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FUNDAÇÕES Notas de Aula Prof. Dr. Paulo J. R. Albuquerque Prof. Dr. Luiz. R. Cavicchia Profa. MSc. Bárbara Nardi Melo Fevereiro/2016 ii SUMÁRIO 1. INTRODUÇÃO ................................................................................... 1 2. A MECÂNICA DOS SOLOS ..................................................................... 1 3. A ÁREA DE FUNDAÇÕES ...................................................................... 2 3.1. Termos .................................................................................................... 4 4. TIPOS DE FUNDAÇÕES ......................................................................... 5 4.1 Fundações Rasas ou Diretas (H 2B) .......................................................... 5 4.1.1. Blocos de Fundação ............................................................................ 6 4.1.2. Sapatas de Fundação .......................................................................... 6 4.1.3. Radier ................................................................................................ 7 4.2. Fundações Profundas ................................................................................ 8 4.2.1. Estacas ............................................................................................... 8 4.2.3. Tubulões ............................................................................................ 8 5. INTERAÇÃO SOLO – FUNDAÇÃO ........................................................... 11 5.1. Caso geral .............................................................................................. 11 5.2. Casos típicos .......................................................................................... 11 5.2.1. Fundação rasa ou direta (H ≤ 2.B ) .................................................... 11 5.2.2. Fundações profundas (H > 2B) .......................................................... 12 6. INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO PARA FUNDAÇÕES ......................................... 13 6.1. Introdução .............................................................................................. 13 6.2. Subsídios mínimos a serem fornecidos pelo programa de investigação do subsolo ............................................................................................................. 14 6.2.1. Informações que se buscam em um programa de prospecção ........... 15 6.2.2. Coeficientes de Segurança ................................................................ 15 6.2.3. Tipos de Prospecção Geotécnica ....................................................... 16 6.2.3.1. Processos Indiretos .......................................................................... 16 6.2.3.2. Processos Semi-Diretos .................................................................... 16 6.2.3.3. Processos Diretos ............................................................................. 16 6.2.3.3.1. Poços ................................................................................... 16 6.2.3.3.2. Trincheiras ........................................................................... 16 6.2.3.3.3. Sondagens a Trado ............................................................... 16 6.2.3.3.4. Sondagens de Simples Reconhecimento (SPT) e (SPT-T)......... 17 6.2.3.3.5. Sondagens Rotativas............................................................. 23 6.2.3.3.6 Sondagens Mistas .................................................................. 24 6.2.4. Prospecção Geofísica ........................................................................ 24 6.2.4.1. Resistividade Elétrica ........................................................................ 24 6.2.4.2. Sísmica de Refração ......................................................................... 24 iii 6.2.5. Métodos Semi-diretos ...................................................................... 25 6.2.5.1. Vane Test ......................................................................................... 25 6.2.5.2. Penetrômetros ................................................................................. 27 6.2.5.3. Ensaio Pressiométrico ...................................................................... 29 6.3. Programação da Investigação do Subsolo ................................................ 30 6.3.1. Número mínimo de sondagens ......................................................... 30 6.3.2. Profundidade das sondagens ............................................................ 31 7. CAPACIDADE DE CARGA DE FUNDAÇÃO DIRETA ........................................ 31 7.1. Fórmulas de Capacidade de Carga .......................................................... 32 7.1.1. Fórmula Geral de Terzaghi (1943 ) .................................................... 32 7.1.1.1. Ruptura Geral (areias compactas e argilas duras) .............................. 33 7.1.1.2. Ruptura Local (areias fofas e argilas moles) ...................................... 35 7.1.1.3. Ruptura Intermediária (areias medianamente compactas e argilas médias)....................................................................................................... 36 7.1.2. Fórmula de Skempton (1951) - Argilas.............................................. 36 7.1.3. Coeficientes de redução dos fatores de capacidade de carga para esforços inclinados ........................................................................................ 37 7.1.4. Influência do Nível d’Água ................................................................ 38 7.2. Método da NBR 6122/96 ........................................................................ 39 7.2.1.– Correção para Solo Arenoso (Classe de 4 a 9) .................................. 39 7.2.2. Correção para solo argiloso (Classe de 10 a 15) ................................ 40 7.2.3. Para qualquer solo ............................................................................ 40 7.3. Prova de Carga em Fundação Direta ou Rasa........................................... 41 8. RECALQUES DE FUNDAÇÕES DIRETAS ..................................................... 42 8.1. Introdução .............................................................................................. 42 8.2. Recalques de Estruturas .......................................................................... 43 8.3. Efeito de Recalques em Estruturas ........................................................... 45 8.3.1.Recalques Admissíveis das Estruturas ................................................ 45 8.3.2. Causas de Recalques ........................................................................ 46 8.3.3. Recalques Limites (Bjerrum – 1963) .................................................. 46 8.4. Pressões de Contato e Recalques ............................................................ 47 8.4.1. Solos Arenosos ................................................................................. 47 8.4.2. Solos Argilosos ................................................................................. 48 8.5. Cálculo dos Recalques ............................................................................ 49 8.5.1. Recalques por Adensamento – Solos Argilosos .................................. 50 8.5.2. Recalque Elástico .............................................................................. 51 8.5.3. Recalque – Método de Schmertman (1970) ........................................ 54 9. INFLUÊNCIA DAS DIMENSÕES DAS FUNDAÇÕES ........................................... 55 iv 9.1. Nos resultados das fórmulas de cálculo de recalques .............................. 559.1.1.Recalques elásticos ............................................................................ 55 9.1.2.Recalques por adensamento .............................................................. 56 9.2. Nos resultados das fórmulas de cálculo de capacidade de carga .............. 56 9.2.1. Fórmula geral de Terzaghi ................................................................ 56 9.2.2. Fórmula de Skempton ....................................................................... 57 9.3. Nos Resultados das Provas de Carga ....................................................... 57 9.3.1. Solos argilosos ................................................................................. 58 9.3.2. Solos arenosos ................................................................................. 59 9.3.3. Observações ..................................................................................... 60 10. DIMENSIONAMENTO DE FUNDAÇÕES POR SAPATAS ................................... 61 10.1.Sapatas Isoladas .................................................................................... 62 10.2. Sapatas Associadas ............................................................................... 65 10.3. Sapatas de Divisa .................................................................................. 66 11. FUNDAÇÕES PROFUNDAS ................................................................. 73 11.1 Tubulões ............................................................................................... 73 11.1.1. Tubulões a céu aberto .................................................................... 74 11.1.1.1. Sem revestimento........................................................................... 74 11.1.1.2. Com Revestimento ......................................................................... 75 11.1.1.3. Tubulões a Ar Comprimido ou Pneumáticos .................................... 76 11.1.2. Capacidade de Carga dos Tubulões ................................................ 77 11.1.2.1. Solos Arenosos .............................................................................. 78 11.1.2.2. Solos Argilosos ( ≈ 0) ................................................................... 78 11.1.2.3. Considerações finais ...................................................................... 79 11.1.2.4. Ensaio de campo – SPT e CPT ......................................................... 80 11.1.2.5. Solos Coesivos - Resistência de Base .............................................. 80 11.1.2.6. Solos não coesivos – Resistência de Base ........................................ 80 11.1.3. Dimensionamento de Tubulões ....................................................... 81 11.1.3.1. Tubulão Isolado ............................................................................. 81 11.1.3.2. Superposição de Bases ................................................................... 83 11.1.3.2.1. Uma falsa Elipse ................................................................. 84 11.1.3.2.2. Duas Falsas Elipses ............................................................. 85 11.1.3.3. Pilares de Divisa ............................................................................. 86 11.1.4. Cálculo do Volume de Concreto ...................................................... 87 11.1.4.1. Tubulão com base circular.............................................................. 87 11.1.4.2. Tubulão com base em “falsa elipse” ................................................ 87 11.2. Estacas de Fundação ............................................................................. 88 11.2.1. Classificação das Estacas ................................................................ 88 v 11.2.1.1. Estacas de Sustentação ................................................................... 88 11.2.1.1.1. Forma de Trabalho de Sustentação ..................................... 89 11.2.2. Implantação ................................................................................... 90 11.2.2.1. Moldadas “in-loco” ......................................................................... 90 11.2.2.1.1. Estacas brocas – trado manual (acima do NA) ...................... 90 11.2.2.1.2. Estaca escavada mecanicamente (s/lama bentonítica) ......... 91 11.2.2.1.3. Estaca escavada (c/lama bentonítica) .................................. 91 11.2.2.1.4. Estaca raiz .......................................................................... 93 11.2.2.1.5. Estaca Strauss .................................................................... 95 11.2.2.1.6. Estaca Apiloada .................................................................. 97 11.2.2.1.7. Estaca Hélice Contínua (monitorada) ................................... 98 11.2.2.1.8. Estaca Hélice Segmentada (monitorada) .............................. 99 11.2.2.1.9. Estaca Ômega (monitorada) .............................................. 100 11.2.2.1.10. Estacas Franki (abaixo do NA) ......................................... 101 11.2.2.1.11. Estacas Simplex (abaixo do NA) ...................................... 103 11.2.2.2. Cravadas ...................................................................................... 103 11.2.2.2.1. Madeira ............................................................................ 104 11.2.2.2.2. Metálicas .......................................................................... 105 11.2.2.2.3. Concreto: ......................................................................... 107 11.2.2.2.4. Estacas Prensadas (Mega) ................................................. 111 11.2.2.2.5. Estacas Mistas .................................................................. 112 11.2.3. Capacidade de Carga de Estacas Isoladas ...................................... 112 11.2.3.1. Fórmulas Estáticas ....................................................................... 113 11.2.3.1.1. Fórmulas Teóricas ............................................................ 114 11.2.3.2. Fórmulas Dinâmicas ..................................................................... 117 11.2.3.3. Provas de Carga ........................................................................... 119 11.2.3.4. Fórmulas Semi-Empíricas ............................................................. 119 11.2.3.4.1. Método de AOKI & VELLOSO (1975) .................................. 119 11.2.3.4.2. Método de DÉCOURT & QUARESMA (1978) ........................ 122 11.2.4. Dimensionamento ........................................................................ 124 11.2.5. Estacas Isoladas e Grupos de Estacas. ........................................... 132 11.2.5.1. Fórmula das Filas e Colunas ......................................................... 133 11.2.5.2. Fórmula de Converse-Labarre ...................................................... 134 11.2.5.3. Método de Feld ............................................................................ 135 12. ESCOLHA DO TIPO DE FUNDAÇÃO ..................................................... 135 12.1. Deverão ser conhecidas no mínimo: .................................................... 135 12.2. Critérios de decisão: ........................................................................... 136 12.3. Etapas para estudo de uma fundação: ................................................. 136 12.4. Limitações de alguns tipos de fundações profundas. ........................... 138 vi REFERÊNCIAS BIBLOGRÁFICAS ....................................................... 139 Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo1 1. INTRODUÇÃO A Engenharia Civil é uma área que apresenta problemas cujas soluções devem ser frutos da teoria, pesquisa, prática, experiência e julgamento pessoal ao mesmo tempo. Além disso, o engenheiro é frequentemente obrigado pelas circunstâncias a extrapolar além de sua experiência, e a partir daí o julgamento pessoal e o bom senso são primordiais. Independente do fato de que os métodos científicos, de maneira geral, não se desenvolveram o suficiente para tratar (resolver) os problemas de engenharia, existem dificuldades inerentes à sua própria aplicação aos problemas de engenharia civil. As mais comuns são o grande número de variáveis envolvidas, que somadas à grande escala em que os problemas de engenharia civil se desenvolvem, tornam o controle das operações e experimentos de campo extremamente difíceis. 2. A MECÂNICA DOS SOLOS Os problemas do engenheiro civil, em sua grande parte, agravam-se quando é preciso descer abaixo da superfície do terreno. Acima da superfície, suas construções também podem apresentar problemas, mas é abaixo da superfície do terreno que seus problemas se multiplicam. O grau de incerteza aumenta, e a experiência acumulada com os problemas análogos já vivenciados torna-se um guia duvidoso. Sondagens e outras investigações de subsolo fornecem subsídios, porém mesmo assim as surpresas podem acontecer, pois a natureza não usou controle de qualidade para a formação dos solos. Pode-se dizer, sem receio de errar, que o estudo dos solos envolve mais variáveis do que qualquer outro material de construção. Outro aspecto que não pode ser esquecido é que, além da grande variação dos solos em planta e profundidade, as suas propriedades também podem ser modificadas pela utilização dos diferentes métodos construtivos necessários à implantação das próprias construções. No passado, as dificuldades existentes para trabalhar com os solos acabaram por estigmatizá-los como “materiais problemáticos”, pois além de tudo eles não se comportavam de acordo com as teorias existentes. Por causa disso, muitos dos problemas decorrentes do comportamento dos solos eram encarados como “Atos de Deus” ou “ Manifestações da Natureza ”. A Mecânica dos Solos pode ser encarada como a ciência que estuda as propriedades de engenharia dos solos. Com o desenvolvimento da Mecânica dos Solos, muitas das atitudes do passado mudaram, e muito embora os problemas Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 2 relativos ao comportamento dos solos não tenham sido todos resolvidos, já existem explicações racionais para grande parte deles. De maneira geral, o engenheiro está interessado em determinar a resistência, a compressibilidade (ou deformabilidade) e a permeabilidade dos solos. Ele necessita de uma solução que seja praticamente viável, e às vezes as sofisticadas soluções matemáticas não são aplicáveis a seus problemas; e os solos, por sua vez, nem sempre se comportam estritamente de acordo com elas (White – 1.936: “Nature has no contract to agree with Mathematics”). 3. A ÁREA DE FUNDAÇÕES O que é uma fundação? É um sistema formado pelo terreno (maciço de solo) e pelo elemento estrutural de fundação que transmite a carga ao terreno pela base ou fuste, ou combinação das duas. Toda obra de engenharia necessita de uma base sólida e estável para ser apoiada. Entende-se por obra de engenharia: edifício de apartamentos, galpão, barracão, ponte, viaduto, rodovia, ferrovia, barragem de terra ou concreto, porto, aeroporto, estação de tratamento de água, etc. Base sólida e estável: apoio que proporcione condições de segurança quanto à ruptura e deformações. É importante lembrar que os solos situados sob as fundações se deformam, e que, consequentemente, toda fundação sofre recalques, devido ao acréscimo de tensões introduzido por uma obra de engenharia no solo de fundação, e que a todo acréscimo de tensões corresponde uma deformação. O importante é que não sejam ultrapassadas as deformações limites (admissíveis), que cada edificação pode suportar sem prejuízo de sua utilização pelo tempo previsto para tal. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 3 O colapso de uma obra de engenharia pode ocorrer de duas maneiras diferentes: por ruptura ou por deformação excessiva do terreno de fundação. Exemplos de obras de engenharia com problemas de deformações excessivas, sem que, no entanto, tenham entrado em processo de ruptura: pavimentos que apresentam trincas e rachaduras, degraus nos acessos de pontes e viadutos, desaprumo acentuado (visível a olho nu) de vários edifícios em Santos etc. Como qualquer outro material estrutural, o solo chega à ruptura se as cargas impostas ultrapassam um determinado valor. Na verdade, o engenheiro geotécnico tem que levar em consideração a ruptura do solo e também a ruptura da própria edificação que está construindo, que não necessariamente são coincidentes ou ocorrem com a aplicação das mesmas tensões. Na prática, para a solução dos problemas, é conveniente que sejam considerados dois tipos de colapsos: . Colapso catastrófico, que ocorre quando a resistência do solo é ultrapassada e a fundação afunda rapidamente no solo. A edificação é geralmente destruída ou inutilizada. . Colapso funcional da edificação, quando ela é impedida de cumprir com a finalidade para a qual foi projetada. Este segundo tipo de colapso resulta de recalques relativamente lentos e pode ocorrer algum tempo após a finalização da construção, e as tensões aplicadas no solo podem ser bem menores que as necessárias para causar o colapso catastrófico. Para prevenir o colapso catastrófico, é necessário que as cargas aplicadas ao solo (TRAB) estejam abaixo da tensão de ruptura (RUP) do solo. A relação RUP / TRAB = C.S. é o coeficiente de segurança contra o colapso catastrófico (ou ruptura). Teoricamente, qualquer coeficiente de segurança maior que 1,0 pode ser suficiente para prevenir a ruptura. Na prática, o coeficiente de segurança deve ser muito bem estudado, pois está sujeito a vários fatores, tais como: variação nas cargas previstas, heterogeneidades não previstas no subsolo etc. De qualquer maneira, a resolução de um problema de fundação implica necessariamente na busca da solução de dois problemas conceitualmente diferentes: o problema da ruptura e o problema das deformações excessivas. Para que as fundações apresentem comportamento compatível com as obras para as quais servirão de base, os estudos e projetos deverão ser executados por engenheiros especializados. Para que estes estudos sejam feitos de maneira satisfatória, é necessário que sejam conhecidos, com detalhes, no mínimo: . Grandeza, natureza e locação das cargas que serão descarregadas nas fundações; Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 4 . Detalhes sobre as deformações admissíveis da edificação; . Tipo de solo, espessura, profundidade e resistência das camadas que constituem o subsolo local; . Localização do nível d’ água do lençol freático (N.A.). Os dados do subsolo podem ser levantados a partir de sondagens feitas no terreno, com coleta de amostras e avaliação da localização do nível d’ água. 3.1. TERMOS 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 Nega – penetração permanente de uma estaca, causada pela aplicação de um golpe do pilão. Em geral é medida por uma série de 10 golpes. Ao ser fixada ou fornecida, deve ser acompanhada do peso do pilão e da altura de queda ou da energia de cravação (martelo automático). Repique – parcela elástica do deslocamento máximo de uma secção da estaca, decorrente da aplicação de um golpe do pilão. 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 da fundação. 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 estrutural da fundação. 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 lhe são aplicadas. Recalque – movimento vertical descendente de um elemento estrutural. Quando o movimento for ascendente, denomina-se levantamento. Recalque diferencial específico – relação entre as diferenças dos recalques de dois apoios e a distância entre eles. Viga de equilíbrio – 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 – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 5 fundações. Da utilização de viga de equilíbrio resultam cargas nas fundações, diferentes das cargas dos pilares nelas atuantes. 4. TIPOS DE FUNDAÇÕES Fundações Rasas ou Diretas Fundações Profundas 4.1 FUNDAÇÕES RASAS OU DIRETAS (H 2B) 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 (B). Incluem-se neste tipo de fundação as sapatas, os blocos, os radiers, as sapatas associadas e as sapatas corridas. 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 solo, a não ser que sejam feitos estudos considerando-se as tensões a serem aplicadas pelas fundações e a possibilidade de encharcamento do solo. Figura 4.1 – Detalhe de fundação rasa. . Fundações rasas ou diretas : H 2B. . Fundações profundas : H 2B. B H L B CORTE PLANTA P Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 6 4.1.1. BLOCOS DE FUNDAÇÃO Figura 4.2 – Bloco de fundação. Figura 4.3 – Bloco escalonado. Blocos de fundação Assumem a forma de bloco escalonado, ou pedestal, ou de um tronco de cone. Alturas relativamente grandes e resistem principalmente por compressão. 4.1.2. SAPATAS DE FUNDAÇÃO Figura 4.4 – Sapata isolada. CORTE PLANTA h B H P Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 7 Figura 4.5. – Sapata. Sapatas (isoladas ou associadas) . São elementos de apoio de concreto, de menor altura que os blocos, que resistem principalmente por flexão. Sapatas podem ser: - circulares - (B =) - quadradas - (L = B) - retangulares - (L > B) e (L 3B ou L 5B) - corridas - (L > 3B ou L > 5B) 4.1.3. RADIER Quando todos pilares de uma estrutura transmitirem as cargas ao solo através de uma única sapata. Este tipo de fundação envolve grande volume de concreto, é relativamente onerosa e de difícil execução. Quando a área das sapatas ocuparem cerca de 70 % da área coberta pela construção ou quando se deseja reduzir ao máximo os recalques diferenciais. Figura 4.6 – Radier. B h S H L B P CORTE PLANTA Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 8 Figura 4.7 – Rigidez. 4.2. FUNDAÇÕES PROFUNDAS 4.2.1. ESTACAS Elementos bem mais esbeltos que os tubulões, caracterizados pelo grande comprimento e pequena secção transversal. São implantados no terreno por equipamento situado à superfície. São em geral utilizados em grupo, solidarizadas por um bloco rígido de concreto armado (bloco de coroamento). P RL + RP onde RL = Resistência Lateral e RP = Resistência de Ponta Estacas quanto ao carregamento: Ponta, Atrito, Ação Mista, Estacas de Compactação, Estacas de Tração e Estacas de Ancoragem Figura 4.8 – Estacas. 4.2.3. TUBULÕES São elementos de fundação profunda construídos concretando-se um poço (revestido ou não) aberto no terreno, geralmente dotado de base alargada. Diferenciam-se das estacas porque em sua etapa final é necessário a descida de um operário para completar a geometria ou fazer a limpeza. De acordo com a NBR 6122/96 deve-se evitar alturas hb superiores a 2m. Deve-se evitar trabalho Mais rígido Mais flexível P1 P2 P3 P4 P5 Bloco de Capeamento P H CORTE PLANTA Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 9 simultâneo em bases alargadas de tubulões, cuja distância, seja inferior o diâmetro da maior base. Quando é necessário executar abaixo do NA utiliza-se o recurso do ar comprimido. a) A céu aberto - Revestido - Não revestido São em geral utilizados acima do nível d’água. b) Pneumáticos ou Ar Comprimido - Revestimento de concreto armado - Revestimento de aço (Benoto). São utilizados abaixo do nível d’água. Observações: Em uma fundação por tubulões, é necessária a descida de um técnico para inspecionar o solo de apoio da base, medidas de fuste e base, verticalidade, etc. Em geral, apenas um tubulão já absorve a carga total de um pilar. Figura 4.9 – Geometria do tubulão. P Bloco (quando necessário) Revestimento (quando necessário) Fuste Base d H h B D D d CORTE PLANTA Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 10 Figura 4.10 – Base de um tubulão. Figura 4.11 – Tubulão a ar comprimido. Figura 4.12 – Execução de tubulão ar comprimido. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 11 5. INTERAÇÃO SOLO – FUNDAÇÃO O problema da interação das fundações com o subsolo é estudado partindo-seda premissa de que a fundação é um corpo rígido imerso num meio aproximadamente elástico (solo). 5.1. CASO GERAL 5.2. CASOS TÍPICOS 5.2.1. FUNDAÇÃO RASA OU DIRETA (H ≤ 2.B ) . P ≤ RL + RP . rL≈ 0 . rP > 0 . P ≤ RP B H P CORTE rP . P ? RL + RP . rL? 0 . rP > 0 . P ? RP H r Lat r Lat r P P P R Lat + R P R Lat = A Lat . r Lat R P = A Base . r P A Lat = área lateral A Base = área da ponta ou base r Lat = resistência lateral unitária r P = resistência de ponta unitária B = menor dimensão da fundação B Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 12 Neste caso, a resistência lateral é desprezada principalmente por causa da incerteza de sua mobilização à medida que o tempo passa, com as possíveis infiltrações de água, etc. A resistência de ponta é mais apropriadamente denominada de resistência de base. 5.2.2. FUNDAÇÕES PROFUNDAS (H > 2B) 1o caso. . P ≤ RL + RP . rL ≈ 0 (desprezada) . rP > 0 . P ≤ RP 2o caso. P ≤ RL + RP rL > 0 rP ≈ 0 (desprezado) P ≤ RL rP Camada resistente Camadas de baixa resistência P . P ? RL + RP . rL ? 0 (desprezada) . rP > 0 . P ? RP Camadas de média resistência P rL rL . P ? RL + RP . rL > 0 . rP ? 0 (desprezado) . P ? RL Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 13 Neste caso, as estacas são chamadas de estacas flutuantes ou estacas de atrito. 3o caso P ≤ RL + RP rL > 0 rP > 0 6. INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO PARA FUNDAÇÕES 6.1. INTRODUÇÃO As obras civis só podem ser convenientemente projetadas, depois de um conhecimento adequado da natureza e da estrutura do terreno que vão ser implantadas. A não observação de certos princípios de investigação ou mesmo negligência diante de obtenção de informações acerca do subsolo tem conduzido ruínas totais ou parciais em obras. O custo de um programa de um programa de prospecção bem conduzido situa-se entre 0,5 a 1% do valor da obra. Projetos geotécnicos de qualquer natureza são normalmente executados com base em ensaios de campo, cujas medidas permitem uma definição satisfatória da estratigrafia do subsolo e uma estimativa realista das propriedades geo-mecânicas dos materiais envolvidos. A solução do problema de fundação de qualquer obra de engenharia (ponte, viaduto, edifício, residência, rodovia, ferrovia, porto, aeroporto, barragem, galpão, residência etc.), requer o conhecimento prévio das características do subsolo no local a ser estudado. Para tanto, é necessário que seja adequadamente programada a investigação do subsolo no local da obra a ser construída. Camada resistente Camadas de média resistência rP P rL rL . P ? RL + RP . rL > 0 . rP > 0 Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 14 Essa programação deve ser função da necessidade do conhecimento do subsolo para o tipo de obra de engenharia a ser construído. Na prática, porém, outros fatores influem num programa de investigação do subsolo: tipo, porte e valor da obra, disponibilidade de equipamento, tempo disponível para a investigação, verba destinada aos serviços, heterogeneidades encontradas á medida que os serviços vão sendo executados etc. 6.2. SUBSÍDIOS MÍNIMOS A SEREM FORNECIDOS PELO PROGRAMA DE INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO De acordo com vários autores, e com as necessidades práticas mais comumente encontradas, os requisitos mínimos necessários para a elaboração de um projeto de fundações são: a. Determinação dos tipos de solo que ocorrem nas diferentes profundidades (camadas). b. Determinação das condições de resistência (compacidade e/ou consistência) de cada tipo de solo. c. Determinação da cota do plano superior e da espessura de cada camada do subsolo. d. Avaliação da orientação dos “planos” (superfícies) que separam as diversas camadas. e. Informação detalhada sobre a ocorrência de água no subsolo, horário de esgotamento da perfuração, horário de medida do N. A., artesianismo etc. Para isto, é necessária a execução de perfurações (sondagens) até a profundidade desejada, com a simultânea retirada de amostras dos solos encontrados ao longo da perfuração. A seguir, são apresentadas algumas sugestões que podem auxiliar nas diretrizes a serem adotadas para a elaboração de uma programação de sondagens. Para a determinação dos tipos de solo que ocorrem nas diferentes camadas, são necessárias amostras que detenham a granulometria do solo. Normalmente, as amostras sofrem uma classificação táctil-visual em campo e caracterização em laboratório (granulometria, limites de consistência, cor etc). Para a determinação das condições de compacidade e consistência, têm sido empregados métodos empíricos e, quando necessário, ensaios de laboratório. Os parâmetros compacidade e consistência podem ser avaliados através de comparação com a resistência à penetração medida durante a execução de sondagens. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 15 Para a determinação da cota do plano superior e espessura da camada, devem ser observados os solos que vão sendo coletados ou removidos à medida que a perfuração avança. Amostragem feita a cada metro já elimina erros grosseiros e é suficiente para a maioria dos casos. A avaliação da orientação dos planos de separação das camadas pode ser conseguida através da distribuição cuidadosa dos pontos de sondagem em planta. A ocorrência de água no subsolo pode ser verificada durante o avanço da sondagem. É simples para solos arenosos, e mais difícil para solos argilosos. Subsolos com camadas alternadas de areia e argila podem apresentar mais de um N.A. (lençóis empoleirados). O artesianismo também é muito importante e pode mascarar a verdadeira profundidade do N.A. 6.2.1. INFORMAÇÕES QUE SE BUSCAM EM UM PROGRAMA DE PROSPECÇÃO a – Área em planta, profundidade e espessura da camada de solo identificado; b – Compacidade dos solos granulares e a consistência dos coesivos; c – Profundidade do topo da rocha e suas características (litologia, área em planta, profundidade, grau de decomposição etc); d – Localização do NA; e – Extração de amostras indeformadas (ensaios mecânicos do solo). 6.2.2. COEFICIENTES DE SEGURANÇA A adoção de fatores de segurança é parte determinante de projetos geotécnicos, utilizados com o objetivo de compatibilizar os métodos de dimensionamento às incertezas decorrentes das hipóteses simplificadoras adotadas nos cálculos, estimativas de cargas de projetos e previsões de propriedades mecânicas do solo. Apresentam-se a seguir o fator condicionante da magnitude do fator de segurança ao tipo de obra. Quadro 6.1 – Fatores de segurança Tipo de Estrutura Investigação precária Investigação Normal Investigação Precisa Monumental 3,5 2,3 1,7 Permanente2,8 1,9 1,5 Temporária 2,3 1,7 1,4 Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 16 6.2.3. TIPOS DE PROSPECÇÃO GEOTÉCNICA 6.2.3.1. PROCESSOS INDIRETOS Não fornecem os tipos de solos prospectados, mas somente correlações entre estes e suas resistividades elétricas e suas velocidades de propagação de ondas sonoras. Resistividade elétrica Sísmica de refração 6.2.3.2. PROCESSOS SEMI-DIRETOS Fornecem características mecânicas dos solos prospectados. Os valores obtidos possibilitam por meios de correlações indiretas informações sobre as naturezas dos solos. Vane Test Cone de penetração estática (CPT) Ensaio pressiométrico 6.2.3.3. PROCESSOS DIRETOS Permitem o reconhecimento do solo prospectado mediante análise de amostras, provenientes de furos executados, estas fornecem subsídios para um exame táctil-visual, além de executar ensaios de caracterização. 6.2.3.3.1. POÇOS Os poços são perfurados manualmente, com auxílio de pás e picaretas. Para que haja facilidade de escavação, o diâmetro mínimo deve ser da ordem de 60cm. A profundidade atingida é limitada pela presença do NA ou desmoronamento, quando então se faz necessário revestir o poço. Os poços permitem um exame visual das camadas do subsolo e de suas características de consistência e compacidade, por meio do perfil exposto em suas paredes. Permitem também a coleta de amostras indeformadas, em forma de blocos. 6.2.3.3.2. TRINCHEIRAS As trincheiras são valas profundas, feitas mecanicamente com o auxílio de escavadeiras. Permitem um exame visual contínuo do subsolo, segundo uma direção e, tal como nos poços, pode-se colher amostras indeformadas. 6.2.3.3.3. SONDAGENS A TRADO O trado é um equipamento manual de perfuração. Compõe-se de uma barra de torção horizontal conectada por uma luva T a um conjunto de hastes de avanço, em cuja extremidade se acopla uma cavadeira ou uma broca, geralmente em espiral. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 17 A prospecção por trado é de simples execução, rápida e econômica. No entanto, as informações obtidas são apenas do tipo de solo, espessura de camada e posição do lençol freático. As amostras colhidas são de deformadas e situam-se acima do NA. Figura 6.1 – Tipos de trado 6.2.3.3.4. SONDAGENS DE SIMPLES RECONHECIMENTO (SPT) E (SPT-T) O método de sondagem à percussão é o mais empregado no Brasil, é uma ferramenta rotineira e econômica, empregada em todo o mundo, permitindo a indicação da densidade de solos granulares, também aplicado à identificação da consistência de solos coesivos e mesmo de rochas brandas. O SPT (Standard Penetration Test) constitui-se de resistência dinâmica conjugada a uma sondagem de simples reconhecimento. A perfuração é realizada Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 18 por tradagem ou circulação de água utilizando-se um trépano de lavagem como ferramenta de escavação. As amostras representativas do solo são coletadas a cada metro de profundidade por meio de amostrador-padrão, diâmetro externo de 50mm. O procedimento de ensaio consiste na cravação deste amostrador no fundo de uma escavação (revestida ou não), usando um peso de 65kg, caindo de uma altura de 750mm. O valor do NSPT é o número de golpes necessário para fazer o amostrador penetrar 30cm, após uma cravação inicial de 15cm. As sondagens de reconhecimento do subsolo baseiam-se na energia necessária para a cravação de um amostrador padrão no terreno. Este amostrador, à medida em que é cravado, recolhe as amostras necessárias à identificação dos diferentes tipos de solo que ocorrem nas profundidades alcançadas. A energia é medida pela queda de um peso padrão, que cai em “queda livre” de uma altura padrão sobre uma haste, em cuja extremidade inferior está situado um amostrador padronizado. A haste também é padronizada. No Brasil, a execução destas sondagens está normalizada pela ABNT através da NBR 6484. Os valores fixados para os parâmetros envolvidos são : . Peso : 65 Kg . Altura de queda : 75 cm . Amostrador : diâmetro externo – ext = 2 ” e diâmetro interno – ext = 1 3/8” NSPT : número de golpes necessários à cravação dos 30cm finais de uma cravação total de 45cm do amostrador padrão, desprezados os 1os 15 cm de penetração. Hastes : tubos de aço “schedulle” com 1” de diâmetro interno e massa de 3,2kg/m . É muito importante ter em mente que mesmo as obras de engenharia de pequeno porte, mais simples, menores ou menos importantes, necessitam de uma programação adequada para a investigação do subsolo em que deverão ser apoiadas, para que o projeto das suas fundações possa ser técnica e economicamente o mais apropriado. A execução das sondagens à percussão é o mínimo aceitável como investigação geotécnica para qualquer obra de engenharia. Na figura seguinte é apresentado esquematicamente o equipamento para a execução de sondagens à percussão. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 19 Figura 6.2 – Equipamentos empregados nos ensaios. Figura 6.3 - vista do tripé, martelo e cabeça de bater. Roldana Peso Guia Haste Tripé Corda Perfuração Amostrador SUBSOLO Revestimento Bica Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 20 Figura 6.4 – Amostrador e marcação dos 15cm. Figura 6.5 – Perfuração por lavagem. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 21 A correlação do número de golpes com a resistência dos solos é feita para os solos predominantemente argilosos e para os predominantemente arenosos. Quadro 6.2 - Solos argilosos. SPT ARGILAS RC (kPa) c = RC / 2(kPa) < 2 Muito moles < 25 < 12,5 2 a 4 Moles 25 a 50 12,5 a 25 5 a 8 Médias 50 a 100 25 a 50 9 a 15 Rijas 100 a 200 50 a 100 16 a 30 Muito rijas 200 a 400 100 a 200 > 30 Duras > 400 > 200 Quadro 6.3- Solos arenosos. S P T AREIAS < 4 Muito fofas 4 a 10 Fofas 11 a 30 Medianamente compactas 31 a 50 Compactas > 50 Muito compactas Figura 6.6 – Vista do caminhão de execução da sondagem SPT – Mecânico. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 22 Figura 6.7 - Execução da sondagem SPT – Mecânico. O SPT-T foi proposto por Ranzini em 1988. Esse ensaio consiste na execução do ensaio SPT, normatizado pela Associação Brasileira de Normas Técnicas (NBR 6484) e, logo depois de terminada a cravação do amostrador, é aplicada uma rotação ao conjunto haste-amostrador com o auxílio de um torquímetro, Figura 6.8. Durante a rotação, toma-se à leitura do torque máximo necessário para romper a adesão entre o solo e o amostrador, permitindo a obtenção do atrito lateral amostrador-solo (Peixoto, 2001). Torquímetro Adaptador Haste do amostradorDisco Centralizador Tubo de Revestimento “Bica” Figura 6.8 - Detalhe do torquímetro (Peixoto, 2001). Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 23 Figura 6.9 - Torquímetro. A medida do torque provavelmente possui a vantagem de não ser afetada pelas conhecidas fontes de erros do valor tradicional do SPT (contagem do número de golpes, altura de queda, peso da massa cadente, drapejamento e atrito das hastes, mal estado da sapata cortante, roldana, corda etc). Outra vantagem desse procedimento é a possibilidade de se obter um valor mais confiável da tensão lateral através do SPT e, por um custo adicional muito pequeno. Outra medida que também pode ser obtida é a do torque residual, que consiste em continuar girando o amostrador até que a leitura se mantenha constante, quando, então, faz-se uma segunda medida. Apresenta-se a seguir a equação para o calculo do atrito lateral a partir do torque. 032,041,336h T fT em que: “ Tf “ em kPa, “T“ em kN.m e “h“ em m 6.2.3.3.5. SONDAGENS ROTATIVAS É empregada na perfuração de rochas, de solos de alta resistência e matacões ou blocos de natureza rochosa. O equipamento compõe-se de uma haste metaliza rotativa, dotada, na extremidade, de um amostrador, que dispõe de uma coroa de diamante. O movimento de rotação da haste é proporcionado pela sonda rotativa que se constituiu de um motor, de um elemento de transmissão de um fuso que imprime às hastes os movimentos de rotação, recuo e avanço. É possível à retirada de testemunhos de rochas para avaliar, dentre outras coisas, a integridade estrutural do maciço rochoso. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 24 6.2.3.3.6 SONDAGENS MISTAS A sondagem mista é a conjugação do processo à percussão e rotativo. Quando os processos manuais forem incapazes de perfurar solos de lata resistência, matacões ou blocos de natureza rochosa usa-se o processo rotativo para complementar a investigação. 6.2.4. PROSPECÇÃO GEOFÍSICA Dentre os vários processos existentes, o da resistividade elétrica e o da sísmica de refração são os de uso freqüente. São processos rápidos e econômicos, principalmente em obras extensas. Propiciam resultados satisfatórios, quando se pretende determinar as profundidades do substrato. 6.2.4.1. RESISTIVIDADE ELÉTRICA Princípio de que vários materiais do subsolo possuem valores característicos de resistividade. São quatro eletrodos colocados na superfície do terreno. Sendo dois externos conectados a uma bateria e um amperímetro. Os centrais ligados a um voltímetro. A resistividade é medida a partir de um campo elétrico gerado artificialmente a partir de uma corrente elétrica no subsolo. Figura 6.10 – Sistema de funcionamento do ensaio. 6.2.4.2. SÍSMICA DE REFRAÇÃO Apoiam-se no princípio de que a velocidade de propagação de ondas sonoras é função do módulo de elasticidade do material, coeficiente de Poisson e a massa específica. Produz-se uma emissão sonora no terreno através de pancadas ou explosões, através de geofones registra-se o tempo gasto das ondas desde a explosão até a chegada aos geofones. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 25 6.2.5. MÉTODOS SEMI-DIRETOS Foram desenvolvidos por causa das dificuldades de amostrar certos tipos de solos, como areias puras e argilas moles. Não fornecem o tipo de solo, mas somente certas características de comportamento mecânico, obtidas mediantes correlações. 6.2.5.1. VANE TEST Também chamado de ensaio de palheta, foi desenvolvido para medir a resistência ao cisalhamento não drenado das argilas “in situ”. Consiste na cravação de uma palheta e medir o torque necessário para cisalhar o solo. Fornece uma idéia da sensibilidade da argila. Pode ser cravado diretamente no solo ou em furos de sondagens. O ensaio de palheta é utilizado para medir a resistência ao cisalhamento não drenada “in situ” dos solos argilosos. O equipamento necessário à execução do ensaio é constituído basicamente por algumas lâminas delgadas soldadas a uma haste, em cuja extremidade superior é aplicado um torque (momento) conhecido M, de valor suficiente para provocar a ruptura do solo no qual a palheta está inserida. O equipamento mais comum é o de quatro lâminas, que pode ser visto esquematicamente na figura em seguida. A rotação do equipamento configura no solo uma superfície de ruptura em forma de cilindro, com dimensões aproximadamente iguais às da palheta, isto é, altura H e diâmetro D. Na Figura 6.11 é mostrado o posicionamento do equipamento no subsolo a ser ensaiado, assim como um detalhe ampliado do mesmo com a superfície de ruptura formada pela sua rotação. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 26 Figura 6.11 – Esquema do ensaio. Figura 6.12 – Vane test. O momento total M terá que vencer as resistências mobilizadas no topo, base e superfície lateral do cilindro de ruptura, à medida que a palheta vai girando no solo. Topo Figura 1 – Ensaio de palheta a – o equipamento; b – posicionamento no subsolo; c – detalhes da superfície cilíndrica de ruptura Profundidade de ensaio Perfuração h R H H D Base Área lateral M M H D M Haste (a) (b) (c) Lâminas Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 27 6.2.5.2. PENETRÔMETROS Os penetrômetros podem ser dos tipos estáticos e dinâmicos. O penetrômetro estático é o mais usado atualmente. Os ensaios executados com o penetrômetro são conhecidos internacionalmente com várias denominações diferentes. Entre elas, as mais comuns são: Ensaio de penetração contínua ( E P C ) Deep sounding Diep sondering Cone penetration test (C P T ) etc. Também conhecido como “deep-sounding”, o CPT foi desenvolvido na Holanda com o propósito de simular a cravação de estacas. A resistência lateral é obtida pela diferença entre a resistência total, correspondente ao esforço estático, necessário para a penetração do conjunto numa extensão de aproximadamente 25cm, e a resistência de ponta, quando se crava somente 4cm da ponta móvel. A seguir, é apresentado um corte esquemático do penetrômetro. Os resultados são usualmente fornecidos em forma de gráfico, que apresentam as resistências de ponta ( rP ) e lateral ( rL ) em função da profundidade. Haste Externa Haste Interna Prolongamento Da Haste Externa Cone F i F e F e Execução do ensaio: . Quando a força Fi é aplicada, o cone é forçado a penetrar no terreno pela haste interna, e é medida então a resistência de ponta do terreno (rP) na profundidade de execução do ensaio. . Quando a força Fe é aplicada, a haste externa penetra no terreno até encostar na base do cone, e pode ser determinada a resistência lateral do terreno (rL) na profundidade de ensaio. . Quando as duas hastes são forçadas a penetrar no terreno, pode ser medida a resistência total na profundidadedesejada (r P + r L). Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 28 Figura 6.13 – Gráfico obtido no ensaio CPT. Figura 6.14 - Equipamento para ensaio de cone elétrico. r P r L r P r L Prof. (m) Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 29 Figura 6.15 – Detalhe da ponteira do cone elétrico. 6.2.5.3. ENSAIO PRESSIOMÉTRICO Tem o objetivo de módulo de elasticidade e a resistência ao cisalhamento dos solos e rochas. É uma célula que é introduzida em furos de sondagem, e esta ligada a aparelhos de medições de pressões e volumes. (Pressiômetro de Menard e CamkoMeter). Figura 6.16 – Detalhe do CamKoMeter. De acordo com Peixoto (2001), não é possível comparar diretamente os valores obtidos nos diferentes ensaios in situ, pois estão envolvidos, diferentes modelos de ensaio e também diversas condições no campo. SPT-T = sondagem a percussão com medida de torque CPT = cone de penetração PMT = pressiômetro DMT = dilatômetro de Marcheti VST = ensaio de palheta Figura 6.17 – Modelos de ensaios de campo (Peixoto, 2001) Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 30 6.3. PROGRAMAÇÃO DA INVESTIGAÇÃO DO SUBSOLO A programação de uma investigação do subsolo, para efeito do projeto da fundação de uma obra de engenharia, depende significativamente do tipo de obra a ser construída. Existem, no entanto, nas normas brasileiras, especificações relativas ao número mínimo de perfurações a serem feitas, assim como às profundidades mínimas a serem atingidas pelas sondagens. 6.3.1. NÚMERO MÍNIMO DE SONDAGENS De acordo com a norma brasileira, o número de perfurações deve ser de no mínimo 1 (um) para cada 200m2 de área construída, até 1200m2 de área. Entre 1200m2 e 2400m2, deverá ser feita mais uma perfuração para cada 400m2 que exceder 1200 m2. Acima de 2400m2, o número de perfurações será fixado de acordo com cada caso particular, a critério do responsável pelo projeto das fundações. Em quaisquer circunstâncias, o número mínimo de perfurações deverá ser de : para terrenos de até 200 m2. para terrenos entre 200 m2 e 400 m2. As especificações da Norma podem ser resumidas no Quadro 7.4: Quadro 6.4 – Quantidade de sondagens. ÁREA CONSTRUÍDA (m2) NÚMERO MÍNIMO DE PERFURAÇÕES < 200 2 ( 3 ) 200 a 400 3 400 a 600 3 600 a 800 4 800 a 1000 5 1000 a 1200 6 1200 a 1600 7 1600 a 2000 8 2000 a 2400 9 > 2400 A critério do projetista Não obstante os números recomendados pela Norma Brasileira, no caso particular de edificações com área até 200m2, o número de perfurações necessárias para proporcionar um conhecimento razoável da variação do subsolo em planta, é de no mínimo 3 (três), como assinalado na tabela. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 31 6.3.2. PROFUNDIDADE DAS SONDAGENS Segundo a norma, a profundidade mínima não deve ser inferior ao produto da menor dimensão do retângulo de menor área circunscrito à planta da edificação, por um coeficiente C, função da taxa média sobre o terreno (peso da obra dividido pela área da construção), isto é, profundidade mínima B x C. O coeficiente C é dado pelo Quadro 7.5 a seguir. Quadro 6.5 – Valores de coeficiente C. Pressões ( construidaÁrea obradaPeso ) (kN/m2) Coeficiente C Até 100 1,0 De 100 a 150 1,5 De 150 a 200 2,0 > 200 A critério do projetista Em resumo: PROF. MIN. B x C ou critério do projetista. Na prática, por segurança, costuma-se alcançar o “impenetrável ao equipamento de percussão”, atingindo profundidades maiores que as recomendadas pela norma. 7. 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. radm A determinação da tensão admissível dos solos é feita através das seguintes formas: Pelo cálculo da capacidade de carga, através de fórmulas teóricas; Pela execução de provas de carga; Pela adoção de taxas advindas da experiência acumulada em cada tipo de região razoavelmente homogênea. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 32 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). 7.1. 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 (Quadro 8.1). Para a utilização dessas fórmulas, é necessário o conhecimento adequado da resistência ao cisalhamento do solo em estudo, ou seja, S = c + tg Quadro 7.1 - Métodos de análises para cálculo de carga de ruptura – fundações rasas. Tipo de solo Compacidade ou consistência Método de análise Areia Compacta Terzaghi – ruptura geral, ruptura local e ruptura intemediária ou Meyerhof Fofa intermediária Argila saturada qualquer Skempton Argila parcialmente saturada Acima da média Meyerhof Argila porosa Qualquer Não aplicável Silte Não Plástico Qualquer Tratar como areia fina Plástico Tratar como argila 7.1.1. 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 7.1. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 33 Figura 7.1 – 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. 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 7.1.1.1. RUPTURA GERAL (AREIASCOMPACTAS E ARGILAS DURAS) rup = c.Sc.Nc + q.Sq. (Nq-1) + 0,5..B.S.N Onde: rup = acréscimo efetivo de tensão c.Sc.Nc = coesão do solo q.Sq. (Nq-1) = função da profundidade 0,5..B.S.N = função do peso próprio q = tensão efetiva na cota de apoio (.z) Sc, Sq, S = fatores de forma (shape) Nc, Nq, N = fatores de carga para ruptura geral (função do ângulo de atrito do solo) B = menor lado da fundação (para sapata circular igual ao ) σR B H Reta tangente Espiral logarítmica : r = ro . e θ . tgΦ Φ Reta tangente 45 – Φ/2 45 – Φ/2 S P P’ S R Fundação de base rugosa Φ R Q ro r Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 34 = peso específico do solo dentro da zona de ruptura H.q = pressão efetiva de terra à cota de apoio da sapata. Se submerso, utilizar sub, caso não esteja utilizar = nat Os coeficientes da capacidade de carga dependem do ângulo de atrito do solo e são apresentados no Quadro 8.2A e B. Quadro 7.2 A – Coeficientes de capacidade de carga – Ruptura Geral (Terzaghi). ’ Nc Nq N ’ Nc Nq N 0 5,7 1,00 0,00 26 27,09 14,21 9,84 1 6,0 1,10 0,01 27 29,24 15,90 11,60 2 6,3 1,22 0,04 28 31,61 17,81 13,70 3 6,62 1,35 0,06 29 34,24 19,98 16,18 4 6,97 1,49 0,10 30 37,16 22,46 19,13 5 7,34 1,64 0,14 31 40,41 25,28 22,65 6 7,73 1,81 0,20 32 44,04 28,52 26,87 7 8,15 2,00 0,27 33 48,09 32,23 31,94 8 8,60 2,21 0,35 34 52,64 36,50 38,04 9 9,09 2,44 0,44 35 57,75 41,44 45,41 10 9,61 2,69 0,56 36 63,53 47,16 54,36 11 10,16 2,98 0,69 37 70,01 53,80 65,27 12 10,76 3,29 0,85 38 77,50 61,55 78,61 13 11,41 3,63 1,04 39 85,97 70,61 95,03 14 12,11 4,02 1,26 40 95,66 81,27 115,31 15 12,86 4,45 1,52 41 106,81 93,85 140,51 16 13,68 4,92 1,82 42 119,67 108,75 171,99 17 14,60 5,45 2,18 43 134,58 126,50 211,56 18 15,12 6,04 2,59 44 151,95 147,74 261,60 19 16,56 6,70 3,07 45 172,28 173,28 325,34 20 17,69 7,44 3,64 46 196,22 204,19 407,11 21 18,92 8,26 4,31 47 224,55 241,80 512,84 22 20,27 9,19 5,09 48 258,28 287,85 650,67 23 21,75 10,23 6,00 49 298,71 344,63 831,99 24 23,36 11,40 7,08 50 347,50 415,14 1072,80 25 25,13 12,72 8,34 Os fatores de forma são apresentados no Quadro 8.3 . Quadro 7.3 – Fatores de forma. FORMA DA SAPATA FATORES DE FORMA Sc Sq S Corrida 1,0 1,0 1,0 Quadrada 1,3 1,0 0,8 Circular 1,3 1,0 0,6 Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 35 Para sapatas retangulares 5B) a 3B L B L Pode-se admitir Sc = 1,1 Sq = 1,0 S = 0,9 7.1.1.2. RUPTURA LOCAL (AREIAS FOFAS E ARGILAS MOLES) rup = c’.Sc.N’c + q.Sq. (N’q-1) + 0,5..B.S.N’ N’c, N’q, N’ = fatores de carga para ruptura local (função do ângulo de atrito do solo) c 3 2 'c Quadro 7.2 B – Coeficientes de capacidade de carga – Ruptura Local (Terzaghi). ’ N’c N’q N’ ’ N’c N’q N’ 0 5,7 1,0 0,0 26 15,53 6,05 2,59 1 5,9 1,07 0,005 27 16,30 6,54 2,88 2 6,1 1,14 0,02 28 17,13 7,07 3,29 3 6,3 1,22 0,04 29 18,03 7,66 3,76 4 6,51 1,30 0,055 30 18,99 8,31 4,39 5 6,74 1,39 0,074 31 20,03 9,03 4,83 6 6,97 1,49 0,10 32 21,16 9,82 5,51 7 7,22 1,59 0,128 33 22,39 10,69 6,32 8 7,47 1,70 0,16 34 23,72 11,67 7,22 9 7,74 1,82 0,20 35 25,18 12,75 8,35 10 8,02 1,94 0,24 36 26,77 13,97 9,41 11 8,32 2,08 0,30 37 28,51 15,32 10,90 12 8,63 2,22 0,35 38 30,43 16,85 12,75 13 8,96 2,38 0,42 39 32,53 18,56 14,71 14 9,31 2,55 0,48 40 34,87 20,50 17,22 15 9,67 2,73 0,57 41 37,45 22,70 19,75 16 10,06 2,92 0,67 42 40,33 25,21 22,50 17 10,47 3,13 0,76 43 43,54 28,06 26,25 18 10,90 3,36 0,88 44 47,13 31,34 30,40 19 11,36 3,61 1,03 45 51,17 35,11 36,00 20 11,85 3,88 1,12 46 55,73 39,48 41,70 21 12,37 4,17 1,35 47 60,91 44,54 49,30 22 12,92 4,48 1,55 48 66,80 50,46 59,25 23 13,51 4,82 1,74 49 73,55 57,41 71,45 24 14,14 5,20 1,97 50 81,31 65,60 85,75 25 14,80 5,60 2,25 Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 36 7.1.1.3. RUPTURA INTERMEDIÁRIA (AREIAS MEDIANAMENTE COMPACTAS E ARGILAS MÉDIAS) rup = c’’.Sc.N’’c + q.Sq. (N’’q-1) + 0,5..B.S.N’’ c 6 5 2 'cc ''c 2 'NN ''N Os casos extremos, descritos por Terzaghi como de ruptura geral e ruptura local, são indicados na Figura 7.2. Figura 7.2 – Curvas de ruptura local e geral. 7.1.2. 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 B/fN Hc , considera-se a relação H/B, onde (Quadro 8.5): H – profundidade de embutimento da sapata. B – menor dimensão da sapata. Ruptura Geral Ruptura Local Tensões Recalques Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 37 Quadro 7.5 – Coeficiente de Capacidade de Carga (Skempton) H / B Nc 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: corridaRET c B c N x L/ 2,01N 7.1.3. COEFICIENTES DE REDUÇÃO DOS FATORES DE CAPACIDADE DE CARGA PARA ESFORÇOS INCLINADOS B H Figura 7.3 – Correção para carga inclinada. Quadro 7.6 – Fatores de correção para carga inclinada. Fator z Inclinação da carga em relação à vertical (º) 0 10 20 30 45 60 N e Nc 0 1,0 0,5 0,2 0 --- --- B 1,0 0,6 0,4 0,25 0,15 0,05 0 a B 1,0 0,8 0,6 0,40 0,25 0,15 Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 38 7.1.4. INFLUÊNCIA DO NÍVEL D’ÁGUA A proximidade do nível d’água do lençol freático (N.A.) pode afetar os valores dos pesos específicos efetivos dos solos para os quais a capacidade de carga é calculada. Quando o nível d’água atinge a região do solo situada acima da cota de apoio da fundação (sobrecarga), a determinação do peso específico efetivo é relativamente simples. No entanto, quando o N.A. está abaixo e próximo da cota de apoio da fundação, esta determinação torna-se mais difícil de ser feita, pois o solo que está sendo forçado para baixo é constituído por uma parte submersa e por uma parte apenas umidecida, sendo a definição de cada parte praticamente impossível sem a definição da superficie de ruptura. Visando proporcionar uma solução aproximada para o problema, Das (2006) propôs uma correção para cada caso: - N.A. acima da cota de apoio da fundação: q = nat.(H-Hf) + sub.Hf onde: sub = sat - w - N.A. exatamente na cota de apoio da fundação: q = nat.H q = nat.H B Hf H sat nat NA NA natsat B H Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 39 - N.A. abaixo da cota de apoio da fundação, o termo utilizado no terceiro termo da equação de Terzaghi deve ser corrigido de acordo com as seguintes condições: 1ª situação Hf B então HfBHf. B 1 subnatc 2ª situação Hf > B o valor de c = nat (não sofre correção) A fórmula geral de Terzaghi pode ser escrita com o fator de correção do N.A. como: S.N.B.. 2 1 S).1N.(qS.N.c cqqccR q = nat.H 7.2. MÉTODO DA NBR 6122/96 A NBR propõe correções das tensões básicas que variam em função do tipo de solo, largura e profundidade da fundação. Valores válidos para largura de 2m. 7.2.1.– CORREÇÃO PARA SOLO ARENOSO (CLASSE DE 4 A 9) - Quanto à largura: p/ B 9,5m ’adm = b [1 + 0,2 (B-2)] p/ B > 9,5m ’adm = 2,5 b - Quanto à profundidade ’’adm = ’adm H 1,0m ’’adm = ’adm [1 + 0,4 (H-1)] 1,0m H 3,5m ’’adm = 2 ’adm H 3,5m A tensão admissível não pode ser maior que 2,5 b B H sat nat NA Hf Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 40 7.2.2. CORREÇÃO PARA SOLO ARGILOSO (CLASSE DE 10 A 15) - Quanto à largura: ’’adm = b para A 10m2 ’’adm = A 10 b para A > 10m2 7.2.3. PARA QUALQUER SOLO adm = ’’adm + q (tensão efetiva na cota de apoio) adm 2,5 b Quadro 7.7 – Pressões básicas dos solos (NBR6122/1996). Classe Descrição Valores (kPa) 1 Rocha sã, maciça, sem laminação ou sinal de decomposição 3000 2 Rochas laminadas, com pequenas fissuras, estratificadas 1500 3 Rochas alteradas ou em decomposição * 4 Solos granulados concrecionados – conglomerados 1000 5 Solos pedregulhosos compactos a muito compactos 600 6 Solos pedregulhosos fofos 300 7 Areias muito compactas (N>40) 500 8 Areias compactas (19 N 40) 400 9 Areias medianamente compactas (9 N 18) 200 10 Argilas duras (N>20) 300 11 Argilas rijas (11 N 19) 200 12 Argilas médias (6 N 10) 100 13 Siltes duros (muitos compactos) 300 14 Siltes rijos (compactos) 200 15 Siltes médios (medianamente compactos) 100 * tem que ser levado em conta a natureza da rocha matriz e o grau de decomposição ou alteração. Obs.:Para a descrição dos diferentes tipos de solo, seguir as definições da NBR 6502. Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 41 7.3. 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 0,5m2. Comumente, é usada uma placa de = 0,80m (Figura 7.4). Figura 7.4 – 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 7.5. Reação Macaco H Placa Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 42 Figura 7.5 – 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. Tensão admissível de um solo deve ser fixada pelo valor mais desfavorável entre os critérios: A tensão admissível de um solo é fixada pelo valor mais desfavorável entre os critérios: - adm = ruptura /n (critério de ruptura) - adm = Max /n (se não ocorreu a ruptura) - adm = recalque admissível /n (critério de recalques excessivos) onde : n 2 8. RECALQUES DE FUNDAÇÕES DIRETAS 8.1. INTRODUÇÃO O dimensionamento das fundações de qualquer obra de engenharia deve assegurar coeficientes de segurança adequados à ruptura do terreno e às deformações excessivas nele provocadas. 42 : 12 27 : 39 58 : 31 Horas Minutos 11 : 47 Tensões (KPa) 0 100 200 300 400 500 600 700 800 0 10 20 30 40 Recalques (mm) Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 43 Esta garantia de segurança pode ser conseguida pela aplicação de dois critérios: critério de ruptura e critério das deformações. Neste capítulo, será estudado o critério das deformações ou recalques excessivos. A equação geral para o cálculo dos recalques de uma fundação pode ser expressa por s = se + sa + scs onde: s = recalque total se ou si = recalque elástico (se) ou recalque imediato (si) sa = recalque por adensamento scs = recalque por compressão secundária O recalque elástico se (si) 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 do solo, ocorre mais lentamente, depende da permeabilidade do solo, e é muito importante nos solos argilosos, principalmente nos saturados. 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, se assumir importância significativa. 8.2. 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 8.1). Fundações – 2016 P. J. R. Albuquerque / L.R. Cavicchia / B. N. Melo 44 Figura 8.1 – Efeitos do recalque diferencial na estruturas. Recalque total - H i ( H1, Hm, HM, H2....). Recalque
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