas direções
u
= perímetro do contorno crítico C'
ud
= área da superfície crítica
FSd
= força ou reação concentrada, de cálculo
ortogonais
A força de punção FSd pode ser reduzida da força distribuída aplicada na face oposta da laje, dentro do perímetro considerado na verificação, C ou C'.
Figura 3.7 - Perímetro crítico em pilares internos
A verificação da tensão resistente visa quantificar a máxima resistência que uma ligação pode atingir. Ela deve ser feita no contorno C, tanto para sapatas sem armadura de punção, como sapatas com essa armadura.
Sd Rd2 = 0,27 fcd
(3.9)
onde:
= (1 - fck/250);
fcd
= resistência de cálculo do concreto à compressão;
sd
= tensão atuante de cálculo, com uO = u, perímetro do contorno C.
(3.10)
A tensão resistente na superfície crítica C’ em peças ou trechos sem armadura de punção é dada pela expressão:
Sd Rd1 0 ,13 1 20 d 100 f ck
1 3
(3.11)
onde: d
=
altura útil da laje ao longo do contorno crítico C' da área de aplicação da força,
em centímetros d
=
(dx + dy) / 2, sendo dx e dy as alturas úteis nas duas direções ortogonais
=
taxa geométrica de armadura de flexão aderente;
=
x y
, sendo x e y as taxas de armadura nas duas direções ortogonais,
calculadas com a largura igual à dimensão do pilar, ou da área carregada, mais 3d para cada um dos lados (ou até a borda da laje, se esta estiver mais próxima). Essa verificação deve ser feita no contorno crítico C'. Se houver necessidade de armadura de punção na sapata por não ser possível aumentar a altura, o dimensionamento deve se basear nas indicações do Projeto de Revisão da NBR 6118 (2000).
Força cortante
Armadura para absorver a força cortante raramente é utilizada nas sapatas isoladas pelas mesmas razões do caso de punção. Portanto, as sapatas isoladas são dimensionadas de modo que a força cortante seja resistida pelo concreto. A verificação é feita determinando-se a força cortante solicitante de cálculo (VSd) como sendo o produto da tensão do solo pela área da sapata limitada por uma seção de referência, que está a uma certa distância do pilar, definida segundo o critério de cálculo a ser utilizado. O valor de VSd não deve ultrapassar o valor limite também fixado pelo regulamento a ser adotado e levando em consideração a ausência de armadura transversal. Os parâmetros que influem na resistência ao esforço cortante das sapatas, sem armadura transversal, são os mesmos indicados para punção. Portanto, a melhor alternativa para se evitar armadura transversal é aumentar a altura da sapata, nos casos em que a altura escolhida, a principio, não satisfaça os limites fixados pela norma utilizada.
Recomendações do CEB - FIP [1970] A força cortante é verificada numa seção S2 (figura 3.8), perpendicular à superfície de apoio da sapata, distante d/2 da face do pilar, considerando-se a resultante das tensões no terreno que atua à direita da seção S2, na região hachurada, e sua largura é dada por:
b2 b0 d
(3.12)
Figura 3.8 - Definição da seção de referência S2.
No caso em que a base da sapata e a seção transversal do pilar são quadradas, concêntricas e uniformemente carregadas, as características da seção de referência S2 são tais que conduzem às mesmas disposições previstas nas recomendações para as superfícies de punção. Nas sapatas alongadas (x >1,5b), a seção de referência S2, relativa à força cortante VSd, fica situada na face do pilar e perpendicular à direção de (figura 3.9).
Figura 3.9 - Sapatas alongadas Na verificação da força cortante na seção crítica, a seguinte condição deve ser satisfeita:
VSd VRd
(3.13)
onde: VSd
força cortante solicitante de cálculo, determinada na seção crítica;
VRd
força resistente de cálculo. VRd
é o menor valor obtido através das seguintes equações:
VRd
4,7 b 2 d 2 c
f ck
VRd
0,47 b 2 d 2 c
f ck
(fck em MPa )
(3.14)
(fck em MPa )
(3.15)
ou,
sendo:
As 0,01 b 2 d2
taxa de armadura de tração na seção S2;
b2
largura da seção crítica em m;
d2
altura útil da seção crítica em m.
(3.16)
Os coeficientes de majoração das ações e minoração da resistência do concreto são iguais a 1,5.
Recomendações do Anexo da NBR 7197 (1989) Os critérios da NBR 7197 [1989] utilizados para verificação da força cortante nas sapatas são baseados naqueles adotados para lajes maciças. Quando não se pretende dispor de armadura transversal a tensão de cisalhamento
de
referência, devida à força cortante, não deve ultrapassar o valor de wu1, ou seja:
wd wu1 wd
(3.17)
= tensão de cisalhamento de cálculo atuante na seção de referência;
wu1 = tensão de cisalhamento última de cálculo na seção sem armadura. O valor de wd é obtido através da seguinte expressão: wd
VSd bw d
(3.18)
No caso das sapatas de altura variável pode-se considerar o efeito favorável da variação da seção, logo tem-se:
wd,
red
MSd tg d bw d
VSd
(3.19)
onde: tg
MSd
h h0 a a 0 / 2
(3.20)
momento solicitante de cálculo na seção adjacente à face do pilar.
O valor da tensão de cisalhamento última de cálculo wu1 é dado por:
wu1 4 f ck
Limita-se
4 f ck
(3.21) a 1,0 MPa, onde 4 assume os seguintes valores:
k 3d 1 L
(d > L/20)
(3.22)
4 0,14 k
(d L/20)
(3.23)
4 0,12
L é igual à dimensão da sapata perpendicular à seção que está sendo verificada. Os coeficientes e k são dados pelas seguintes expressões:
1 50 1,5 k 1,6 d 1
(3.24) (com d em metros)
(3.25)
onde:
taxa de armadura longitudinal de tração, perpendicular à seção que está sendo
verificada. Limita-se o valor de k a 1,75.
Recomendações do Projeto de Revisão NBR 6118 (2000) São usados os critérios indicados para lajes maciças.
Permite-se prescindir da armadura transversal para resistir aos esforços de tração oriundos da força cortante quando a tensão convencional de cisalhamento ficar menor ou igual a tensão resistente de cálculo de referência, ou seja: VSd bwd
Rd1
(3.26)
em que: VSd
= força cortante de cálculo, considerados os efeitos decorrentes da variação de altura
da peça; 3 Rd1 = f ck (1 + 50 ) (1,6 - d) q (MPa)
(3.27)
com:
q
= coeficiente que depende do tipo e da natureza de carregamento, como segue:
q
= 0,097 para cargas lineares paralelas ao apoio, permitindo-se a redução, na proporção
a/3d, da parcela de força cortante decorrente de cargas diretas cujo afastamento “a” do eixo do apoio seja inferior ao triplo da altura útil “d”
q
= 0,14 / (1 - 3d/L) para cargas distribuídas, podendo adotar-se q = 0,17 quando d
L/20, sendo L o menor vão teórico das lajes apoiadas ou o dobro do comprimento teórico do balanço. (1,6 - d) 1, sendo d a altura útil da peça expressa em metros; (1 + 50 ) 2, em que é a taxa geométrica de armadura longitudinal aderente a uma distância 2d da face do apoio, considerando-se as barras do vão efetivamente ancoradas no apoio. Nos casos em que é necessário usar armadura transversal devem ser adotados os critérios indicados para vigas usuais. No caso de lajes (sapatas ) com espessura superior a 35cm pode ser usada a resistência dos estribos fywd 435 MPa. Para lajes com espessura até 15cm essa resistência deve ser limitada a 250 MPa. Permite-se interpolar linearmente entre esses dois valores.
TRANSMISSÃO DOS ESFORÇOS DO PILAR PARA A SAPATA - ACI 318 [1995]
A sapata deve ter altura suficiente para permitir a ancoragem da armadura de arranque. Nessa ancoragem pode-se considerar o efeito favorável da compressão transversal às barras decorrente da flexão da sapata. As forças na base do pilar são transmitidas para a sapata através das tensões de compressão no concreto e também pela armadura de ligação, que transmite à sapata tensões de compressão e de possíveis esforços de tração (figura 3.10). No estado limite último considerado no projeto de sapatas, na transmissão de esforços do pilar para a sapata, o colapso pode surgir em três situações diferentes: a. esmagamento do concreto na base do pilar por insuficiência de área da seção transversal da armadura de ligação; b. esmagamento do concreto na sapata por falha de aderência da armadura de ligação dentro da sapata; c. falha nas emendas por traspasse entre as barras da armadura de ligação e as barras da armadura do pilar. Na base do pilar deve ser verificada a seguinte condição:
Fvd 0,85 f ck A c 0
(3.28)
onde = 0,70.
Na verificação do concreto no topo da sapata, como o pilar descarrega diretamente sobre a sapata, onde a superfície de suporte é maior que a área da base do pilar, o código permite que a tensão máxima de compressão dada pela equação (3.28) seja multiplicada por
A c 0 A c1
,
no entanto este valor não pode ser maior que 2. Ac0 é a área carregada e Ac1 é geometricamente similar e concêntrica à área carregada. Ac1 é a maior área homotética de Ac0, e com o centro de gravidade no mesmo eixo vertical, que se pode inscrever na área total do elemento, ou seja, é a maior área que pode ser obtida com uma inclinação 2:1 das faces laterais do tronco de pirâmide (2 na horizontal, 1 na vertical) (figura 3.11). Essa inclinação
visa garantir a existência de um volume suficiente de concreto na região da área Ac0, onde atuam tensões elevadas, não devendo ser confundida com a inclinação das superfícies de espalhamento de tensões.
Figura 3.10 - Ligação pilar-sapata
Figura 3.11 - Definição de Ac0 e Ac1
Caso a condição da expressão (3.28) seja satisfeita deve-se adotar uma armadura mínima de ligação dada por: A sl,
min
0,005 A c
(3.29)
onde Ac é a área da seção transversal da base do pilar. Na situação em que isso não aconteça, é necessário calcular a área de armadura para resistir aos esforços excedentes (Fvd, exc). No entanto, se tal valor for inferior ao dado pela equação (3.29), adota-se a armadura mínima, logo:
A sl
Fvd,exc f y
A sl,
min
(3.30)
Esta redução da área da seção transversal de armadura na ligação pilar - sapata diminui a aglomeração de aço na base do pilar e só foi permitida a partir do ACI 318 [1971], baseandose em diversas experiências. Quando, além da ação axial, são transmitidos momentos, geralmente isso leva a não redução de aço na ligação pilar-sapata.
COMPRIMENTO DE ANCORAGEM DA ARMADURA DE LIGAÇÃO
As barras que forem apenas comprimidas deverão ser ancoradas dentro da sapata com ancoragem retilínea (sem gancho), e o comprimento de ancoragem deverá ser calculado como no caso de tração. Já no caso de armadura sujeita a esforços de tração, seu comprimento de ancoragem deve ser calculado considerando-se o gancho na extremidade, dentro da sapata. Tal comprimento influi na determinação da altura da sapata, no entanto, pode-se considerar apenas 60% desse total. O comprimento de ancoragem da armadura de ligação no interior do pilar deve ser igual ao comprimento das barras no interior da sapata e deverão ser emendadas às barras longitudinais do pilar por traspasse segundo indicações da NBR 6118[1978].
VERIFICAÇÃO DA ESTABILIDADE Para evitar que as sapatas possam estar sujeitas a movimentos de tombamento e deslizamento, suas dimensões a e b devem ser determinadas de modo a satisfazer às condições de estabilidade.
SEGURANÇA AO TOMBAMENTO
Segundo MONTOYA [1973], a primeira verificação que deve ser feita em sapatas submetidas a momentos ou forças horizontais (figura 3.12) é a segurança ao tombamento. O momento de tombamento majorado por um coeficiente de segurança deve ser inferior ao momento das forças que se opõem ao tombamento, logo:
M Fh h1 1 Fv G pp a
2
(3.31)
Gpp
peso próprio da sapata;
1
coeficiente de segurança ao tombamento que segundo MONTOYA [1973]= 1,5.
FV M
FH
h G
a Figura 3.12 - Sapata submetida a momento e força horizontal
A pressão do solo não é levada em consideração porque não existe na iminência do tombamento.
SEGURANÇA AO DESLIZAMENTO
Para sapatas isoladas com ação horizontal, o deslizamento é evitado pelo atrito entre a base da sapata e o terreno ou a coesão do mesmo. O empuxo passivo sobre a superfície lateral da sapata é desprezado, a menos que se garanta sua ação permanentemente. Deve-se verificar a seguinte condição:
F
v
G pp tg d 2 Fh
A c d 2 Fv
(solos arenosos)
(3.32)
(solos argilosos)
(3.33)
Onde:
d
2 3 ;
c d 0,5 c d
=
ângulo de atrito de cálculo (minorado);
cd
=
valor de cálculo da coesão (minorado);
A
=
área da base da sapata;
2
=
coeficiente de segurança ao deslizamento que, segundo MONTOYA [1973],
pode-se tomar o valor de 1,5.
Dimensionamento de Fundações por Sapatas
Como as tensões admissíveis à compressão do concreto são muito superiores às tensões admissíveis dos solos em geral, as seções dos pilares, próximas à superfície do terreno, são alargadas, de forma que a pressão aplicada ao terreno seja compatível com sua tensão admissível, formando então a sapata. O valor da adm pode ser obtida das seguintes maneiras: a) Fórmulas Teóricas (Terzaghi, Vesic, Meyerhof, Hansen, etc) b) Prova de Carga c) Valores Tabelados (NBR 6122) Quadro 2.4, item 2 d) Sondagem SPT adm=0,02.Nmédio (MPa) (entre outras formulações)
No Quadro 2.4 são apresentadas pressões básicas (0) de vários tipos de solos de acordo com a NBR6122/1996. Quadro 2.4 – Pressões básicas dos solos (NBR6122/1996). Classe 1
Descrição Rocha sã, maciça, sem lamina ou sinal de decomposição
Valores (MPa) 3,0
2
Rochas laminadas, com pequenas fissuras, estratificadas
1,5
3
Rochas alteradas ou em decomposição
4
Solos granulados concrecionados – conglomerados
1,0
5
Solos pedregulhosos compactos a muito compactos
0,6
6
Solos pedregulhosos fofos
0,3
7
Areias muito compactas
0,5
8
Areias compactas
0,4
9
Areias medianamente compactas
02
10
Argilas duras
0,3
11
Argilas rijas
0,2
12
Argilas médias
0,1
13
Siltes duros (muitos compactos)
0,3
14
Siltes rijos (compactos)
0,2
15
Siltes médios (medianamente compactos)
0,1
Ver Norma
Para a descrição dos diferentes tipos de solo, seguir as definições da NBR 6502. Os valores do Quadro 2.4, válidos para largura de 2m devem ser modificados em função das dimensões e da profundidade conforme prescrito nos itens 6.2.2.5 a 6.2.2.7 da NBR6122/1996.
Sondagem
SPT
B
13
AREIA FINA E MÉDIA CINZA
16 11
~ 1,5B
N.A
Nmédio
14
a= 0,02.N= 0,02.13= 0,26MPa
8 ARGILA SILTOSA VARIEGADA
13 16 11 ~ 13 3
5
7 AREIA DE GRANUL. VARIADA AMARELA
20 40
Figura 4.1 – Procedimento para determinação do Nmédio.
Sapatas Isoladas Sejam ao e bo as dimensões do pilar, P a carga que ele transmite e adm a tensão admissível do terreno. A área de contato da sapata com o solo deve ser:
As
P adm
Além disso, devem ser obedecidos os seguintes requisitos no dimensionamento de uma fundação por sapatas.
Distribuição Uniforme de Tensões - O centro de gravidade da área da sapata deve coincidir com o centro de gravidade do pilar, para que as pressões de contato aplicadas pela sapata ao terreno tenham distribuição uniforme.
C.G P
d
d
d b
B
d
trab adm
Figura 4.2 – Distribuição de tensões na sapata.
b) Dimensionamento Econômico - as dimensões L e B das sapatas, e e b dos pilares, devem estar convenientemente relacionadas a fim de que o dimensionamento seja econômico. Isto consiste em fazer com que as abas (distância d da Figura 4.3) sejam iguais, resultando momentos iguais nos quatro balanços e secção da armadura da sapata igual nos dois sentidos. Para isso, é necessário que L-B= - b Sabe-se ainda que L x B = Asapata, o que facilita a resolução do sistema.
P L
B
d
Mesa
2,5
2,5 2,5
b
d
Figura 4.3 – Detalhe construtivo de sapata.
Dimensionamento:
A
P
adm
B.L =
L-B= - b B
b 1 A b 2 2 4
L=A / B
Exemplo de cálculo: Dados: P=3800kN; Pilar=110 x 25cm adm=350kPa A
3800 10,86m2 350
- b = 10-25=85cm Solução: B=2,90m e L=3,75m
Recalques Diferenciais - as dimensões das sapatas vizinhas devem ser tais que eliminem, ou minimizem, o recalque diferencial entre elas. Sabe-se que os recalques das sapatas dependem das dimensões das mesmas.
d) Sapatas apoiadas em Cotas Diferentes - No caso de sapatas vizinhas, apoiadas em cotas diferentes, elas devem estar dispostas segundo um ângulo não inferior a com a vertical, para que não haja superposição dos bulbos de pressão. A sapata situada na cota inferior deve ser construída em primeiro lugar. Podem ser adotados, = 60º para solos e = 30º para rochas.
Figura 4.4 – Sapatas apoiadas em cotas diferentes.
Dimensões mínimas - sapatas isoladas = 80cm e sapatas corridas = 60cm.
Pilares em L - A sapata deve estar centrada no eixo de gravidade do pilar.
4,40
1,50
2,70
2,00
CG 0,20
Figura 4.5 – Sapata executada em pilar L.
0,20
Sapatas Associadas Casos em que as cargas estruturais são muito altas em relação à tensão admissível do solo ou haver superposição de áreas. A sapata deverá estar centrada no centro de carga dos pilares. Quando há superposição das áreas de sapatas vizinhas, procura-se associá-las por uma única sapata, sendo os pilares ligados por uma viga. Sendo P1 e P2 as cargas dos dois pilares, a área da sapata associada será:
P P R A 1 2 adm adm
R = P1 + P2
CG P2
P1
P2
P1 CG
xa
xa
P2
P1
P1+ P2 VIGA
PILAR VIGA
Vista Frontal
Vista Lateral
Figura 4.6 – Geometria de sapata associada.
P xa 2 . R O centro da gravidade das cargas será definido por A sapata associada deverá ser centrada em relação a este centro de gravidade das cargas.
Sapatas de Divisa
Quando o pilar está situado junto à divisa do terreno, e não é possível avançar com a sapata no terreno vizinho, a sapata fica excêntrica em relação ao pilar. A distribuição das tensões na superfície de contato não é mais uniforme.
e
6.e 1 A sapata P
P
R
Figura 4.7 – Excentricidade da carga. Para fazer com que a resultante R na base da sapata fique centrada, são empregadas vigas de equilíbrio ou vigas alavancas, de maneira que fique compensado o momento proveniente da excentricidade e.
b Divisa
a P1
Viga Alavanca
P2
P1
P2
e
R1
R2
Figura 4.8 – Esquema estático.
h
a x
x
Aparalelogramo= a.h Figura 4.9 – Forma da sapata de divisa.
Observações: O CG da sapata de divisa deve estar sobre o eixo da viga alavanca. As faces laterais (sentido da menor dimensão) da sapata de divisa sevem ser paralelas a da viga alavanca.
O sistema pode ser calculado para a viga sobre 2 apoios (R1 e R2), recebendo as duas cargas P1 e P2, sendo R1 > P1 e, portanto R2 < P2. Tomando-se os momentos em relação ao eixo P2 R2, tem-se:
P1 R1 e P R1 1 e R1 R1 A S adm Como a área da sapata AS é função de , devemos conhecer R1. Porém, pela equação acima, R1 é função da excentricidade e; que por sua vez depende do lado B, que é uma das dimensões procuradas. É um problema típico de solução por tentativas. Como é sabido que R1 > P1, toma-se um valor estimado de R1 (> P1), para uma primeira tentativa. Geralmente, toma-se L/B=2 a 3; e a 1a tentativa para R1 de 1,10 P a 1,30 P.
SEQUÊNCIA SIMPLIFICADA PARA DIMENSIONAMENTO
Adota-se R1 maior que P1 geralmente R1 = 1,10.P1
Calcula-se e através de
R1 P1
B b e 2 e ; Calcula-se B através de R1
Calcula-se L através da área da sapata
adm
L.B ; Calcula-se a relação
Sempre que possível [ 2≤ (L/B) ≤ 3], para sapata ser econômica Se (L/B) diferente deste intervalo adota-se novo valor de R1
L B
Em caso particular quando não for possível a sapata econômica aceita-se (L/B) fora do intervalo, porém o mais próximo deste
1 R2 P2 P 2 , sendo P = R1 - P1 e área da sapata 2 Calcula-se a sapata de P2 através de como:
1 P2 P R2 2 A2 adm adm
Observação: No caso da viga alavanca não ser ligada a um pilar central (logo P2 = 0), é necessário utilizar bloco de contrapeso ou estacas de tração para absorver o alívio P. Neste caso, a prática recomenda que seja considerado o alívio total, ou seja, P = R1 – P1, a favor
Divisa
da segurança.
Figura 4.10 – Duas sapatas de divisa.
BOLETIM FOTOGRÁFICO DE SAPATAS EXECUTADAS
Figura 4.11 – Vista de obra de fundação por sapatas.
Figura 4.12 – Detalhe da armadura e gabarito de sapata isolada.
Figura 4.13 - Detalhe da armadura e gabarito de sapatas de divisa.
Figura 4.14 – Concretagem da sapata
Figura 4.15 – Detalhe da sapata após concretagem.
AGORA É A SUA VEZ DE TRABALHAR!
Calcule inicialmente: A carga média dos pilares e a área média em planta Calcule a tensão média Calcule o centro de carga !
Centro de Gravidade: n
X .A X A i 1
i
i
i
n
Y .A Y ; A i 1
i
i
i
Centro de Massa: n
X .P X P i 1
i
i
i
n
Y .P Y ; P i 1
i
i
i
Exemplos: a) Calcular o centro de massa do poço de elevador:
Inicialmente calculamos o CG de cada pilar:
X
X A A i
i
i
Por simetria
X A X A i
i
i
8438cm3 12,5 cm 675cm2 X Y 12,5cm
36000cm3 9, 25 cm 3900cm 2
Por simetria X Y 9,5cm
Tendo calculado os CG’s passamos ao cálculo do CM:
Cálculo do Centro de Massa
X
34197,5tf .cm 106,9 cm 320tf
Y 115 cm
* Em fundações associadas usa-se (CM) como centro da sapata. * Em fundações isoladas usa-se CG como centro.
Sapata de Divisa
AFUND
P1
adm
sendo P1 F 1,2 Segundo De Mello: 2,5
L1 3 L2
Segundo livro Texto:
L1 2 L2
Como adm , L1 L , AFUND L1eL2 2
P1 , CG R2 , R3 R 2 atuante : adm ?
R3 A fuste
( P3 0,5R3 )
adm
Soluções para pilar no canto:
Cálculo do pilar de canto:
Dado:
adm 30tf / m 2 0, 3 MPa 300 kPa
Iniciaremos pela sapata P24:
AF 24
165 1,2 6,6m 2 30
Esquema Estrutural:
Sapata P32:
AF 24
125 1,2 5,0m 2 2,3 2,3m 30
Em escala, na planta de fundações de forma a se ter o CG P25 Esquema Estrutural:
Caso a área seja aumentada seu CG também irá aumentar proporcionalmente, aumentado R2. Como R2proj ≈ Qsup podemos considerar a área calculada como suficiente (visto já ter sido introduzida a majoração de 20% na carga do pilar). Outra solução, porém, seria a de aumentar a CAF se modo a se aumentar a adm Cálculo da sapata P25
Força de alívio = 33+20,8tf (não majorada)
Logo para este pilar, considerando o máximo do alívio permitido em norma, a sapata requerida tem dimensões (3,6x3,2)m.
Cálculo da Sapata Associada:
adm 30tf / m 2
Como os pilares tem CG conhecidos, passamos ao cálculos do C.M:
Af
(125 155) 1,05 9,8m 2 30
9,8m2 a ser distribuída a partir do C.M.
Lado = 1,86+0,15+0,1=2,11≈2,15m ; Logo:
Teremos então:
Admitindo 5 cm de recobrimento da armação, a altura da sapata será de 80 cm
Capacidade de Carga de Fundação Direta
A capacidade de carga de um solo, r, é a pressão que, aplicada ao solo através de uma fundação direta, causa a sua ruptura. Alcançada essa pressão, a ruptura é caracterizada por recalques incessantes, sem que haja aumento da pressão aplicada. A pressão admissível adm de um solo, é obtida dividindo-se a capacidade de carga r por um coeficiente de segurança, , adequado a cada caso.
adm r A determinação da tensão admissível dos solos é feita através das seguintes formas: Pelo cálculo da capacidade de carga, através de fórmula teóricas; Pela execução de provas de carga; Pela adoção de taxas advindas da experiência acumulada em cada tipo de região razoavelmente homogênea.
Os coeficientes de segurança em relação à ruptura, no caso de fundações rasas, situam-se geralmente entre 3 (exigidos em casos de cálculos e estimativas) e 2 (em casos de disponibilidade de provas de carga ). Portanto, no geral: 2
provas de carga e 3
fórmula teóricas
A capacidade de carga dos solos varia em função dos seguintes parâmetros: Do tipo e do estado do solo (areias e argilas nos vários estados de compacidade e consistência). Da dimensão e da forma da sapata (sapatas corridas, retangulares, quadradas ou circulares). Da profundidade da fundação (sapata rasa ou profunda).
Fórmulas de Capacidade de Carga Existem várias fórmulas para o cálculo da capacidade de carga dos solos, todas elas aproximadas, porém de grande utilidade para o engenheiro de fundações, e conduzindo a resultados satisfatórios para o uso geral. Para a utilização dessas fórmulas, é necessário o conhecimento adequado da resistência ao cisalhamento do solo em estudo, ou seja, S = c + tg Fórmula Geral de Terzaghi (1943 ) Terzaghi, em 1943, propôs três fórmulas para a estimativa da capacidade de carga de um solo, abordando os casos de sapatas corridas, quadradas e circulares, apoiadas à pequena abaixo da superfície do terreno (H B), conforme Figura 2.1.
R H
45-/2
Figura 2.1 – Hipótese de Terzaghi. Mediante a introdução de um fator de correção para levar em conta a forma da sapata, as equações de Terzaghi podem ser resumidas em uma só, mais geral.
r = c Nc Sc + q Nq Sq + ½ B N S
coesão
sobrecarga
atrito
onde: c
coesão do solo.
Nc, Nq, N
coeficientes de capacidade de carga f ()
Sc, Sq, S
fatores de forma (Shape factors)
q .H
pressão efetiva de terra à cota de apoio da sapata.
peso específico efetivo do solo na cota de apoio da sapata.
B
menor dimensão da sapata.
Terzaghi chegou a essa equação através das seguintes considerações: Que r depende do tipo e resistência do solo, da fundação e da profundidade de apoio na camada. As várias regiões consideradas por Terzaghi são: PQP’ – Zona em equilíbrio (solidária à base da fundação) PQR – Zona no estado plástico PRS – Zona no estado elástico
Terzaghi introduz o efeito decorrente do atrito entre o solo e a base da sapata, ou: sapata de base rugosa. Os coeficientes da capacidade de carga dependem do ângulo de atrito do solo e são apresentados no Quadro 2.1.
Quadro 2.1 – Coeficientes de capacidade de carga. RUPTURA GERAL
RUPTURA LOCAL
Nc
Nq
N
N’c
N’q
N’
0
5,7
1,0
0,0
5,7
1,0
0,0
5
7,3
1,6
0,5
6,7
1,4
0,2
10
9,6
2,7
1,2
8,0
1,9
0,5
15
12,9
4,4
2,5
9,7
2,7
0,9
20
17,7
7,4
5,0
11,8
3,9
1,7
25
25,1
12,7
9,7
14,8
5,6
3,2
30
37,2
22,5
19,7
19,0
8,3
5,7
34
52,6
36,5
35,0
23,7
11,7
9,0
35
57,8
41,4
42,4
25,2
12,6
10,1
40
95,7
81,3
100,4
34,9
20,5
18,8
Para solos em que a ruptura pode se aproximar da ruptura local, a equação é modificada para r = c’ N’c Sc + q N’q Sq + ½ B N’ S ,
onde: c’
coesão reduzida (c’ 2/3 c)
ângulo de atrito reduzido, dado por tg ’ = 2/3 tg
N’c, N’q, N’ fatores de capacidade de carga reduzida, obtidos a partir de ’ .
Os fatores de forma são apresentados no Quadro 2.2 .
Quadro 2.2 – Fatores de forma. FATORES DE FORMA FORMA DA SAPATA Sc
Sq
S
Corrida
1,0
1,0
1,0
Quadrada
1,3
1,0
0,8
Circular
1,3
1,0
0,6
L B L 3B a 5B) Para sapatas retangulares
Pode-se admitir Sc = 1,1
Sq = 1,0
S = 0,9
Fórmula de Skempton (1951) - Argilas Skempton, analisando as teorias para cálculo de capacidade de carga das argilas, a partir de inúmeros casos de ruptura de fundações, propôs em 1951 a seguinte equação para o caso das argilas saturadas ( = 0º ), resistência constante com a profundidade. r = c Nc + q
onde, c
coesão da argila (ensaio rápido)
Nc
coeficiente de capacidade de carga, onde Nc=f(H/B), considera-se a relação H/B, onde
(Quadro 2.3): H – profundidade de embutimento da sapata. B – menor dimensão da sapata.
Quadro2.3 – Coeficiente de Capacidade de Carga (Skempton) Nc H/B QUADRADA OU CIRCULAR
CORRIDA
0
6,2
5,14
0,25
6,7
5,6
0,5
7,1
5,9
0,75
7,4
6,2
1,0
7,7
6,4
1,5
8,1
6,5
2,0
8,4
7,0
2,5
8,6
7,2
3,0
8,8
7,4
4,0
9,0
7,5
4,0
9,0
7,5
Para sapatas retangulares deve-se utilizar a seguinte equação: Nc_retangular= [1+0,2.(B/L)].Nc_corrida
Prova de Carga em Fundação Direta ou Rasa Para a realização deste ensaio, deve-se utilizar uma placa rígida qual distribuirá as tensões ao solo. A área da placa não deve ser inferior a 0,5 m2. Comumente, é usada uma placa de = 0,80 m (Figura 2.2).
Figura 2.2 – Prova de carga sobre placa.
- A prova de carga é executada em estágios de carregamento onde em cada estágio são aplicados 20% da taxa de trabalho presumível do solo. - Em cada estágio de carregamento, serão realizadas leituras das deformações logo após a aplicação da carga e depois em intervalos de tempos de 1, 2, 4, 8, 15, 30 minutos, 1 hora, 2, 4, 8, 15 horas, etc..
Os carregamentos são aplicados até que: - ocorra ruptura do terreno - a deformação do solo atinja 25 mm - a carga aplicada atinja valor igual ao dobro da taxa de trabalho presumida para o solo.
Último estágio de carga pelo menos 12 horas, se não houver ruptura do terreno. O descarregamento deverá ser feito em estágios sucessivos não superiores a 25% da carga total, medindo-se as deformações de maneira idêntica a do carregamento. Os resultados devem ser apresentados como mostra a Figura 2.3.
Tensão (kPa) 0
50
100
150
200
250
300
350
400
450
500
0
5
Recalque (mm)
10
15
20
25
30
35
Figura 2.3 – Curva tensão x recalque de prova de carga sobre placa.
- Geralmente, para solos de alta resistência, prevalece o critério da ruptura, pois as deformações são pequenas. - Para solos de baixa resistência, prevalece o critério de recalque admissível, pois as deformações do solo serão sempre grandes. Os casos extremos, descritos por Terzaghi como de ruptura geral e ruptura local, são indicados na Figura 2.4..
Figura 2.4 – Curvas de ruptura local e geral.
Tensão admissível de um solo deve ser fixada pelo valor mais desfavorável entre os critérios: adm [
rup máx 25mm ; ; ] 2 2 2
No Quadro 2.4 são apresentadas pressões básicas (0) de vários tipos de solos de acordo com a NBR6122/1996. Quadro 2.4 – Pressões básicas dos solos (NBR6122/1996). Valores
Classe
Descrição
1
Rocha sã, maciça, sem lamina ou sinal de decomposição
3,0
2
Rochas laminadas, com pequenas fissuras, estratificadas
1,5
3
Rochas alteradas ou em decomposição
Ver Norma
4
Solos granulados concrecionados – conglomerados
1,0
5
Solos pedregulhosos compactos a muito compactos
0,6
6
Solos pedregulhosos fofos
0,3
7
Areias muito compactas
0,5
8
Areias compactas
0,4
9
Areias medianamente compactas
02
10
Argilas duras
0,3
11
Argilas rijas
0,2
12
Argilas médias
0,1
13
Siltes duros (muitos compactos)
0,3
14
Siltes rijos (compactos)
0,2
15
Siltes médios (medianamente compactos)
0,1
(MPa)
Obs.: Para a descrição dos diferentes tipos de solo, seguir as definições da NBR 6502. Os valores do Quadro 2.4, válidos para largura de 2m devem ser modificados em função das dimensões e da profundidade conforme prescrito nos itens 6.2.2.5 a 6.2.2.7 da NBR6122/1996. 2.3. Influência das Dimensões das Fundações nos Resultados de Provas de Carga Quando as dimensões das sapatas forem diferentes que as da placa utilizada para a execução da prova de carga, os recalques elásticos das sapatas serão diferentes dos recalques elásticos sofridos pela placa utilizada na prova de carga, devido principalmente às diferentes distribuições de tensões no solo (bulbo de pressões). Para uma análise simplificada do problema, serão adotadas as hipóteses enumeradas a seguir: a) As placas e as sapatas, de largura B e nB respectivamente, apoiam-se à mesma profundidade H, e aplicam a mesma pressão . b) Os bulbos de pressão com influência nos cálculos serão substituídos por retângulos de larguras B e nB, e alturas D enD, respectivamente. c) A deformação “unitária” a qualquer profundidade Z é proporcional ao acréscimo de carga devido à pressão aplicada pela sapata, isto é,
Ez z , M z
tensão vertical à profundidade z, devida a
onde M é o módulo de deformabilidade do solo. Define-se então,
Ezmédio
z médio
M
, como deformação “unitária” média.
Serão estudados os casos de solos argilosos (M constante com a profundidade) e solos arenosos (M aumentando linearmente com a profundidade).
Solos Argilosos O módulo de deformabilidade é constante com a profundidade. B – dimensão da placa nB – dimensão da sapata Sp – recalque elástico da placa, metros. SF – recalque da fundação de dimensão nD, em metros. C . Sp 1 .D M Para a placa: C . SF 1 .nD M Para a sapata:
A relação entre o recalque apresentado pela sapata de fundação e o da placa será C1. . nD SF M n C1. Sp .D M
SF BF Sp Bp
Portanto, no caso das argilas, em que o módulo de deformabilidade é constante com a profundidade, o recalque elástico é diretamente proporcional à largura da sapata de fundação (ou a sua menor dimensão).
Solos Arenosos Nos solos arenosos, em que o módulo de deformabilidade aumenta linearmente com a profundidade, dedução análoga ao caso das argilas poderia ser feita. Porém, além das hipóteses simplificadoras já introduzidas, teriam que ser adotadas outras, que levariam a resultados não muito confiáveis.
Por isso, serão apresentados dois casos, baseados na teoria e em observações, que dão bons resultados na prática.
Fórmula de Terzaghi-Peck (Areias) Terzaghi e Peck, em 1948, propuseram a seguinte equação para sapatas apoiadas em solos arenosos.
SF 2 BF Sp BF 0,30
2
onde: SF
recalque elástico da sapata da largura BF, em metros
Sp
recalque da placa utilizada na prova de carga, de dimensões 0,30m x 0,30m.
A fórmula acima vale para placas de 30cm x 30cm, apoiadas em solos arenosos.
- Fórmula de Sowers Para o caso genérico, em que a placa apresenta dimensões diferentes de 30cm x 30cm, Sowers (1962), baseado na fórmula anterior e em seus próprios trabalhos, propôs a seguinte correlação.
2
SF BF Bp 0,3 Sp Bp BF 0,3
Para placas de 30cm x 30cm, deve-se empregar a seguinte equação:
SF 2BF Sp BF 0,30
2
Nos Resultados das Fórmulas de Capacidade de Carga Seja a fórmula geral de Terzaghi:
r c. Nc. Sc . H.Nq Sq
1 .. B. N S 2
Serão considerados 2 casos, ou seja, argilas puras e areias puras.
2.4.1. Argilas 0 o Nc 5,7 , Nq 1,0 , N 0
Assim:
r 5,7 . c. Sc .H .Sq Pode-se notar que a capacidade de carga das argilas não depende das dimensões da sapata de fundação. Por outro lado, esta capacidade de carga aumenta com a profundidade, porém este aumento é muito pequeno e equivale à pressão de peso da terra ( .H ) na profundidade de apoio da fundação.
Areias No caso das sapatas apoiadas nas areias, temos c = 0. Então
1 r . H.Nq . Sq .. B.N .S 2
Portanto, para as areias, a capacidade de carga aumenta tanto com a dimensão da sapata, como com a profundidade de apoio da sapata.
Recalques de Fundações Diretas A equação geral o cálculo aos recalques de uma fundação pode ser expressa por: S = Si + Sa + Scs onde: S = recalque total Si ou Se = recalque imediato (Si) ou recalque elástico (Se) Sa = recalque por adensamento Scs = recalque por compressão secundária
O recalque elástico Si (Se) é devido às deformações elásticas do solo, ocorre imediatamente após a aplicação das cargas e é muito importante nos solos arenosos (e relativamente importante nas argilas não saturadas). O recalque por adensamento é devido à expulsão da água e ar dos vazios, ocorre mais lentamente, depende da permeabilidade do solo, e é muito importante nos solos argilosos. O recalque por compressão secundária é devido ao rearranjo estrutural causado por tensões de cisalhamento, ocorre muito lentamente nos solos argilosos, e é geralmente desprezado no cálculo de fundações, salvo em casos particulares, quando assume importância decisiva.
Recalques de Estruturas Para o dimensionamento de uma estrutura, verifica-se que, além dos critérios de segurança à ruptura, critérios de deformações limites devem ser também satisfeitos para o comportamento adequado das fundações. Na maioria dos problemas correntes, os critérios de deformações é que condicionam a solução. Serão apresentadas a seguir algumas definições relativas ao assunto. Recalque diferencial - corresponde à diferença entre os recalques de dois pontos quaisquer da fundação (Figura 3.1).
P
Figura 3.1 – Efeitos do recalque diferencial na estruturas.
Recalque Total - H (H1, Hm, HM, H2 ... ). Recalque Total Máximo - HM Recalque Total Mínimo - Hm Recalque Diferencial - ( 1, 2... ). Recalque Diferencial Específico - / 1/, 2 / ... . Recalque Diferencial de Desaprumo - = H2 - H1
Recalque diferencial específico / é a relação entre o recalque diferencial e a distância horizontal , entre dois pontos quaisquer da fundação. Recalque total H corresponde ao recalque final a que estará sujeito um determinado ponto ou elemento da fundação (S1 + Sa). Recalque admissível de uma edificação é o recalque limite que uma edificação pode tolerar, sem que haja prejuízo a sua utilização.
Efeito de Recalques em Estruturas Os efeitos dos recalques nas estruturas podem ser classificados em 3 grupos. Danos estruturais são os danos causados à estrutura propriamente dita (pilares, vigas e lajes). Danos arquitetônicos são os danos causados à estética da construção, tais como trincas em paredes e acabamentos, rupturas de painéis de vidro ou mármore, etc. Danos funcionais são os causados à utilização da estrutura com refluxo ou ruptura de esgotos e galerias, emperramento das portas e janelas, desgaste excessivo de elevadores (desaprumo da estrutura), etc.
Segundo extensa pesquisa levada a efeito por Skempton e MacDonald (1956), na qual foram estudados cerca de 100 edifícios, danificados ou não, os danos funcionais dependem principalmente da grandeza dos recalques totais; já os danos estruturais e arquitetônicos dependem essencialmente dos recalques diferenciais específicos. Ainda segundo os mesmos autores, no caso de estruturas normais (concreto ou aço), com painéis de alvenaria, o recalque diferencial específico não deve ser maior que
1:300 – para evitar danos arquitetônicos 1:150 – para evitar danos estruturais
Recalques Admissíveis das Estruturas A grandeza dos recalques que podem ser tolerados por uma estrutura, depende essencialmente: Dos materiais constituintes da estrutura quanto mais flexíveis os materiais, tanto maiores as deformações toleráveis.
Da velocidade de ocorrência do recalque recalques lentos (devidos ao adensamento de uma camada argilosa, por exemplo) permitem uma acomodação da estrutura, e esta passa a suportar recalques diferenciais maiores do que suportaria se os recalques ocorressem mais rapidamente. Da finalidade da construção um recalque de 30mm pode ser aceitável para um piso de um galpão industrial, enquanto que 10mm pode ser exagerado para um piso que suportar máquinas sensíveis a recalques. Da localização da construção – recalques totais normalmente admissíveis na cidade do México ou em Santos, seriam totalmente inaceitáveis em São Paulo, por exemplo. Causas de Recalques Rebaixamento do Lençol Freático caso haja presença de solo compressível no subsolo, ocorre aumento das pressões geostáticas nessa camada, independente da aplicação de carregamentos externos.
Solos Colapsíveis solos de elevadas porosidades, quando entram em contato com a água, ocorre a destruição da cimentação intergranular, resultando um colapso súbito deste solo.
Escavações em áreas adjacentes à fundação mesmo com paredes ancoradas, podem ocorrer movimentos, ocasionando recalques nas edificações vizinhas.
Vibrações oriundas da operação de equipamentos como: bate-estacas, rolos-compactadores vibratórios, tráfego viário etc.
Escavação de Túneis – qualquer que seja o método de execução, ocorrerão recalques da superfície do terreno.
Recalques Limites (Bjerrum – 1963)
1:100
1:200
1:300
1:400
1:500
1:600
1:700
1:800
1:900
1:1000
Dificuldades com máquinas sensíveis a recalques Perigo para estruturas aporticadas com diagonais Limite de segurança para edifícios onde não são permitidas fissuras Limite onde deve ser esperada a primeira trinca em paredes de alvenaria Limite onde devem ser esperadas dificuldades com pontes rolantes Limite onde o desaprumo de edifícios altos pode se tornar sensível Trincas consideráveis em paredes de alvenaria Limite de segurança para paredes flexíveis de tijolos (h/L < 1/4) Limite onde devem ser temidos danos na estrutura de edifícios comuns
Figura 3.2 – Recalque diferencial específico / .
Além dos critérios apresentados, existem outros, como por exemplo os do “Design Manual, NAVDOCKS DM-7”, da Marinha Americana, e os Boston, Nova York, Chigado, etc.). Da análise das recomendações de várias publicações existentes, deve ficar bem claro que o estudo de uma fundação não pode, em hipótese alguma, ser feito sem considerar as características da superestrutura e de sua sensibilidade a recalques. Na prática, a estimativa de recalques é dificultada por fatores muitas vezes fora do controle do engenheiro. Alguns aos fatores: Heterogeneidade do subsolo normalmente a análise é feita para um perfil inferido de pontos investigados, e o subsolo pode apresentar heterogeneidades não detectadas num programa de investigação.
Variações nas cargas previstas para a fundação advindas de imprecisão nos cálculos, cargas acidentais imprevisíveis, redistribuição de esforços, etc. Imprecisão dos métodos de cálculo apesar do presente estágio de mecânica dos solos, os métodos disponíveis ainda não são satisfatórios. 3.3. Pressões de Contato e Recalques A forma da distribuição das pressões de contato, aplicadas por um placa uniformemente carregada ao terreno de fundação depende do tipo de solo e da rigidez da placa.
K 0,05 Fléxivel PlacaCorrida R KR 10 Rígida
K 0,1Flexível PlacaCircular R KR 5 Rígida
Solos Arenosos Nos solos arenosos, as deformações são predominantemente de natureza cisalhante. Consideremos os casos de placas totalmente flexíveis e totalmente rígidas.
Placas totalmente flexíveis KR=0 (Placa Infinitamente Flexível) Uma placa totalmente flexível, uniformemente carregada, aplica à superfície do solo uma pressão também uniforme. Como a resistência ao cisalhamento de uma areia é diretamente proporcional à pressão confinante, então no centro da área carregada (ponto C) a areia é dotada de maior resistência, e conseqüentemente sofrerá menores deformações.
B
C
B
Figura 3.3 – Placa flexível – solo arenoso.
Ec t KR 1 E R 2
3
Circular
11 2 Ec t . KR 6 1 2c E B
3
Corrida
t= espessura da placa R= raio da placa B= menor lado da placa
No entanto, num ponto B, mais próximo das bordas da área carregada, o confinamento é menor, a resistência ao cisalhamento diminui, e as deformações ( recalques ) são maiores. Decorre então que, para uma placa flexível, uniformemente carregada, apoiada numa areia, os recalques será maiores nas bordas e menores no centro, e as pressões de contato serão uniformes em toda a área carregada.
Placas totalmente rígidas KR= (Placa Infinitamente Rígida) Uma placa infinitamente rígida, uniformemente carregada, produzirá deformações (recalques) uniformes na superfície do terreno. Comparando-se com o caso anterior (placas flexíveis), conclui-se que as pressões no centro (altas pressões confinantes) são muito maiores que nas bordas (baixas pressões confinantes), para que aconteça a uniformidade dos recalques. A distribuição das pressões de contato tomará a forma aproximada de uma parábola.
Figura 3.4 – Placa rígida – solo arenoso.
Solos Argilosos Nos solos argilosos (coesivos), predominam as deformações volumétricas, estimadas através da teoria do adensamento.
Placas totalmente flexíveis KR=0 (Placa Infinitamente Flexível) Uma placa totalmente flexível, uniformemente carregada, aplica à superfície do solo uma pressão também uniforme. A distribuição de pressões, na superfície, introduz maiores pressões nos pontos do solo situados na vertical que passa pelo eixo da placa, e pressões menores nos pontos do solo afastados deste eixo. Logo, como as pressões nos pontos do solo mais próximo ao eixo vertical são maiores do que aquelas nos pontos mais afastados, decorrem maiores recalques no centro da placa e menores nas bordas da mesma, conforme Figura 3.5.
B
C
B
Figura 3.5 – Placa flexível – solo argiloso.
Placas totalmente rígidas KR= (Placa Infinitamente Rígida) Uma placa infinitamente rígida, uniformemente carregada, induzirá deformações (recalques) obrigatoriamente uniformes na superfície do terreno carregado. Isto significa que a placa rígida acaba por promover uma redistribuição de pressões na superfície da área carregada, de tal maneira que as pressões transmitidas a qualquer ponto, situado no interior da massa do solo coesivo, próximo ou distante do eixo vertical de carregamento, sejam uniformes. Logo, as pressões na superfície de contato deverão ter maior intensidade nas bordas que no centro do carregamento.
B
C
B
Figura 3.6 – Placa rígida – solo argiloso.
Cálculo dos Recalques Ainda que existam dificuldade e imprecisões como as já apontadas anteriormente, a estimativa dos recalques de uma fundação é um fator de grande importância na orientação do engenheiro, para solução de problemas de fundação. A seguir serão abordados procedimentos para estimativa de recalques elásticos de uma fundação, assim como de recalques devidos ao adensamento dos solos. Recalques por Adensamento – Solos Argilosos Os recalques devidos às deformações de solos coesivos saturados, são estimados a partir da teoria do adensamento. A teoria do adensamento prevê uma diminuição no índice de vazios, devido a um acréscimo de pressão . Partindo-se da curva e x log , obtida do ensaio de adensamento numa amostra indeformada do solo, chega-se à expressão para o cálculo dos
Índice de vazios
recalques (como já visto em Mecânica dos Solos).
Ramo de pré-adensamento
e e
0 a
Ramo virgem
Cc
y
0
a (Tensão de
(logarítimica)
pré-adensamento)
Figura 3.7 – Teoria de adensamento.
h
1 .Cc.H.log vo 1 eo vo , onde
eo = índice de vazios inicial Cc = índice de compressão H = espessura da camada de argila vo= pressão inicial na camada = pressão Aplicada
No cálculo dos recalques por adensamento, muitas vezes é importante conhecer a evolução destes recalques com o tempo. Os recalques e os tempos em que eles ocorrem estão relacionados através das expressões seguintes: h – recalque total
St = Ut x h
T
Cv Hd2
e
Ut = f (t)
.t
onde: h = recalque total (m)
St = recalque que ocorre no tempo t (m) U = porcentagem de adensamento verificada Ut = porcentagem de adensamento verificada no tempo t. T = fator tempo, calculado como indicado a seguir Hd = altura drenante da camada argilosa (m) Cv = coeficiente de adensamento, obtido no ensaio de adensamento (cm2/s). t = tempo de ocorrência dos recalques (s)
Resumindo 2 U% T , U% 55% U f T 4 100 T 1,781 - 0,933 log 100 - U% , U% 55%
Recalque Elástico Os recalques elásticos ou imediatos são devidos a deformações elásticas do solo de apoio de uma fundação, e ocorrem logo após a aplicação das cargas. É de se notar que a velocidade de evolução das deformações é um fator muito importante para as estruturas, sendo que as deformações que se processam mais rapidamente são as mais críticas. Portanto, daí, o particular interesse no estudo dos recalques elásticos, preponderantes nos solos arenosos ou nos solos não saturados. Os recalques elásticos podem ser estimados a partir da seguinte expressão, fundamentada na teoria da elasticidade. 1 2 I Si .B ES w
Si = recalque elástico = intensidade da pressão de contato
B = menor dimensão da sapata = coeficiente de Poisson
ES = módulo de elasticidade do solo Iw = fator de influência, dependente da forma e dimensões da sapata.
A seguir, são apresentados alguns valores típicos de e ES para vários tipos de solos, e de Iw para várias formas de sapatas, e para os recalques do canto e centro das mesmas.
Quadro 3.1 – Valores de coeficiente de Poisson do solo (). Coeficiente de Poisson ()
Tipo de Solo
ARGILA
Saturada
0,4 a 0,5
Não saturada
0,1 a 0,3
Arenosa
0,2 a 0,3
SILTE
0,3 a 0,35
AREIA
ROCHA
Compacta
0,2 a 0,4
Grossa (e =0,4 a 0,7)
0,15
Fina (e =0,4 a 0,7)
0,25
Depende do tipo
0,1 a 0,4
Quadro 3.2 – Módulo de elasticidade do solo (ES) Tipo de Solo
ARGILA
ES (kPa) Muito mole
300 a 3000
Mole
2000 a 4000
Média
4000 a 9000
Dura
7000 a 18000
Arenosa
30000 a 42000
Siltosa
7000 a 20000
Fofa
10000 a 25000
Compacta
50000 a 85000
( pedregulho + areia ) compacta
98000 a 200000
AREIA
Quadro 3.3 – Fator de Influência (IW) FORMA DA SAPATA
FLEXÍVEL
RÍGIDA
CENTRO
CANTO
MÉDIO
CIRCULAR
1,00
0,64
0,85
0,88
QUADRADA
1,12
0,56
0,95
0,82
1,5
1,36
0,68
1,20
1,06
RETANGULAR 2,0
1,53
0,77
1,31
1,20
5,0
2,10
1,05
1,83
1,70
10,0
2,52
1,26
2,25
2,10
100
3,38
1,69
2,96
3,40
L/B =
Apesar de terem sido apresentados no Quadro 3.2. alguns valores típicos de ES para vários tipos de solo, é recomendável que este parâmetro seja determinado através de ensaios especiais (triaxial), que possibilitem a obtenção da curva tensão x deformação.
RECALQUE DE FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS:
Métodos baseados no SPT Método de Terzaghi e Peck (1948, 1967)
Num trabalho pioneiro sobre o uso do ensaio SPT na previsão de recalques e de tensão admissível de sapatas em areia, Terzaghi e Peck (1948, 1967) indicaram que a tensão provoca um recalque de 1 polegada pode ser obtida com
q adm
n 3 B 1' 4,4 10 2 B
2
onde qadm = tensão, em kgf/cm², que produz w = 1” B
= menor dimensão em pés (B ≥ 4’)
N = número de golpes no ensaio SPT
Terzaghi e Peck (1948, 1967) recomendaram que, se houvese um nível d’água superficial (Dw = 0), qadm deveria ser reduzida à metade. Esta proposta, apresentada também na forma de um ábaco, é muito conservadora e foi posteriormente revista por alguns pesquisadores. Numa destas revisões, feita por Peck e colaboradores, foram propostos os ábacos da Figura 5.19, que levam em canta a profundidade da sapata (através da razão D/B).
Fig. 5.19 – Ábaco para obtenção de tensão de trabalho de sapatas em areia (Peck et al., 1947)
Método de Meyerhof (1965)
Segundo Meyerhof (1965), pode-se relacionar a tensão aplicada e o recalque de sapatas em areia pela expressão
q adm
N .wadm 8
q adm
para B ≤ 1,2 m
N .wadm 8
B 1' B
2
para B > 1,2 m
Método de Alpan
O método de Alpan (1964) baseia-se na previsão de recalque de uma placa quadrada de 1 pé (30 cm) no nível da fundação, usando valores de N corrigidos para a tensão geostática no nível do ensaio, e na penetração desse recalque (wb) para a estrutura real (wB). Na extrapolação seria usada a relação empírica de Terzaghi & Peck (1948):
2B w B wb Bb
2
O recalque da placa quadrada de 1 pé (30 cm) é dado por:
wB a 0 q onde q = tensão transmitida pela fundação a0 = inverso do coeficiente de reação vertical (kv) para uma placa de 30 cm Para fundações que não sejam quadradas ou circulares, wb deve ser multiplicado pelo fator de forma m dado na Tabela 5.3.
L/B
1,0
1,5
2,0
3,0
5,0
10,0
m
1,0
1,21
1,37
1,60
1,94
2,36
Tabela 5.3 – Fatores de forma
O procedimento do método é o seguinte: (i) corrigir o valor de N ao nível da fundação para a tensão efetiva geostática, usando a Figura 5.20a (escolhe-se a linha de densidade relativa correspondente a N e σ’v,0, segue-se esta linha até a curva de Terzaghi e Peck e tira-se na vertical o valor de N corrigido); (ii) usar o valor de N corrigido na Figura 5.20b para obter a0 ( verificar na Figura 5.20b se a combinação de N com q cai dentro do domínio linear);
Fig. 5.20 – ábacos para (a) correção do valor de N para a tensão efetiva geostática e (b) determinação de a0 a partir de N (Alpan, 1964)
(i)
Obter o recalque pelas equações (5.26) e (5.27), aplicando-se o fator m se necessário.
Ao aplicar um método semi-empírico baseado no SPT freqüentemente se encontra a situação em que o N varia com a profundidade. Quando o método não indica como proceder, pode-se fazer uma média ponderada até a profundidade atingida pelo bulbo de pressões, usando-se como fator de ponderação o acréscimo de tensão provocado pela fundação (Fig. 5.21a).
Fig. 5.21 – Procedimentos para obtenção de N representativo: (a) por média ponderada(Lopes et al.,1994) e (b) pela média na profundidade de influência (Burland & Burbidge, 1985)
Método de Burland & Burbidge (1985)
Segundo Burland & Burbidge (1985), o recalque das fundações podem ser estimados partir do SPT com:
w qB 0,7
1,71 f s fl N 1, 4
onde w = recalque em mm; q = pressão aplicada em kN/m2; B = menor dimensão da fundação em m; N = média do número de golpes no SPT na profundidade de influência Z1 fs = fator de forma dado por:
L 1,25 B fs L 0,25 B fl = fator de espessura compressível (H) dado por:
fl
H H 2 Z1 Z1
sendo que para H > Z1, fl = 1,0 A profundidade de influência Z1 é dada pelo ábaco da Figura 5.21b. Os autores fazem as seguintes observações: (a) Em areias pré-comprimidas ou fundações implantadas no fundo de escavações, os recalques podem ser até 3 vezes menores (se ' v , f ' v ,a ). Nestes casos deve-se usar:
2 1,71 w q ' v ,a B 0, 7 1, 74 f s f l 3 N
(b) N não precisa ser corrigido para a tensão efetiva vertical geostática. (c)
Se N for maior do que 15 em areias finas ou siltosas submersas, deve ser feita a correção (de Terzaghi e Peck, 1948):
N corr 15 0,5( N 15) e no caso de decorrência de pedregulhos:
N corr 1,25N Para se estimar o recalque com o tempo deve-se multiplicar o recalque inicial por um fator: onde
f t 1 R3 Rt log
t 3
R3 = índice de recalque adicional que ocorrer nos primeiros 3 anos (sugerem 0,3 para cargas estáticas e 0,7 para cargas que variam) Rt = índice de recalque adicional que ocorrer por cada ciclo logaritmo de tempo após 3 anos (sugerem 0,2 para cargas estáticas e 0,8 para cargas que variam) t = número de anos (maior que 3 anos).
(Exemplo: para t= 30 anos, se cargas estatísticas: wf = 1,5 w; se cargas variáveis, wf = 2,5 w).
Fig. 5.21 – Procedimentos para obtenção de N representativo: (b) pela média na profundidade de influência (Burland & Burbidge, 1985)
Métodos baseados em Redes Neurais
Nos últimos anos, o estudo de Redes Neurais Artificiais (RNA) tem sido aplicado a muitos problemas geotécnicos com demonstrações de sucesso na maioria das aplicações. As RNAs podem ser consideradas uma ferramenta relativamente nova na previsão geotécnica. Shahin et al. (2002a) apresentaram um estudo em que 189 casos de fundações rasas foram avaliados. Na Equação (10) abaixo tem-se a equação sugerida para o cálculo do recalque em solos não coesivos com base nestes estudos.
120,4 wi 0,6 0,3120, 725tanh x1 2,984 tanh x2 1 e
(10)
Df L x1 0,1 10 3 3,8 B 0,7q 4,1N 1,8 19 B B
Df L x2 10 3 0 ,7 41B 1,6 q 75 N 52 740 B B
Em estudos semelhantes, Rezânia & Javadi (2008) apresentaram o chamado método da regressão polinomial evolucionária (EPR) para prever o recalque de fundações rasas. Este método tem suas bases no estudo de redes neurais. Em geral, o critério de limitação de recalques, em detrimento da capacidade de suporte (carga) controla o projeto de fundações rasas com dimensão (B>1 m). Os autores Rezânia & Javadi (2007, 2008) estudaram um conjunto de dados de 170 casos históricos e avaliaram, via EPR, expressões para avaliação do recalque. Nas análises, é geralmente aceito que cinco parâmetros têm o efeito mais significante sobre o cálculo do recalque. São eles: Largura (Diâmetro) B; Tensão líquida aplicada na base da fundação q’=(q-v); Compressibilidade do solo na região em que o bulbo de tensões é de interesse e no qual pode ser representado pelo valor do índice de resistência à penetração Nspt; Comprimento da Fundação L e embutimento (Df) da fundação. Ainda, os autores usaram faixas de valores dos parâmetros anteriormente descritos conforme Tabela (11).
Tabela (11) Faixa de valores dos parâmetros Parâmetro
Valor mínimo
Valor máximo
B (m)
0,9
55
L (m)
0,9
101
q’ (kPa)
18,32
697
Nspt
4
60
Df (m)
0
10,7
w (mm)
0,6
121
As Equações 11 (Rezânia & Javadi, 2007) e 12 (Rezânia & Javadi, 2008), após análises de diferentes modelos alternativos e considerações práticas, foram consideradas as mais robustas na previsão do recalque
wc
wc
q( 1,80 B 4 ,62 ) 346 ,15 Df 11,22 L 11,11 N² L
B1,88 q 24 ,76 D f 731,74 N²
136 ,45 0 ,0013Bq 6 ,26 NL²
(11)
(12)
Para a equação 11 os autores observaram que o valor do coeficiente de determinação r² foi igual a 0,94 (± 7,71 mm) e para a equação 12 r² foi igual a 0,98 (± 4,31 mm).
O estudo de Rezânia & Javadi (2007, 2008) permitiu também avaliar a sensitividade dos parâmetros envolvidos na análise usando a EPR. Na Figura (01a) têm-se os resultados de forma gráfica para cada um dos parâmetros.
Figura (01a) Análise de sensitividade para o método EPR
Analisando a Figura (01a) vê-se que o recalque aumenta a medida que (B e q) aumentam e com a diminuição do Nspt e do embutimento. Ainda, os parâmetros Nspt, B e q têm os maiores efeitos sobre o valor do recalque. As análises sugerem que o efeito do comprimento da fundação (L) sobre o recalque parece ser negligenciável. Há apenas um leve aumento no recalque com o aumento do comprimento até aproximadamente 5B, para qualquer outro aumento de comprimento, nenhum efeito foi notado sobre o recalque. Para efeito de comparação, os autores avaliaram os métodos de Schmertmann et al. (1978), Shultze & Sherif (1973) e Meyerhof (1965). Os valores do comparativo constam na Tabela 12 para
Tabela (12) Comparação entre metodologias clássicas e EPR Método
Critério de desempenho r²
Erro médio absoluto
EPR
0,98
4,31
Schmertmann et al. (1978)
0,47
23,63
Shultze & Sherif (1973)
0,62
20,04
Meyerhof (1965)
0,44
24,25
Rezânia & Javadi (2007, 2008) ainda comentam que a aplicação de métodos tradicionais na avaliação do recalque pode levar a erro da ordem de 300% em função das inúmeras simplificações que os mesmos possuem.
Em recente trabalho de Maciel & Dias (2008) verificou-se que o método de Shain 2002 é o mais eficiente em termos de acurácia, por meio da média, quanto da precisão, por meio do desvio padrão da relação (valores calculados/medidos) de recalque.
RETORNE AO PROJETO DE FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS E AVALIE O RECALQUE IMEDIATO DE TODAS AS SAPATAS DO PROJETO CONFORME PROPOSIÇÃO DE SHAIN (2002a). 120,4 wi 0,6 0,3120, 725tanh x1 2,984 tanh x2 1 e Df L x1 0,1 10 3 3,8 B 0,7q 4,1N 1,8 19 B B
Df L x2 10 3 0 ,7 41B 1,6 q 75 N 52 740 B B
ATENÇÃO ! CAPACIDADE DE CARGA:
Kp=
RECALQUE DE FUNDAÇÃO SUPERFICIAL Edifício de 10 pavimentos com sapatas apoiadas na camada superior de areia sobrejacente a camada de argila orgânica mole (perfil típico da orla de Santos).
EXEMPLO
Determine o tamanho de uma sapata quadrada para suportar uma carga de 500 kN. O perfil de solo é mostrado na figura abaixo.
O recalque total tolerável é 20 mm. O nível d’água (N.A) está a 3 m abaixo da superfície do terreno e o embutimento da sapata é 1,5 m. Sazonalmente, o N.A pode elevar-se até a superfície do terreno. Assuma que a teoria de consolidação unidimensional é adequada ao problema em questão.
RESOLUÇÃO:
Atenção ao Perfil – Presença de solo mole – Pode levar a que o recalque governe o projeto. Neste caso, determine uma largura que satisfaça o recalque e então avalie a capacidade de carga. O problema na realidade é interativo: Assume-se uma largura, calcula-se o recalque e repete-se este procedimento até o critério de recalque seja atingido (recalque total = 20 mm). Estratigrafia variável – atenção a avaliação do acréscimo de tensão.
Passo 1: Assume uma largura (3 m) e uma forma (por simplicidade –Quadrada): Passo 2:
Sand
' p 37, 'cs 32, 16kN / m3 , sat 17kN / m3 ; E ' 40MPa, v ' 0, 45, Cr 0.09, w 55%, Gs 2, 7 Recalque Imediato:
Df 4 B 1 B 3 L L L I s 0, 62 ln 1,12 1 centro B B
'emb 1 0, 08
L L I s 0,31ln 0,56 1 aresta B B 2 2 qs B 1 v ' P 1 v ' I ' I ' e s emb s emb E' E'L
'emb 1 0, 08
Df 4 B 1,5 4 1 1 0, 08 1 1 0,91 3 3 B 3 L
L I s 0, 62 ln 1,12 1,12 B 2 2 qs B 1 v ' P 1 v ' I ' I ' e s emb s emb E' E'L 500 1 0,352 1,12 0,91 3, 7 103 3, 7 mm 3 40 10 3
Argila A partir do embutimento (z=1,5 m) encontra-se o tamanho equivalente da sapata no topo da camada de argila. Usando o Método 2:1: (Aceitável desde que z >B).
A largura equivalente – topo da argila = B + Z = 3 + 2.5 = 5.5 m (B=L)
'emb 1 0, 08
2,5 4 1 1 0,92 5,5 3
Para o cálculo do recalque imediato na argila – usa-se parâmetros não drenados: v = vu = 0.5.
u 0,5 e
P 1 u2 Eu L
I s 'emb
500 1 0,5 1,12 0,92 8,8 103 8,8mm 8000 5,5
Passo 3 - Calcule o recalque de consolidação da argila.
e wGs 0,55 2, 7 1, 49
sat
Gs e 2, 7 1, 49 w 9,8 16,5kN / m ³ 1 e 1 1, 49
Tensão efetiva no centro da camada de argila.
'zo 3 16 117 9,8 116,5 9,8 61,9kPa
Calcula-se o acréscimo de tensão no centro da camada de argila (z = 3.5 m).
3 2 m n 0, 43 ; I z 0, 068 3,5
500 0, 068 15,1kPa 3² 'zo z 61,9 15,1 77kPa z 4
'zc OCR 'zo 1,3 61,9 80,5kPa 'zo z H ' z pc o Cr log zo 'zo 1 eo
2 77 0, 09 log 6,9 103 m 6,9mm 1 1, 49 61,9
Passo 4 – Encontre o recalque total Recalque Total:
e sand c clay pc 3, 7 8,8 6,9 19, 4mm 20mm
Tem-se que a medida escolhida (B = 3m) resultou em conformidade com relação ao recalque, resta agora avaliar a capacidade de suporte (em problemas desta natureza, em geral não é problema).
Passo 5: Avaliar a capacidade de carga. O efeito do Nível d’água deve ser levado em consideração (z_água_menor que 3 m) Calcule a capacidade de carga pelo método de Meyerhof (poderia ser Vésic ?; Terzaghi ? Hansen ? Balla ? etc).
Areia (Análise em Termos de Tensão efetiva)
1 sin 32 3, 25; 1 sin 32 sq s 1 0,1 3, 25 1,33; Kp
1,5 1, 09 3 32 N q e tan 32 tan ² 45 23, 2; 3 N q 1 23, 2 1 22, 2
d q d 1 0,1 3, 25
N N q 1 tan 1, 4 32 22, 0
Calcule a capacidade de carga para o pior cenário de nível d’água (N.A na superfície do terreno).
qult D f N q 1 sq d q 0,5 B N s d ;
' 16 9,8 6, 2kN / m³ qult 7, 2 1,5 22, 2 1,33 1, 09 0,5 7, 2 3 22 1,33 1, 09 692kPa 500 55, 6kPa 3² qult 692 FS 15, 4 1,5(ok !) a max D f 55, 6 7, 2 1,5
a max
L arg ura _ Equivalente B z1 3 2,5 5,5m
max
500 16,5kPa 5,5²
Argila (Análise em Termos de Tensão Total) Uso da Equação de Skempton:
D B qult 5su 1 0, 2 f 1 0, 2 B L 4 3 5 40 1 0, 2 1 0, 2 304kPa 3 3 304 FS 18, 4 3(ok !) 16,5
Argila (Análise em Termos de Tensão Efetiva) Método de Meyerhof:
1 sin 20 2; 1 sin 20 sq s 1 0,1 2 1, 2; Kp
4 1,19 3 20 N q e tan 20 tan ² 45 6, 4; 2 N q 1 6, 4 1 5, 4
d q d 1 0,1 2
N N q 1 tan 1, 4 20 2,9
' sat w 16,5 9,8 6, 7kN / m³ qult 6, 7 4 5, 4 1, 2 1,19 0,5 6, 7 2,9 1, 2 1,19 221kPa FS
221 13, 4 1,5(ok !) 16,5
O RECALQUE APRESENTOU MENORES FATORES DE SEGURANÇALOGO ESTE GOVERNA O PROJETO.
Capacidade de carga↔Recalque TEM DE SER AVALIADOS SEMPRE
EXERCÍCIOS – FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS ELEMENTOS DE PROJETO
K=Cc εi=eo
