anÁlise do comportamento À traÇÃo de estacas...

UNIVERSIDADE ESTADUAL DE CAMPINAS

FACULDADE DE ENGENHARIA AGRÍCOLA

ANÁLISE DO COMPORTAMENTO À TRAÇÃO DE ESTACAS

APILOADAS EXECUTADAS EM SOLOS ARENOSOS DO

INTERIOR DO ESTADO DE SÃO PAULO

SANDRA MAUREN ELL

CAMPINAS

MAIO DE 2003

UNIVERSIDADE ESTADUAL DE CAMPINAS

FACULDADE DE ENGENHARIA AGRÍCOLA

ANÁLISE DO COMPORTAMENTO À TRAÇÃO DE ESTACAS

APILOADAS EXECUTADAS EM SOLOS ARENOSOS DO

INTERIOR DO ESTADO DE SÃO PAULO

SANDRA MAUREN ELL

Orientador: Prof. Dr. David de Carvalho

CAMPINAS

MAIO DE 2003

Dissertação de Mestrado submetida à banca examinadora para obtenção do título de Mestre em EngenhariaAgrícola, na área de concentração em Construções Rurais e Ambiência.

FICHA CATALOGRÁFICA ELABORADA PELA BIBLIOTECA DA ÁREA DE ENGENHARIA - BAE - UNICAMP

EL53a

ELL, Sandra Mauren Análise do comportamento à tração de estacas apiloadas executadas em solos arenosos do interior do Estado de São Paulo / Sandra Mauren Ell.--Campinas, SP: [s.n.], 2003. Orientador: David de Carvalho. Dissertação (mestrado) - Universidade Estadual de Campinas, Faculdade de Engenharia Agrícola. 1. Fórmulas. 2. Solos arenosos. 3. Estacas de concreto. I. Carvalho, David. II. Universidade Estadual de Campinas. Faculdade de Engenharia Agrícola. . III. Título.

ii

Vamos aproveite o momento!

Se não for você, quem será?

Se não for hoje, quando então?

Mãos à obra.

iii

AGRADECIMENTOS

Escrever uma tese é um desafio único para a mente.

Agradeço,

A DEUS, pela minha capacidade física, psíquica e intelectual.

Ao querido Prof. Dr. David de Carvalho, cuja sensibilidade e apoio foram muito além dos

deveres de um orientador.

Aos meus pais, Egon Ell e Gilka Monteiro Ell, por serem meus companheiros de viagem e

por me prepararem para a vida com muita garra e amor.

Ao meu filho, Giovanni Bruno Ell de Oliveira, por ser o meu ponto de luz no horizonte.

Ao meu esposo, Salvador Afonso Tagliaferro de Oliveira, cujo amor e a paciência

transcenderam a matéria.

Ao Prof. Dr. Paulo J. R. Albuquerque, pela confiança, pelo carinho e pelo estímulo neste

empreendimento.

Ao Prof. Dr. Cláudio Vidrih Ferreira, pela presteza nos momentos em que precisava de

auxílio.

Às funcionárias da Secretaria de Pós-Graduação da FEAGRI, pelo auxílio dado no período

de gestação, momento em que estava mais sensibilizada.

À UNICAMP - FEAGRI, fada madrinha de toda a minha carreira.

Ao CNPq, por ter me proporcionado recursos financeiros para a elaboração desta obra.

Esta tese é também um agradecimento a todos aqueles que ajudaram no meu

desenvolvimento na Engenharia e a todos aqueles que me ajudarão amanhã.

iv

Aos meus pais,

Egon e Gilka;

ao meu filho,

Giovanni Bruno;

ao meu esposo,

Salvador Afonso;

pela compreensão,

colaboração,

incentivo e

imenso amor,

dedico esta obra.

v

SUMÁRIO

Página

LISTA DE FIGURAS ............................................................................................................... ix

LISTA DE FOTOS..................................................................................................................xiv

LISTA DE TABELAS ............................................................................................................. xv

LISTA DE SÍMBOLOS ..........................................................................................................xxi

RESUMO ............................................................................................................................... xxx

ABSTRACT ..........................................................................................................................xxxi

1. INTRODUÇÃO ..................................................................................................................... 1

2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA .............................................................................................. 4

2.1. ESTACAS APILOADAS ............................................................................................ 5

2.1.1. Definição ............................................................................................................ 5

2.1.2. Processo Executivo............................................................................................. 6

2.1.3. Comprimento Limite de Estacas Apiloadas ..................................................... 17

2.1.4. Aspectos Positivos e Negativos na utilização de Estacas Apiloadas................ 17

2.2. SOLOS COLAPSÍVEIS............................................................................................. 20

2.3. ESTACAS TRACIONADAS..................................................................................... 25

2.3.1. Métodos analíticos de cálculo de capacidade de carga para estacas

tracionadas ........................................................................................................ 26

2.3.1.1. Método do Tronco de Cone............................................................... 26

2.3.1.2. Método do Cilindro de Atrito ............................................................ 30

2.3.1.3. Método de BALLA (1961) ................................................................ 32

2.3.1.4. Método de MEYERHOF e ADAMS (1968) ..................................... 35

2.3.1.5. Método de MEYERHOF (1973) ....................................................... 39

2.3.1.6. Método de DAS (1983) ..................................................................... 42

2.3.1.7. Método de Grenoble .......................................................................... 46

2.3.1.8. Método da Teoria da Resistência Lateral .......................................... 53

2.3.1.9. Método de KULHAWY (1985) e equipe (Universidade de

Cornell).............................................................................................. 57

2.3.1.10. Método de LEVACHER e SIEFFERT (1984) .................................. 62

vi

2.3.1.11. Método de GRAUX (1970) ............................................................... 63

2.3.2. Métodos Empíricos ou Semi-Empíricos para a Determinação da

Resistência Lateral ............................................................................................ 79

2.3.2.1. Fórmula de AOKI e VELLOSO (1975) ............................................ 79

2.3.2.2. Fórmula de VELLOSO, P. P. C. (1981)............................................ 83

2.3.2.3. Método de DÉCOURT e QUARESMA (1978) ................................ 85

2.3.2.4. Fórmula de PHILIPPONNAT (1978) ............................................... 88

2.4. COMPARAÇÃO ENTRE A RESISTÊNCIA LATERAL EM ESTACAS

TRACIONADAS E COMPRIMIDAS....................................................................... 90

3. MATERIAL E MÉTODOS.............................................................................................. 100

3.1. ANÁLISE DETALHADA DAS CARACTERÍSTICAS DOS SUBSOLOS DOS

CAMPOS EXPERIMENTAIS................................................................................. 100

3.2. ANÁLISE DAS PROVAS DE CARGA À TRAÇÃO REALIZADAS EM

ESTACAS APILOADAS NOS CAMPOS EXPERIMENTAIS DE SÃO

CARLOS, BAURU E ILHA SOLTEIRA................................................................ 100

3.3. VERIFICAÇÃO DA APLICABILIDADE DE FÓRMULAS TEÓRICAS E

EMPÍRICAS NA PREVISÃO DA CARGA DE RUPTURA ................................. 101

3.4. ANÁLISE DA POSSIBILIDADE DE PROPOSTA DE NOVOS

PARÂMETROS A SEREM APLICADOS EM PROJETOS.................................. 102

3.5. COMPARAÇÃO COM OUTROS TIPOS DE ESTACAS ENSAIADAS À

TRAÇÃO NOS CAMPOS EXPERIMENTAIS ...................................................... 102

3.6. ANÁLISE DE PROVAS DE CARGA À COMPRESSÃO EM ESTACAS

APILOADAS NOS CAMPOS EXPERIMENTAIS ................................................ 102

4. CAMPOS EXPERIMENTAIS......................................................................................... 103

4.1. CAMPO EXPERIMENTAL DA ESCOLA DE ENGENHARIA DE SÃO

CARLOS – EESC/USP (SP).................................................................................... 104

4.1.1. Caracterização Geológica ............................................................................... 104

4.1.2. Caracterização Geotécnica.............................................................................. 104

4.1.3. Resultados dos Ensaios de SPT-T................................................................... 108

4.1.4 Resultados dos Ensaios CPT........................................................................... 112

vii

4.2. CAMPO EXPERIMENTAL DA FACULDADE DE ENGENHARIA E

TECNOLOGIA – FEB/UNESP – BAURU (SP) ..................................................... 114





4.3. CAMPO EXPERIMENTAL DA FACULDADE DE ENGENHARIA DE ILHA

SOLTEIRA – FEIS/UNESP (SP)............................................................................. 123





5. CARACTERÍSTICAS DAS ESTACAS ANALISADAS ............................................... 132

5.1. ESTACAS APILOADAS ANALISADAS NO CAMPO EXPERIMENTAL DA

CIDADE DE SÃO CARLOS................................................................................... 132


CIDADE DE BAURU.............................................................................................. 135


CIDADE DE ILHA SOLTEIRA.............................................................................. 136

6. PREVISÃO DA CARGA DE RUPTURA E COMPARAÇÕES .................................... 140

6.1. CAMPO EXPERIMENTAL DE SÃO CARLOS.................................................... 140

6.2. CAMPO EXPERIMENTAL DE BAURU............................................................... 142

6.3. CAMPO EXPERIMENTAL DE ILHA SOLTEIRA............................................... 149

7. ANÁLISES ...................................................................................................................... 152

7.1. VERIFICAÇÃO DA APLICABILIDADE DE FÓRMULAS TEÓRICAS DE

PREVISÃO .............................................................................................................. 152

7.1.1. Campo Experimental de São Carlos ............................................................... 153

7.1.2. Campo Experimental de Bauru....................................................................... 153

7.1.3. Campo Experimental de Ilha Solteira ............................................................. 154

7.1.4. Análise da aplicabilidade de fórmulas teóricas de previsão ........................... 155

viii

7.2. VERIFICAÇÃO DA APLICABILIDADE DE FÓRMULAS EMPÍRICAS DE

PREVISÃO .............................................................................................................. 158




7.2.4. Análise da aplicabilidade de fórmulas empíricas de previsão ........................ 161

7.3. RETROANÁLISES REALIZADAS NAS FÓRMULAS TEÓRICAS E

EMPÍRICAS PARA A VERIFICAÇÃO DA POSSIBILIDADE DE

PROPOSTA DE NOVOS PARÂMETROS A SEREM APLICADOS EM

PROJETOS............................................................................................................... 163

7.3.1. Métodos Teóricos de Previsão de Capacidade de Carga ................................ 163

7.3.1.1. Método de MEYERHOF (1973) ..................................................... 164

7.3.1.2. Método da TEORIA DA RESISTÊNCIA LATERAL.................... 164

7.3.1.3. Método de LEVACHER e SIEFFERT (1984) ................................ 165

7.3.2. Métodos Empíricos de Previsão de Capacidade de Carga ............................. 166

7.3.2.1. Fórmula de AOKI e VELLOSO (1975) .......................................... 166

7.3.2.2. Fórmula de VELLOSO, P. P. C. (1981).......................................... 167

7.3.2.3. Fórmula de PHILIPPONNAT (1978) ............................................. 168

7.4. COMPARAÇÃO DE ATRITO LATERAL UNITÁRIO MÉDIO (ADMITINDO-

SE RUPTURA SOMENTE PELA LIGAÇÃO ESTACA SOLO) DE ESTACAS

APILOADAS TRACIONADAS COM fu OBTIDO PARA ESTACAS

ESCAVADAS, STRAUSS E PRÉ-MOLDADAS TRACIONADAS E

APILOADAS COMPRIMIDAS. ............................................................................. 169




7.4.4. Demais localidades ......................................................................................... 173

8. CONCLUSÕES................................................................................................................ 175

9. REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS ............................................................................. 177

ix

LISTA DE FIGURAS

Figura 2.1: Variedade do formato dos soquetes (cm). ..................................................... 16

Figura 2.2: Ocorrência de colapso em prova de carga. .................................................... 21

Figura 2.3: Prova de carga em solo colapsível previamente inundado. ........................... 22

Figura 2.4: Método do Tronco de Cone (ou de Pirâmide) aplicado às estacas. ............... 27

Figura 2.5: Método do Cilindro de Atrito aplicado às estacas. ........................................ 31

Figura 2.6: Parcelas de Capacidade de Carga no Método de BALLA (1961). ................ 33

Figura 2.7: Aspecto da Superfície de Ruptura observada por BALLA (1961)................ 34

Figura 2.8: Forma de ruptura usada na Teoria de MEYERHOF e ADAMS (1968)

para o Cálculo de Capacidade de Carga à Tração de Fundações Corridas,

Rasas e Profundas. ......................................................................................... 36

Figura 2.9: Coeficiente de Arrancamento Teórico para Estacas Escavadas. ................... 41

Figura 2.10: Variações de δ/φ com a densidade relativa (Dr) da areia (DAS et al.,

1977).............................................................................................................. 44

Figura 2.11: Distribuição das tensões devidas ao atrito (BIAREZ e BARRAUD,

1968).............................................................................................................. 47

Figura 2.12: Distribuição das tensões representando a influência da coesão num solo

de ângulo de atrito φ (BIAREZ e BARRAUD, 1968)................................... 48

x

Figura 2.13: Ábaco do coeficiente de empuxo f/H em função de φ e λ em meio

coesivo sem peso (BIAREZ e BARRAUD, 1968)........................................ 51

Figura 2.14: Diagrama de tensões verticais junto ao fuste da estaca (POULOS e

DAVIS, 1980)................................................................................................ 55

Figura 2.15: Estaca ou tubulão sem base alargada submetidos à tração. a)

representação dos esforços; b) diagrama de transferência de carga ao

longo do fuste (KULHAWY, 1985). ............................................................. 58

Figura 2.16: Desenvolvimento da superfície de ruptura do solo, junto à estaca

(KULHAWY, 1985). ..................................................................................... 59

Figura 2.17: Análise das tensões ao redor de uma estaca tracionada, mostrando as

hipóteses e a zona de plastificação (GRAUX, 1970). ................................... 65

Figura 2.18: Solos granulares – Caso geral: σ2 = σv = γ . z (GRAUX, 1970). .................. 66

Figura 2.19: Variação de τ3/σv e σ3/σv em função de θ. (As curvas estão limitadas a 0

≤ θ ≤ 5 φ/4. A parte útil das curvas está representada em linhas cheias)

(GRAUX, 1970). ........................................................................................... 68

Figura 2.20: Solos granulares. Casos particulares: σ2 = σv = γ . z: a) θ = 0 (valor

mínimo); b) θ = φ/2 (valor intermediário); c) θ = φ (valor máximo)

(GRAUX, 1970). ........................................................................................... 70

Figura 2.21: Solos genéricos – Caso geral: σ2 = σv = γ.z (GRAUX, 1970). ...................... 71

Figura 2.22: Solos genéricos – Casos particulares: σ2 = σv = γ.z (GRAUX, 1970). ......... 73

xi

Figura 2.23: Diagrama de tensões verticais σv e de cisalhamento τ em função da

profundidade (GRAUX, 1970). ..................................................................... 75

Figura 2.24: Diagrama das tensões de atrito lateral para uma estaca de grande

comprimento (GRAUX, 1970). ..................................................................... 77

Figura 2.25: Atrito negativo agindo na estaca (caso equivalente ao da estaca

tracionada) (ZEEVAERT, 1983)................................................................... 93

Figura 4.1: Curvas de compressão confinada apud MACHADO (1998) –

EESC/USP. .................................................................................................. 107

Figura 4.2: Locação dos furos de sondagem – EESC/USP............................................ 108

Figura 4.3: Perfis das sondagens – EESC/USP.............................................................. 109

Figura 4.4: Perfil geológico da região de Bauru-SP (DAEE, 1976). ............................. 115

Figura 4.5: Locação dos furos de sondagem – FEIS/UNESP........................................ 127

Figura 4.6: Perfis das sondagens – FEIS/UNESP.......................................................... 128

Figura 5.1: Curva Carga x Recalque da estaca apiloada tracionada 01, do Campo

Experimental de São Carlos, com o solo no estado natural. ....................... 133


Experimental de São Carlos, com o solo no estado natural. ....................... 133


Experimental de Ilha Solteira. ..................................................................... 138

xii





Figura 6.1: Gráfico de barras da relação Pulcal/ pcPul para o Campo Experimental de

São Carlos, com Pulcal obtido através de fórmulas teóricas. ...................... 141


São Carlos, com Pulcal obtido através de fórmulas empíricas.................... 142

Figura 6.3: Gráfico de barras da relação Pulcal/ Pulpc para a estaca com D= 25cm e

L= 10m implantada no Campo Experimental de Bauru, com Pulcal

obtido através de fórmulas teóricas. ............................................................ 143

Figura 6.4: Gráfico de barras da relação Pulcal/ Pulpc para a estaca com D= 25cm e

L= 10m implantada no Campo Experimental de Bauru, com Pulcal

obtido através de fórmulas empíricas. ......................................................... 144

Figura 6.5: Gráfico de barras da relação Pulcal/ pcPul para a estaca com D= 20cm e

L= 9m implantada na cidade de Bauru, com Pulcal obtido através de

fórmulas teóricas.......................................................................................... 145



fórmulas empíricas. ..................................................................................... 146

xiii



fórmulas teóricas.......................................................................................... 147



fórmulas empíricas. ..................................................................................... 148


Ilha Solteira, com Pulcal obtido através de fórmulas teóricas..................... 150


Ilha Solteira, com Pulcal obtido através de fórmulas empíricas.................. 151

xiv

LISTA DE FOTOS

Foto 2.1: Vista do conjunto de acionamento/deslocamento do soquete. ........................ 7

Foto 2.2: Início da perfuração do terreno pelo soquete. ................................................. 8

Foto 2.3: Seqüência da perfuração do terreno pelo soquete. ......................................... 8

Foto 2.4: Vista do equipamento e de um tipo de soquete, utilizados para a

perfuração do terreno....................................................................................... 9

Foto 2.5: Variedade de formato dos soquetes utilizados para a perfuração do

terreno............................................................................................................ 10

Foto 2.6: Vista de uma perfuração feita pelo soquete................................................... 11

Foto 2.7: Vista do furo com armadura nos primeiros 2 a 3 metros de seu topo. .......... 12

Foto 2.8: Lançamento do concreto a partir da superfície do furo. ............................... 12

Foto 2.9: Lançamento do concreto da superfície, sem apiloamento, com o auxílio

de um funil..................................................................................................... 13

Foto 2.10: Vista do tipo de funil utilizado para concretagem das estacas. ..................... 14

Foto 2.11: Armadura no primeiro metro do topo da estaca. ........................................... 15

Foto 2.12: Facilidade de execução de estacas próximas às divisas. ............................... 18

Foto 2.13: Estaca apiloada sendo executada próxima à divisa. ...................................... 19

xv

LISTA DE TABELAS

Tabela 2.1: Variedade de traços utilizados na execução de estacas apiloadas. ................ 11

Tabela 2.2: Custos por metro de estacas apiloadas, estacas escavadas e estacas

Strauss, que variam de acordo com o diâmetro das estacas. ......................... 18

Tabela 2.3: Valores de profundidade relativa H/D (a partir da qual a fundação é

considerada profunda), do coeficiente m e limites máximos do fator de

forma s. .......................................................................................................... 38

Tabela 2.4: Coeficientes do método de instalação da estaca (Km0) (LEVACHER e

SIEFFERT, 1984). ......................................................................................... 63

Tabela 2.5: Valores de F2 de AOKI e VELLOSO (1975). ............................................... 81

Tabela 2.6: Valores de αav e Kav (AOKI e VELLOSO, 1975). ........................................ 82

Tabela 2.7: Valores de a’e b’definidos por VELLOSO (1981)........................................ 84

Tabela 2.8: Valores do coeficiente β em função do tipo de estaca e do tipo de solo. ...... 87

Tabela 2.9: Valores do coeficiente αs em função do tipo de estaca. ................................ 89

Tabela 2.10: Valores do coeficiente αf em função do tipo de estaca. ................................ 89

Tabela 2.11: Relações entre τscf e τstf em função de φ, segundo BRINCH HANSEN

(1968). ........................................................................................................... 91

xvi

Tabela 3.1: Características Geométricas das estacas apiloadas tracionadas

implantadas no Campo Experimental da EESC/USP (CAMPELO

(1994)). ........................................................................................................ 101


implantadas no Campo Experimental da FEB/UNESP............................... 101


implantadas no Campo Experimental da FEIS/UNESP (MENEZES

(1997)). ........................................................................................................ 101

Tabela 4.1: Resultados dos Ensaios de Caracterização – EESC/USP............................ 105

Tabela 4.2: Valores de índices físicos – EESC/USP. ..................................................... 105

Tabela 4.3: Parâmetros de resistência – EESC/USP. ..................................................... 106

Tabela 4.4: Parâmetros de compressibilidade – EESC/USP. ......................................... 106

Tabela 4.5: Profundidade das sondagens e fundações – EESC/USP. ............................ 110

Tabela 4.6: Valores NSPT – EESC/USP. ......................................................................... 110

Tabela 4.7: Valores TEmáx e TEres obtidos através do torquímetro elétrico –

EESC/USP. .................................................................................................. 111

Tabela 4.8: Valores de resistência à penetração do cone (qc) medidos nos ensaios de

penetração estática (MPa) – EESC/USP.. ................................................... 112

Tabela 4.9: Valores de atrito lateral local (fc) medidos nos ensaios de penetração

contínua (kPa) – EESC/USP........................................................................ 113

xvii

Tabela 4.10: Resultados dos ensaios de Caracterização – FEB/UNESP.......................... 116

Tabela 4.11: Valores de índices físicos – FEB/UNESP. .................................................. 117

Tabela 4.12: Parâmetros de resistência – FEB/UNESP. .................................................. 118

Tabela 4.13: Parâmetros de compressibilidade – FEB/UNESP. ...................................... 118

Tabela 4.14: Coeficiente de colapso estrutural de VARGAS (1978) – FEB/UNESP...... 119

Tabela 4.15: Valores de NSPT e Tmáx obtidos nos ensaios SPT-T – FEB/UNESP............ 121

Tabela 4.16: Valores de qc e fc obtidos nos ensaios CPT – FEB/UNESP........................ 122

Tabela 4.17: Resultados dos Ensaios de Caracterização – FEIS/UNESP. ....................... 124

Tabela 4.18: Valores de índices físicos – FEIS/UNESP. ................................................. 124

Tabela 4.19: Parâmetros de resistência – FEIS/UNESP................................................... 125

Tabela 4.20: Parâmetros de compressibilidade – FEIS/UNESP. ..................................... 125

Tabela 4.21: Parâmetros de colapsibilidade de VARGAS (1978) – FEIS/UNESP. ........ 126

Tabela 4.22: Valores NSPT – FEIS/UNESP. ..................................................................... 129

Tabela 4.23: Valores de TEmáx e TEres obtidos através do torquímetro elétrico –

FEIS/UNESP. .............................................................................................. 130

Tabela 4.24: Resultados médios dos ensaios de CPT – FEIS/UNESP............................. 131

xviii

Tabela 5.1: Características Geométricas e Cargas de Ruptura obtidas através de

Provas de Carga à tração no Campo Experimental de São Carlos (Solo

com Umidade Natural). ............................................................................... 132

Tabela 5.2: Valores numéricos – Carga x Recalque. Estaca 1: Ensaio Rápido Solo

com Umidade Natural.................................................................................. 134

Tabela 5.3: Valores numéricos – Carga x Recalque. Estaca 2: Ensaio Lento – Solo

com Umidade Natural................................................................................. 135


Provas de Carga à tração no Campo Experimental de Bauru...................... 136


Provas de Carga à tração no Campo Experimental de Ilha Solteira. ........... 137

Tabela 6.1: Valores obtidos utilizando-se fórmulas teóricas.......................................... 140

Tabela 6.2: Valores obtidos utilizando-se fórmulas empíricas....................................... 141

Tabela 6.3: Valores obtidos utilizando-se fórmulas teóricas para a estaca com D=

25cm e L= 10m............................................................................................ 143

Tabela 6.4: Valores obtidos utilizando-se fórmulas empíricas para a estaca com D=

25cm e L= 10m............................................................................................ 144


20cm e L= 9m.............................................................................................. 145


20cm e L= 9m.............................................................................................. 146

xix


20cm e L= 10m............................................................................................ 147


20cm e L= 10m............................................................................................ 148

Tabela 6.9: Valores obtidos utilizando-se fórmulas teóricas.......................................... 149

Tabela 6.10: Valores obtidos utilizando-se fórmulas empíricas....................................... 150

Tabela 7.1: Valores de Ku para o método de MEYERHOF (1973)................................ 164

Tabela 7.2: Valores de Kh para o método da TEORIA DA RESISTÊNCIA

LATERAL. .................................................................................................. 165

Tabela 7.3: Valores de Km0 para o método de LEVACHER e SIEFFERT (1984). ....... 165

Tabela 7.4: Valores de F2, αavi e Kavi para a fórmula de AOKI e VELLOSO (1975). ... 167

Tabela 7.5: Valores de a’ para a fórmula de VELLOSO, P. P. C. (1981)...................... 168

Tabela 7.6: Valores de αf para a fórmula de PHILIPPONNAT (1978). ........................ 168

Tabela 7.7: Valores de atrito lateral unitário médio (fu), (fu’) e relação fu/ fu’,

admitindo que a ruptura ocorra somente no contato estaca-solo................. 170



xx







xxi

LISTA DE SÍMBOLOS – UNIDADES

a - área tributária efetiva (m2)

Al - área lateral enterrada do fuste da fundação (m2)

c - coesão do solo (CV) (kPa)

ca - adesão entre a estaca e o solo (kPa)

c’d - coesão do solo (CD) (kPa)

Cc - índice de compressão

C1 - coeficiente do Método do Tronco de Cone



CPT - sondagem de penetração estática

cv - coeficiente de variação (%)

D - diâmetro da estaca (m)

D1 a D5 - número de furos – ensaio de penetração estática

DMT - Dilatômetro de Marchetti; Ensaio Dilatométrico

Dr - compacidade relativa (%)

xxii

e - índice de vazios

Ep - módulo de elasticidade da estaca (MPa)

uf - resistência lateral última média ao longo do fuste da estaca (kPa)

f - tensão lateral na ligação estaca-solo (kPa)

fc - atrito lateral local medido no ensaio de penetração contínua (kPa)

fs - atrito lateral médio do solo no fuste da fundação (kPa)

fu - tensão lateral última na ligação estaca-solo em determinado trecho considerado

(kPa)

F2 - fator de carga lateral (Método de AOKI e VELLOSO, 1975)

FSL - fator de segurança para carga lateral

G1 - parcela de peso (BALLA, 1961)

G2 - parcela de peso (BALLA, 1961)

Gavg - módulo de cisalhamento médio do solo no comprimento enterrado da estaca (MPa)

H - comprimento vertical limite da superfície de ruptura acima da base da fundação

(m)

K0 - coeficiente de empuxo em repouso

Ka - coeficiente de empuxo ativo

xxiii

Kavi - relação de qc/N (Método de AOKI e VELLOSO, 1975) (kPa)

Kh - coeficiente do empuxo horizontal

Km0 - coeficiente do método de instalação da estaca (Método de LEVACHER e

SIEFFERT, 1984)

Kp - coeficiente de empuxo passivo

Ku - coeficiente de arrancamento (MEYERHOF e ADAMS, 1968)

Kv - coeficiente nominal de empuxo de terra à tração

L - medida de comprimento da estaca (m)

Lc - profundidade crítica da estaca (m)

LL - limite de liquidez (%)

LP - limite de plasticidade (%)

m - coeficiente que depende de φ (MEYERHOF e ADAMS, 1968)

Mφ - coeficiente adimensional de atrito (Fórmula de Grenoble)

Mγ - coeficiente adimensional de gravidade (Fórmula de Grenoble)

Mc - coeficiente adimensional de coesão (Fórmula de Grenoble)

Mq - coeficiente adimensional de sobrecarga (Fórmula de Grenoble)

xxiv

liN - resistência à penetração média no trecho considerado

N - índice de resistência à penetração média

N - índice de resistência à penetração medido em sondagem à percussão (golpes)

Nc - fator de capacidade de carga para fundações à compressão, obtido por

MEYERHOF (1951)

NF - atrito negativo (ZEEVAERT, 1983)

Nq - fator de capacidade de carga para fundações à compressão, obtido por

MEYERHOF (1951)

OCR - razão de sobre-adensamento

p - perímetro da estaca (m)

pcPul - carga última à tração média da estaca obtida na prova de carga (kN)

Pγ - termo de gravidade (Método de Grenoble) (kN)

Pc - pressão de sobrecarga acima do nível da superfície de ruptura (kN)

Pf - peso da fundação (kN)

Pfφ, - termo de atrito (Método de Grenoble) (kN)

Pfc - termo de coesão (Método de Grenoble) (kN)

xxv

Plu - resistência lateral última ao longo da superfície de ruptura (kN)

Ppu - resistência de ponta da estaca (kN)

Pq - termo de sobrecarga (Método de Grenoble) (kN)

Ps - peso do solo contido no tronco de cone (base circular) ou tronco de pirâmide

(retangular ou quadrada) ou no cilindro (kN)

Psc - peso de solo contido no paralelepípedo que tem por base a própria fundação de

largura D e altura L (kN)

Pu - carga última da estaca (soma da carga lateral e a de ponta) (kN)

Pulcal - carga última à tração calculada da estaca (kN)

Pulpc - carga última à tração da estaca obtida na prova de carga (kN)

q - sobrecarga uniforme infinitamente extensa, atuante na superfície do terreno (kN)

qc - resistência à penetração de cone (kPa)

Q - carga aplicada (kN)

Qc - carga de colapso (kN)

or - raio, a partir do eixo da estaca (m)

R - raio (m)

xxvi

Rc - resistência à compressão simples (kPa)

s - fator de forma (MEYERHOF e ADAMS, 1968)

soz - tensão de atrito lateral junto à estaca (kPa)

sd - desvio padrão

SPT - sondagem à percussão

su - resistência ao cisalhamento não drenada (kN)

T - torque máximo medido no ensaio de SPT-T (N.m)

Tv - parcela correspondente à resistência ao cisalhamento do solo

W - peso de um cone de solo (kN)

w - teor de umidade do solo (%)

z - profundidade (m)

α’ - ângulo de inclinação da geratriz da superfície do cone com a vertical (α’) (º)

αavi - constante para cada tipo de solo (Fórmula de AOKI e VELLOSO, 1975)

αf - fator de carga lateral que transforma fc em fu (Fórmula de PHILIPPONNAT, 1978)

αi - fator de carga lateral (Método de VELLOSO, 1981)

αT - coeficiente de redução da tensão vertical

xxvii

β - coeficiente de minoração para o atrito lateral (Fórmula de DÉCOURT e

QUARESMA)

δ - ângulo de atrito solo-estaca (º)

φ - ângulo de atrito do solo obtido através de ensaio triaxial adensado rápido (º)

φ’d - ângulo de atrito do solo obtido através de ensaio triaxial drenado (º)

φr - ângulo de atrito interno para o caso de solo remoldado para o teor de umidade

constante (º)

γ - peso específico do solo (kN/m3)

γ’ - peso específico efetivo do solo (kN/m3)

η - coeficiente adimensional de compressibilidade

λ - fator de carregamento (Fórmula de VELLOSO, 1981)

λ - inclinação da superfície de ruptura com o plano vertical (Fórmula de Grenoble) (º)

µ - coeficiente de atrito entre o solo e a estaca

νp - coeficiente de Poisson da estaca

θ - inclinação da superfície de ruptura com o plano vertical (Fórmula de GRAUX,

1970) (º)

xxviii

σ - tensões normais (kPa)

σ’ad - tensão de pré-adensamento (kPa)

σh - tensão horizontal (normal ao contato solo-estaca) (kPa)

σv - pressão vertical devido ao peso do solo (kPa)

σ’v0 - tensões verticais efetivas iniciais do solo junto à estaca (kPa)

σ’νm - tensão vertical efetiva média, devido ao peso de solo (kPa)

τ - tensões de cisalhamento (kPa)

τf - tensão de resistência lateral ao longo de uma superfície de cisalhamento geral

(kPa)

τscf - tensão tangencial de ruptura para a estaca comprimida (kPa)

τstf - tensão tangencial de ruptura para a estaca tracionada (kPa)

∆σz1 - decréscimo da tensão vertical devido ao atrito negativo

∆σz2 - acréscimo da tensão vertical devido ao atrito positivo

∆W - peso da cunha limitada pela interferência dos cones (Método de GRAUX, 1970)

∆zl - comprimento do fuste da estaca no trecho considerado (m)

xxix

s�

1 - fator de carga lateral que transforma qc em fc (Fórmula de PHILIPPONNAT, 1978)

xxx

RESUMO

Devido ao aumento da utilização de estacas apiloadas como fundação no interior do

Estado de São Paulo, em regiões de solos arenosos de alta porosidade e nível de água

profundo, tornou-se de extrema importância o estudo do comportamento destas estacas neste

tipo de solo. Particularmente, quando submetidas a esforços de tração, existem poucos estudos

a respeito.

As estacas apiloadas estão sendo bastante utilizadas devido à facilidade do seu

processo executivo que consiste, basicamente, na queda livre de um soquete que vai apiloando

o solo, deslocando-o para a lateral e para baixo até a cota desejada.

O presente trabalho aborda análises de provas de carga à tração em estacas apiloadas

implantadas nos Campos Experimentais das cidades de Bauru, São Carlos e Ilha Solteira, bem

como o comportamento destas estacas nestes solos típicos do Estado de São Paulo. Os solos

encontrados nestes Campos Experimentais são representativos dos solos arenosos encontrados

no interior, que cobrem cerca de 50% da área do Estado de São Paulo.

Em Bauru foram analisadas cinco estacas, duas com diâmetros iguais de 20cm e

comprimentos de 9m, duas com diâmetros iguais de 20cm e comprimentos de 10m e uma com

diâmetro igual a 25cm e comprimento de 10m; em Ilha Solteira, três estacas com diâmetros

iguais de 20cm e comprimentos iguais de 12m; em São Carlos, duas estacas com diâmetros

iguais de 20cm e comprimentos iguais de 6m.

Nesta pesquisa, através dos resultados de carga de ruptura obtidas nas provas de carga

e da previsão da carga de ruptura à tração através de fórmula empíricas e teóricas, será

verificada a aplicabilidade destas fórmulas a estes solos do interior do Estado de São Paulo.

Palavras chave: estacas apiloadas; carga de ruptura à tração; fórmulas teóricas; fórmulas

empíricas.

xxxi

ABSTRACT

Due to the increasing use of uncased cast-in place piles (pounded piles, called

“apiloadas” in Brazil) as foundations in the countryside of São Paulo State in areas of hight

softness and deep water level soils it has become extremely important the study of the usage of

these piles in this soil type. Particularly when submitted to uplift forces, few studies have been

found.

The pounded piles have been utilized a lot due to the easiness of the executive

process that consists, basically, in the free fall of a land packer which compacts the

soils moving to the sides and down until get the desired quota.

This present work is about analyses of load tests carried out in the cities of Bauru,

São Carlos and Ilha Solteira, as well as the behavior of this piles in these typical soils of the

State of São Paulo. These are the representative sandy soils found in the countryside and they

cover about 50% of the area of São Paulo State.

In Bauru, 2 piles of similar diameters of 20cm and different lengths of 9m, 2 piles of

similar diameters of 20cm and different lengths of 10m and 1 pile with 25cm in diameter and

10m of length were analyzed. In Ilha Solteira, 3 piles of similar diameters of 20cm and similar

lengths of 12m were analysed. In São Carlos the 2 piles were od 20cm in diameters and 6m of

length.

In this research, it was verified the aplicability of empirical and theoretical formulas

for the estimation of ultimate load capacity for piles in these soils of the countryside of São

Paulo State. For this purpose the results were obtained through load tests and from the

predicted ultimate uplift load.

Key-words: pounded piles; ultimate uplift load; theoretical formulas; empirical formulas.

1. INTRODUÇÃO

O solo de uma grande área do interior do Estado de São Paulo, originado em clima

tropical com alternância de estações chuvosas com estações relativamente secas, é

caracterizado por uma estrutura porosa e muito permeável, graças à intensa lixiviação dos

finos superficiais. Neste solo, normalmente, o nível freático é profundo, com extensas

camadas de solo não saturado.

Assim sendo, grande parte desta região apresenta o Índice de Resistência à

Penetração (N) da sondagem de simples reconhecimento (SPT) variando de 2 a 6 golpes nos

primeiros 6m, crescendo de forma uniforme até aproximadamente 10 a 12m. Em

profundidades maiores ocorre um crescimento mais acentuado até atingir camadas

impenetráveis à percussão (FERREIRA, 1991).

Este solo apresenta-se numa forma instável, com predominância de partículas de areia

fina, cimentadas com grumos de argila coloidal e óxidos de ferro. Pela inundação esta

instabilidade aumenta, com reduções bruscas de volume do solo, influenciando na capacidade

de carga da fundação utilizada para este tipo de solo (colapso).

Utilizam-se, em geral, para este tipo de solo, estacas moldadas “in loco” sem

revestimento, em obras de pequeno e médio porte, as quais constituem-se basicamente nas

estacas escavadas a trado e as estacas apiloadas, utilizadas quando há alta porosidade e nível

freático geralmente profundo. Nestas estacas a abertura do fuste é executada por escavação do

solo ou pela queda livre de um soquete, o que provoca a compactação do solo ao redor,

gerando boa estabilidade dos furos abertos. A concretagem é feita lançando-se o concreto da

superfície do terreno.

As estacas apiloadas, também conhecidas como estacas pilão ou soquetão, podem ser

consideradas como estacas de deslocamento. Para sua implantação utiliza-se o mesmo

equipamento da estaca tipo Strauss, com exceção da ponteira e do revestimento. Seus

diâmetros variam de 0,20 a 0,40m, sendo a massa do soquete dependente do diâmetro. Na

2

cidade de Bauru, já se constatou a utilização deste tipo de estaca em edifícios com até 7

pavimentos.

Utilizando equipamentos simples e de fácil locomoção, com mão-de-obra barata, o

custo desta estaca acaba sendo bastante competitivo. Apesar deste aspecto positivo, alguns

projetistas evitam o seu uso, devido aos poucos dados publicados em relação ao seu

comportamento, principalmente quanto ao comportamento à tração.

Dentro de uma metodologia teórica nos moldes do conhecimento geotécnico atual do

solo, os métodos de previsão de cálculo de capacidade de cargas de fundações tracionadas são

recentes, provindos, na sua maioria, a partir da década de 1960. Estes métodos nasceram de

pesquisas em modelos, de fundações rasas e profundas, em areias e argilas, ou para solo

genérico. A partir daí, em vários países do mundo, procurou-se aferir o grau de confiança dos

métodos propostos, através de provas de carga.

No Brasil, os primeiros estudos de fundações tracionadas remontam aos apresentados

por NÁPOLES NETO (1958) e VELLOSO (1959). O primeiro considerou que o atrito lateral

à compressão fosse o mesmo que à tração, e, a partir daí, determinou os parâmetros

geotécnicos do solo. O segundo apresentou resultados de provas à tração em estacas Franki de

vários países, comentando que as mesmas suportaram grandes esforços de arrancamento,

verificando que nos casos em que o ensaio fora levado à ruptura, esta ocorreu na armação, sem

que pudesse arrancar a estaca.

No entanto, o estudo do efeito da inundação na capacidade de carga de estacas

tracionadas iniciou-se com os trabalhos de CARVALHO e SOUZA (1990), que realizaram

provas de carga em estacas escavadas com o solo em estado natural e, posteriormente,

inundado, no campo experimental da UNESP / Ilha Solteira, SP.

Em 1991, o Departamento de Geotecnia da Escola de Engenharia de São Carlos –

USP, em seu Campo Experimental, passou a estudar estacas isoladas escavadas e apiloadas, de

3

pequeno diâmetro, sujeitas a esforços de tração e compressão, bem como grupos

instrumentados de estacas escavadas.

Embora as estacas apiloadas estejam sendo utilizadas largamente no interior do

Estado de São Paulo, a determinação do comprimento e da previsão de carga última,

geralmente, é feita através de métodos empíricos, utilizando-se principalmente os de AOKI e

VELLOSO (1975) e DÈCOURT e QUARESMA (1978), com resultados de ensaios de

penetração contínua ou sondagem à percussão. Tais métodos foram estabelecidos para outras

estacas e para outros tipos de solos.

Como, particularmente, quanto ao comportamento de estacas apiloadas quando

tracionadas são poucas as informações técnicas publicadas a respeito, torna-se de extrema

importância o estudo de seu comportamento quando submetidas aos carregamentos de tração.

Logo, o trabalho apresentado faz parte do estudo, através da análise de provas de

carga à tração realizadas em estacas apiloadas nos Campos Experimentais das cidades de

Bauru, São Carlos e Ilha Solteira, da aplicabilidade de fórmulas teóricas e empíricas de

previsão de carga lateral última, da possibilidade da proposta de novos parâmetros a serem

utilizados em projetos e da comparação do comportamento à tração deste tipo de estaca com

outros tipos de estacas já ensaiados nestes Campos Experimentais.

4

2. REVISÃO BIBLIOGRÁFICA

A utilização de fundações profundas no interior do Estado de São Paulo iniciou-se

nos anos 30, com a construção dos primeiros edifícios. As fundações utilizadas eram estacas

pré-moldadas em concreto armado, estacas moldadas in-loco do tipo Strauss e estacas Franki.

O crescente desenvolvimento desta região paulistana, caracterizado pela instalação de

importantes obras civis e núcleos urbanos, proporcionou o aumento de cargas impostas ao

subsolo pelas fundações e a necessidade de estudos sobre o real comportamento de solos

tropicais e dos principais tipos de fundações.

Desta forma, inúmeros tipos de estacas foram introduzidos no meio geotécnico com o

objetivo de se obter segurança e maior economia nas edificações. Logo, surgiu a estaca

apiloada, uma variante da estaca Strauss, tornando-se uma opção para obras de pequeno e

médio porte e, posteriormente, um dos tipos de fundações profundas bastante executadas no

interior do Estado de São Paulo.

Particularmente, quanto ao comportamento de estacas apiloadas quando tracionadas

são muito poucas as informações técnicas publicadas a respeito. Considerando-se que estão

sendo utilizadas em obras que as solicitam à tração, torna-se de extrema importância o estudo

de seu comportamento quando submetidas a este tipo de carregamento.

Neste capítulo será feito um levantamento de parte do conhecimento existente a

respeito deste trabalho, incluindo estacas apiloadas, solos colapsíveis e estacas tracionadas

(detalhamento de métodos teóricos e empíricos para a determinação de Capacidade de Carga

de Estacas).

5

2.1. ESTACAS APILOADAS

2.1.1. Definição

Estacas de fundação são elementos alongados de secção circular ou prismática

(quadrada ou hexagonal) que são cravadas ou moldadas in loco, mediante o emprego de

equipamentos.

Segundo ALBIERO et al. (1993), para obras de médio e pequeno porte tem-se

utilizado tubulão a céu aberto, estaca pré-moldada, estaca escavada sem lama, estaca tipo

Strauss e estaca apiloada. Pode-se dizer que na maioria das cidades do interior do Estado de

São Paulo, os tipos de fundações profundas mais utilizadas para obras de pequeno porte são as

estacas tipo Strauss, as estacas apiloadas e as chamadas brocas manuais ou mecânicas, de

pequeno diâmetro e pouca profundidade.

As estacas apiloadas, também conhecidas como estacas pilão ou soquetão, são estacas

que provocam o deslocamento do solo para a lateral e para baixo, sendo moldadas in-loco,

sem revestimento. Sua execução só é comum no interior do Estado de São Paulo.

Ultimamente, pode-se constatar que este tipo de fundação também tem sido utilizado

em Brasília/DF e Campo Grande/MS.

Apesar deste tipo de estaca ser bastante utilizada em obras de pequeno e médio porte,

a literatura técnica apresenta poucas informações a respeito de seu comportamento à tração,

devido à concentração de esforços dos pesquisadores em elementos de fundação utilizados,

principalmente, em obras de grande porte. Isto indica a importância do estudo sobre este

conhecimento específico. A respeito do comportamento deste tipo de estaca à compressão,

FERREIRA (1998) apresenta um importante trabalho.

Muitos edifícios em Bauru, com 4 a 7 pavimentos, têm sido apoiados neste tipo de

estaca. Os resultados obtidos por LOBO et al. (1991a), FERREIRA et al. (1997) e outros

6

pesquisadores, têm encorajado o aumento do uso de estacas apiloadas em obras de pequeno e

médio porte. Fator importante favorável à sua utilização é seu baixo custo. Para executá-la

utiliza-se o mesmo equipamento da estaca tipo Strauss, exceto em relação à piteira e ao

revestimento. A massa do soquete utilizado para o deslocamento do solo depende do diâmetro

da estaca a ser realizada. Os diâmetros, geralmente, variam de 0,20m a 0,40m.

Apesar de sua larga utilização, não há uma padronização para sua execução,

podendo-se afirmar que ainda hoje, trata-se de uma estaca artesanal, com inúmeras variações

em seu processo executivo. Muitos profissionais denominam-na, erroneamente, de estaca

Strauss.

A denominação dada pela NBR 6122/96, no item 3.16, é:

“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 escavada, com injeção, incluem-se em um tipo

especial de estacas que não são cravadas nem totalmente escavadas.”

Pode-se observar por esta definição, que há uma vago conhecimento a respeito da

estaca apiloada, sendo tratada como estaca tipo broca.

2.1.2. Processo Executivo

O equipamento utilizado para a execução de estacas apiloadas é constituído de um

tripé, soquete e motor, denominado de bate-estaca, o mesmo utilizado na estaca tipo Strauss. O

tripé é formado por tubos metálicos desmontáveis e apresenta altura da ordem de 6,0m. O

soquete apresenta peso de 2 a 6 kN, geralmente de forma cilíndrica, e comprimento bastante

variável. O motor pode ser a diesel, gasolina ou elétrico colocado sobre um estrado de madeira

(Foto 2.1).

7

Foto 2.1: Vista do conjunto de acionamento/deslocamento do soquete.

O furo é iniciado com a queda livre do soquete, em pequena altura. À medida que a

profundidade aumenta, a altura de queda do soquete aumenta até atingir 2 a 3 metros de altura.

O solo é deslocado lateralmente e para baixo, formando ao redor do fuste um anel de solo

compactado, mantendo a estabilidade do furo. A perfuração prossegue até a cota desejada ou

até atingir camadas de solo impenetráveis (Fotos 2.2 e 2.3). Nenhum tipo de revestimento é

utilizado durante a execução da estaca, exceto quando se utiliza um tubo guia metálico, apenas

nos primeiros metros da estaca. Algumas empresas realizam a abertura do furo (um pré-furo),

da ordem de 1,0m, com cavadeira manual, objetivando-se reduzir o risco de trincas ou

rachaduras nas construções vizinhas.

8

Foto 2.2: Início da perfuração do terreno pelo soquete.

Foto 2.3: Seqüência da perfuração do terreno pelo soquete.

9

Em solos argilosos, a eficiência da perfuração pode ser prejudicada pela sua coesão,

já que pode ocorrer a aderência do material no corpo do pilão. Logo, pode-se jogar areia ao

furo para facilitar o avanço da perfuração. Quando a perfuração atinge camadas próximas ao

nível d’água, é usual o lançamento de cerca de 20 litros de areia grossa no furo, evitando que o

solo prenda o soquete.

A parte inferior do soquete desempenha um importante papel na abertura do fuste.

Algumas empresas preferem a parte inferior do soquete plana, achando mais fácil manter a

verticalidade do furo; outras, utilizam a parte inferior arredondada. MARINGONI (1989),

através de provas de carga em estacas apiloadas, concluiu que o soquete com a ponta em

“ogiva”, melhora a capacidade de carga das estacas.

A variedade de formato dos soquetes utilizados é demonstrada na Figura 2.1 e Fotos

2.4 e 2.5.

Foto 2.4: Vista do equipamento e de um tipo de soquete, utilizados para a perfuração do

terreno.

10

Foto 2.5: Variedade de formato dos soquetes utilizados para a perfuração do terreno.

Após a abertura do furo (Fotos 2.6 e 2.7), inicia-se o processo de lançamento do

concreto a partir da superfície do furo (Fotos 2.8, 2.9 e 2.10). Neste caso, o traço do concreto

é, sem dúvida, o item que apresenta maior variação (Tabela 2.1). Sua concretagem varia em

função da empresa executora. Algumas utilizam concreto com baixo fator água-cimento ou

brita na ponta, concretando o fuste em camadas, com um apiloamento discreto do concreto, até

o completo preenchimento da estaca. Outras, apenas, lançam o concreto plástico da superfície,

sem apiloamento, com o auxílio de um funil.

11

Tabela 2.1: Variedade de traços utilizados na execução de estacas apiloadas.

Obra Cimento (saco)

Areia Grossa (litros)

Brita (litros)

Traço (volume)

1 1 170 340 1 : 4,7 : 9,4 2 1 180 300 1 : 5,0 : 8,3 3 1 100 120 1 : 2,8 : 3,3 4 1 80 80 1 : 2,2 : 2,2 5 1 120 180 1 : 3,3 : 5,0 6 1 72 180 1 : 2,0 : 5,0 7 1 160 160 1 : 4,4 : 4,4 8 1 90 110 1 : 2,5 : 3,0 9 1 145 145 1 : 4,0 : 4,0 10 1 180 240 1 : 5,0 : 6,7 11 1 220 220 1 : 6,1 : 6,1 12 1 90 180 1 : 2,5 : 5,0 13 1 120 240 1 : 3,3 : 6,7

Foto 2.6: Vista de uma perfuração feita pelo soquete.

12

Foto 2.7: Vista do furo com armadura nos primeiros 2 a 3 metros de seu topo.

Foto 2.8: Lançamento do concreto a partir da superfície do furo.

13

Foto 2.9: Lançamento do concreto da superfície, sem apiloamento, com o auxílio de um funil.

O processo sem apiloamento torna-se mais apropriado, já que não há a possibilidade

do contato entre o soquete e a parede do furo, evitando, assim, a contaminação do concreto

com o solo.

Porém, pesquisas recentes (PEREZ, 1987) com estacas Strauss revestidas, indicam

que o apiloamento do concreto é vantajoso em termos de módulo de Young retroanalisado do

solo, já que há o aumento das tensões laterais ao longo do fuste e da sua rigidez.

14

Foto 2.10: Vista do tipo de funil utilizado para concretagem das estacas.

A estaca apiloada recebe uma armadura nos primeiros 2 a 3 metros do topo,

principalmente em locais aterrados. Normalmente, coloca-se 1 ou 2 barras de diâmetro 8 a

10mm na cabeça da estaca, com cerca de 1m de comprimento, com a função de engastar a

estaca ao bloco.

Estas barras, também são colocadas como advertência de que ali existe uma estaca, e

que antes da concretagem dos baldrames deve ser realizada a devida limpeza da cabeça da

mesma (Foto 2.11).

15

Foto 2.11: Armadura no primeiro metro do topo da estaca.

De acordo com CINTRA et al. (1997), é possível que o método executivo da estaca

influencie o seu comportamento em relação a colapsibilidade. As estacas apiloadas ou de

deslocamento provocam uma compactação do solo ao redor do fuste e sob a ponta, o que leva

há uma diminuição do índice de vazios e, diminuindo as conseqüências desagradáveis de

colapso.

16

Figura 2.1: Variedade do formato dos soquetes (cm).

17

2.1.3. Comprimento Limite de Estacas Apiloadas

Quanto maior a massa do soquete maior é a profundidade possível de ser atingida.

Um soquete de 500 a 600kg, com diâmetro de 0,20 a 0,30m, é eficiente para valores de SPT

limitados à cerca de 12, correspondente a 10 a 12 metros de profundidade, na região do

Interior do Estado de São Paulo. A partir deste valor, devido ao aumento de pressões

confinantes, o solo deslocado tende a fechar o furo e começar a prender o soquete, diminuindo

o rendimento; este é um forte indicativo que de se atingiu o comprimento limite deste tipo de

estaca.

Porém, as informações disponíveis até o momento a respeito deste tipo de estaca não

permitem avaliar com segurança até que profundidade ou até que valores de SPT este método

de abertura do furo tem eficiência.

2.1.4. Aspectos Positivos e Negativos na utilização de Estacas Apiloadas

Na escolha de fundações, todos os tipos apresentam aspectos positivos e negativos.

Aqui são apresentadas as vantagens e desvantagens na utilização de estacas apiloadas.

a) Aspectos Positivos:

− Facilidade de locomoção do equipamento dentro da obra, pela utilização de maquinário

simples e leve;

− Baixo custo, devido ao pequeno número de operários, que são, geralmente, dois;

− Possibilidade de execução de estacas próximas às divisas, o que diminui a excentricidade

dos blocos (Fotos 2.12 e 2.13);

− Montagem do equipamento em terrenos de pequena dimensão;

− Método executivo que conserva a obra limpa;

18

− Estaca econômica em comparação com outro tipo de estaca convencional, na mesma faixa

de capacidade de carga (Tabela 2.2).

Foto 2.12: Facilidade de execução de estacas próximas às divisas.

Tabela 2.2: Custos por metro de estacas apiloadas, estacas escavadas e estacas strauss, que

variam de acordo com o diâmetro das estacas.

Diâmetros usuais (m)

0,20 0,25 0,30 Estacas

Custos/m

Apiloada R$2,00 R$2,50 R$3,00

Escavada R$2,50 R$3,00 R$3,50

Strauss -- R$12,00 R$18,00

Nota: Custo de perfuração, obtido na cidade de

Bauru.

19

O custo de perfuração da estaca apiloada por metro é cerca de 25% mais econômico

do que a estaca escavada, enquanto que o custo da estaca strauss é seis vezes superior ao da

estaca apiloada.

Foto 2.13: Estaca apiloada sendo executada próxima à divisa.

b) Aspectos Negativos:

− Este tipo de estaca está limitado a solos porosos e acima do nível d’água;

− Provoca vibrações no terreno, provocando danos às edificações vizinhas. Isto depende da

distância da execução da estaca até a edificação, da idade da construção e do sistema

construtivo utilizado;

− Profundidade limitada a cotas com SPT próximo de 12;

− O consumo de concreto pode ser 20 a 30% superior ao estimado, devido às variações do

diâmetro real em relação ao diâmetro nominal da estaca;

20

Significativa variação nos traços do concreto executados pelas diversas empresas

responsáveis por este tipo de fundação. Não há nenhum critério na determinação do traço, nem

na uniformidade do lançamento do concreto no fuste da estaca e nem quanto ao fck mínimo a

ser utilizado;

2.2. SOLOS COLAPSÍVEIS

De acordo com AOKI (1982), na capacidade de suporte da fundação entra uma

variável que foge ao controle do homem, o solo de fundação.

Em geral, os solos exibem um comportamento tensão x deformação que pode ser

representado por uma função contínua e, portanto, derivável. Porém, há certos solos porosos e

não saturados, para os quais este comportamento é válido somente se forem mantidas as

condições de umidade natural.

No início da implantação de um elemento de fundação, o solo pode se encontrar

instável ou em processo de estabilização. Durante um período de tempo esta fundação pode se

comportar de forma satisfatória, mas com um aumento no teor de umidade do solo até um

valor crítico, mesmo sem se atingir a sua completa saturação, pode ocorrer um repentino

deslocamento, comprometendo a estrutura, devido a uma diminuição brusca de volume do

solo. Este fenômeno decorre de uma espécie de colapso da estrutura do solo, o que deu origem

à denominação, solo colapsível.

O colapso provoca, portanto, uma descontinuidade na curva tensão x deformação,

conforme ilustrado pela prova de carga genérica da Figura 2.2, admitindo-se a inundação

durante o ensaio.

21

Rec

alqu

e

InundaçãoCarga

Figura 2.2: Ocorrência de colapso em prova de carga.

VILAR (1979) afirma que os solos colapsíveis sofrem uma brusca diminuição de

volume e do índice de vazios, devido a um carregamento externo superior a um valor limite ou

pelo aumento do conteúdo de água em seus vazios. A redução ocorre pelo peso próprio do

solo ou pela combinação destes dois mecanismos.

Conforme DUDLEY (1970) e NUÑES (1975), um arranjo entre partículas que forma

uma estrutura porosa, com elevados índices de vazios e um teor de umidade menor que o

necessário para completa saturação, são dois requisitos necessários para configurar um solo

com grande potencialidade de ser colapsível. O colapso se realiza quando as partículas,

constituintes de uma estrutura altamente porosa, estão em pseudo-equilíbrio, à custa de uma

resistência adicional momentânea, produzida por pressões capilares, por forças

eletromagnéticas de superfície e pela eventual existência de agentes cimentantes como

carbonatos, óxidos de ferro etc. A elevada ocorrência destes solos no mundo tem causado

preocupação em engenheiros de fundação, devido ao deslocamento da estrutura pelo colapso

do solo.

Segundo MACKECHNIE (1989), o mecanismo do colapso difere completamente do

processo clássico de adensamento. O colapso ocorre como resultado de um acréscimo no teor

de umidade e, por isso, há a expulsão de ar da estrutura do solo colapsível em vez de expulsão

22

de água. Estas condições podem caracterizar o fenômeno de colapso como oposto ao do

adensamento.

O tempo de ocorrência do fenômeno faz uma distinção nítida entre colapso e

adensamento. No adensamento, a variação dos solos saturados ocorre como um processo

transiente; o colapso, por outro lado, manifesta-se num período de tempo relativamente curto

(TADEPALLI e FREDLUND, 1991).

Na conceituação tradicional de colapso sob carga constante, pode-se acrescentar

modernamente a alternativa de maior compressibilidade ou menor rigidez do solo em vez de

descontinuidade da curva tensão x deformação de solos colapsíveis, se a inundação precede ao

início do carregamento. Neste caso de inundação prévia, a colapsibilidade se manifesta não

por um recalque abrupto, mas pela redução da capacidade de carga, conforme ilustrado na

Figura 2.3.

Rec

alqu

e

Com inundação prévia

Carga

Sem inundação

Figura 2.3: Prova de carga em solo colapsível previamente inundado.

São dois os requisitos básicos para o desenvolvimento da colapsibilidade: uma

estrutura porosa, caracterizada por um alto índice de vazios, e a condição não saturada,

representada por um baixo teor de umidade. Na estrutura porosa pode estar associada a

presença de um agente cimentante que, aliada a uma sucção suficientemente elevada,

23

estabiliza o solo na condição parcialmente saturada, conferindo-lhe uma resistência “aparente”

ou temporária.

Porém, para o solo potencialmente colapsível entrar efetivamente em colapso, duas

condições básicas devem ser satisfeitas: a elevação do teor de umidade até um certo valor

limite e a atuação de um estado de tensões também limite ou crítico que, em fundações, é

representado pela carga de colapso. A adição de água ao solo colapsível reduz a sucção e

enfraquece a cimentação, causando a redução da resistência e, portanto, o colapso do solo, se a

carga atuante é suficientemente alta.

Há, então, um grau de saturação crítico (limite inferior) para desenvolver a

instabilidade da estrutura do solo, característica do colapso. Acima deste limite, o acréscimo

do grau de saturação implica maiores recalques de colapso, mas até atingir outro valor crítico

(limite superior) do grau de saturação. Quanto ao estado de tensões atuante no solo, também

há dois valores críticos, representados pelos limites, inferior e superior (VARGAS, 1973).

VILAR et al. (1981) afirmam que as regiões tropicais apresentam condições

flagrantes para o desenvolvimento de solos potencialmente colapsíveis, quer pela lixiviação de

finos dos horizontes superficiais nas regiões onde se alternam estações de relativa seca e de

precipitações intensas, quer pelos solos com deficiência de umidade que se desenvolvem em

regiões áridas e semi-áridas. Mas, embora o problema esteja quase sempre relacionado a

depósitos de origem recente em climas áridos e semi-áridos, não são poucos os exemplos que

ocorrem em regiões com outros tipos de clima.

No Brasil, os solos colapsíveis são representados geralmente por alúvios, colúvios e

solos residuais que passaram por intensa lixiviação (FERREIRA et al., 1989).

Em geral, as fundações são projetadas de acordo com os valores de SPT. Porém, não

se tem dado muita importância de que em solos colapsíveis, com o aumento do teor de

umidade do solo, haverá naturalmente uma redução no valor do SPT (� 4 golpes). Este

24

aumento na umidade do solo pode ocorrer pela infiltração de águas pluviais, elevação do nível

freático ou por vazamentos de tubulações de água ou esgoto.

No Estado de São Paulo, destacam-se como solos comprovadamente colapsíveis, a

argila porosa vermelha da cidade de São Paulo e o sedimento cenozóico. Este sedimento se

apresenta pouco compacto, com partículas razoavelmente selecionadas, o que lhe confere uma

estrutura bastante porosa. Duas texturas são típicas dos solos de sedimento cenozóico,

dependendo das características dos materiais que lhes deram origem: uma arenosa, a

predominante, e outra argilosa.

Com espessura geralmente inferior a 10 metros, freqüentemente separado da camada

subjacente por uma linha de seixos e, normalmente, situado acima do nível d’água, o

sedimento cenozóico apresenta características típicas de material laterizado e colapsível.

Para o projetista de fundações é muito difícil estimar qual é a influência da infiltração

de água nos valores de SPT e qual é a alteração, provocada pela redução do solo, na

capacidade de carga de uma fundação, em caso de solo colapsível.

Desta forma, a realização de provas de carga em estacas, com solo em estado natural,

com inundação artificial, constitui-se na forma mais eficiente e confiável para a determinação

da capacidade de carga e verificar a influência do colapso de uma fundação, neste tipo de solo.

Um importante trabalho pode ser verificado em CINTRA (1995).

Como desafio para os engenheiros civis está à necessidade de se conhecer a

capacidade de carga e o desenvolvimento de recalques, tanto dos elementos de fundação

isolados como em grupos, quando da implantação de uma obra civil. (MASSAD,1985).

25

2.3. ESTACAS TRACIONADAS

PREVISÃO DA CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS

A estimativa da capacidade de carga de estacas através dos resultados de sondagem

de simples reconhecimento e de ensaios de penetração contínua tem sido uma preocupação de

inúmeros pesquisadores.

Segundo a norma NBR 6122/96, 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 (SPT) e as posições

dos níveis de água.

Os ensaios de penetração de cone (CPT), realizados com o penetrômetro estático

(mecânico ou elétrico), que consiste na cravação no terreno por prensagem de um cone

padronizado, permite 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. Estes

ensaios visam reconhecer o terreno de fundação, avaliar suas características de resistência e

devem ser realizados, diretamente, sobre o maciço de solo ou de rocha.

Na avaliação da resistência à tração de estacas cilíndricas ou prismáticas tem-se

empregado, basicamente, os métodos de cálculo que admitem superfície de ruptura cilíndrica

ou prismática, no contato estaca-solo ou muito próxima deste contato, como ocorre nas estacas

comprimidas (métodos empíricos e semi-empíricos) ou métodos analíticos de cálculo para

estacas tracionadas, os quais podem admitir superfícies de ruptura diferentes das cilíndricas ou

prismáticas.

26

2.3.1. Métodos analíticos de cálculo de capacidade de carga para estacas tracionadas

A seguir serão apresentados métodos de cálculo específicos para estacas tracionadas,

que podem admitir superfícies de ruptura diferentes das cilíndricas ou prismáticas, no contato

solo-estaca ou muito próxima deste contato.

2.3.1.1. Método do Tronco de Cone

O método empírico, denominado de método do tronco de cone ou tronco de pirâmide,

é bastante utilizado para fundações com base alargada, mas não se aplica para estacas sem este

tipo de base.

Este método não considera a resistência ao cisalhamento mobilizada ao longo da

superfície de ruptura, e segundo CARVALHO (1991), toda a capacidade de carga atribuída

está apenas na parcela peso.

O método do tronco de cone é exposto aqui com o objetivo de fornecer uma visão

histórica do desenvolvimento dos métodos de previsão de capacidade de carga à tração de

fundações; e também, alertar quando às limitações e incertezas que decorrem de sua utilização.

O método considera a superfície de ruptura na interação solo-estaca, onde os

resultados não são muitos satisfatórios, pois são muito conservadores ou contra a segurança;

mesmo assim é utilizado no Brasil em projeto de torres de linhas de transmissão.

A capacidade de carga à tração é obtida pelo somatório dos pesos da fundação e do

solo contido num tronco de cone, ou de pirâmide, cuja geratriz forma um ângulo α com a

vertical e cuja base menor corresponde à base da fundação (circular ou retangular) e base

maior à intersecção da superfície lateral com nível do terreno, conforme a Figura 2.4.

27

D

Lα

Pu

Figura 2.4: Método do Tronco de Cone (ou de Pirâmide) aplicado às estacas.

I) Carga Lateral Última

A carga última à tração de uma fundação é dada por:

Plu = Pf + Ps (2.1)

onde:

Pf = peso da fundação;

Ps = peso do solo contido no tronco de cone (base circular) ou tronco de pirâmide

(retangular ou quadrada), descontando-se o peso próprio da fundação.

Para fundações de base circular de diâmetro (D) e comprimento (L), a carga última à

tração (Plu) é:

Plu = Pf + C1L + C2L2 + C3L3 (2.2)

onde:

�D4�

C 21 ⋅⋅= (2.3)

28

'tg�D2�

C2 α⋅⋅⋅= (2.4)

�'tg�3�

C 23 ⋅⋅= (2.5)

Para fundações quadradas Plu vale:

Plu = Pf + Psc + C’2 .z2 + C’3.D3 (2.6)

onde, Psc = peso de solo contido no paralelepípedo que tem por base a própria

fundação de largura D e altura L.

Conhecendo-se então o ângulo de inclinação da geratriz da superfície do cone com a

vertical (α’) e o peso específico do solo (γ) determina-se a carga última à tração (Plu).

DOWNS e CHIEURZZI (1966) apud ORLANDO (1985), sugeriram adotar a

inclinação da geratriz do tronco de cone com a vertical (α’) igual ao ângulo de atrito interno

do solo (φ) e WIGGIES (1969) concordou com estes autores, mas somente para fundações

com base alargada, em solos granulares (α’ = φ ≈ = 30°).

BALLA (1961), BAKER e KONDNER (1966), ESQUIVEL-DIAZ (1967) e ALI

(1968) também consideram que α varia com as características do solo, tais como a coesão, o

ângulo de atrito e o peso específico, com a profundidade e com as peculiaridades da fundação

(tipo de base, modo de instalação, etc); porém, um valor mais rigoroso de α só pode ser

determinado por prova de carga em escala natural e para o mesmo tipo de solo.

Pela equação de Pu, a resistência ao arrancamento cresce muito com a profundidade, o

que é falso; na verdade, α’ tende a diminuir com o aumento da profundidade da fundação e,

29

mesmo que o solo permaneça o mesmo, fundações próximas podem apresentar valores de α

bem distintos.

DANZIGER e PEREIRA PINTO (1979b) variaram o ângulo α entre 15° e 30°

(valores usualmente tomadas na prática quando não se dispõe de prova de carga), a cada 5°,

determinaram as respectivas cargas de ruptura teóricas e compararam-nas com as obtidas em

provas de carga, por eles executadas, chegando-se a seguinte conclusão: para α’=15°,

encontraram até 51% de erro contra a economia; para α’=30°, até 178% de erro contra a

segurança para tubulões; para sapatas, os erros foram menores.

PALADINO (1972) sugeriu adotar o ângulo α’ entre 10° e 25°, quando não se

possuem dados de prova de carga. Baseando-se em resultados obtidos em provas de carga em

Bauru (SP), encontrou valores concentrados na faixa de 11° a 18°.

II) Considerações sobre o método

− Aspectos Positivos

Com provas de carga no mesmo tipo de solo e com características semelhantes de

fundação, este método pode conduzir a bons resultados (ORLANDO, 1985), embora

DANZIGER (1983) afirmasse, que mesmo neste caso, pode ter certas diferenças, devido ao

valor de α a ser considerado.

− Aspectos Negativos

Não explica o fenômeno da ruptura de acordo com a Mecânica dos Solos, por ser

bastante antigo. A heterogeneidade das camadas do solo não é levada em conta. Não faz

diferença entre fundações rasas e profundas.

30

O valor de α só é conhecido a posteriori, através de resultados de provas de carga,

não é um método de previsão de capacidade de carga e sim, de confirmação.

Considera apenas as parcelas de pesos e nenhuma parcela de resistência devida às

tensões cisalhantes mobilizadas ao longo da superfície de ruptura.

É impossível correlacionar o ângulo α’ com parâmetros geométricos (da fundação) e

geotécnicos (do solo), devido ao grande número de fatores envolvidos na sua determinação

(DANZIGER, 1983; DANZIGER, 1985).

2.3.1.2. Método do Cilindro de Atrito

É um método que enfoca a aderência ou atrito, mobilizados ao longo da superfície de

ruptura, na forma de um cilindro ou prisma, sendo a base igual à da fundação (se circular ou

retangular) e estendendo-se verticalmente até o nível do terreno. KILLER (1953) foi um dos

primeiros pesquisadores a abordar este método.


A resistência ao arrancamento é a somatória do peso próprio da fundação, do solo

contido no interior do cilindro ou prisma e da força de aderência ou de atrito ao longo da

superfície de ruptura (Figura 2.5).

31

L

D

τ τ

Pu

Pf

Figura 2.5: Método do Cilindro de Atrito aplicado às estacas.

Desta forma, a capacidade de carga à tração de uma fundação é equacionada da

seguinte maneira:

Plu = Pf + Ps + Pl (2.7)

onde:


Ps = peso do solo contido no cilindro;

Pl = resistência lateral última ao longo da superfície de ruptura.

Para estacas ou tubulões sem base alargada, o peso do solo contido no interior do

cilindro ou prisma é nulo.

II) Considerações sobre o Método

Este método representou um avanço em relação ao método do tronco de cone, pois se

encontra mais próximo dos princípios da mecânica dos solos. Foi desenvolvido, porém, com

base em superfície de ruptura admitida e não em superfície observada, sendo esta a sua

principal limitação.

32

A hipótese de se admitir superfície de ruptura cilíndrica (ou prismática) pode ser

válida em alguns casos, mas não em outro, pois isto depende do tipo de solo, tipo de fundação,

profundidade de fundação etc. MEYERHOF e ADAMS (1968), mostram através de testes

modelos, que em areias fofas a superfície de ruptura é aproximadamente cilíndrica. Para

pequenas profundidades, a superfície de ruptura atingia a superfície, e para grandes

profundidades, a superfície não atingia a superfície do terreno. KILLER (1953) argumenta que

este método é mais recomendável para argilas e a geratriz da superfície de ruptura se torna

mais vertical à medida que a argila se torna menos rija.

Portanto, a dificuldade da aplicação do método está em se conhecer a superfície de

ruptura real, estabelecer o valor da resistência lateral ao longo destas superfícies (adesão ao

longo do fuste), e a não distinção entre camadas heterogêneas do terreno e entre fundações

rasas e profundas.

Para fundações profundas, sem base alargada, estacas e tubulões, a admissão de uma

superfície cilíndrica de ruptura, no contato solo fundação, em geral se aproxima da realidade

(ADAMS e RADHAKRISHMA, 1971; MEYERHOF, 1973b; BARATA et al., 1978;

BARATA et al., 1979; DANZIGER, 1983; PATERSON et al., 1964 e ORLANDO, 1990).

Este caso corresponde à aplicação da teoria geral da resistência lateral ou teoria geral do atrito.

O método considera a parcela de resistência mobilizada ao longo da superfície de

ruptura e o desenvolvimento desta, ocorre na interface solo-estaca. Esta situação corresponde à

considerada pela “Teoria da Resistência Lateral, que será vista em detalhes no item 2.3.1.8.

deste capítulo.

2.3.1.3. Método de BALLA (1961)

O método de BALLA (1961) foi elaborado primordialmente para fundações rasas,

baseado em testes de modelos de sapatas circulares em areia densa (φ = 36º a 38º) e é

considerado um dos trabalhos pioneiros sobre fundações submetidas a esforços de tração.

33


Balla estudando o caso de ancoragens rasas (L/D < 3,3) em modelos estabeleceu que:

− A capacidade de carga é a soma de duas parcelas: a primeira englobando o peso da

fundação e o peso do solo contido no interior da superfície de ruptura e a segunda consistindo

na força proveniente das tensões de cisalhamento mobilizadas ao longo da superfície de

ruptura (Figura 2.6).

Pu

Pf

Ps

D

L-vL

45°-φ/2

r = z-vsen(45°+φ/2)

Figura 2.6: Parcelas de Capacidade de Carga no Método de BALLA (1961).

− A geratriz da superfície de ruptura é parte de uma circunferência cuja tangente é vertical

junto ao canto da base da sapata, sendo que junto à superfície do terreno, a tangente faz um

ângulo de (45° - φ/2) com a horizontal (Figura 2.7).

34

Rf

R=D/2

45°-φ/2

L-v

45°+φ/2x

x

x = 45°+φ/2

r

sen(45°+φ/2)r = z-v

Figura 2.7: Aspecto da Superfície de Ruptura observada por BALLA (1961).

− A capacidade de carga aumenta com o acréscimo da dimensão da base, assim como com a

profundidade de assentamento da fundação.

A partir destes dados e deduções teóricas, BALLA (1961) estabeleceu que a

capacidade de carga de uma fundação é dada por:

21vlu GGTP ++= (2.8)

onde:

Tv = parcela correspondente à resistência ao cisalhamento do solo;

G1 e G2 = parcelas de peso;

F1, F2 e F3 são fatores que dependem de φ e λ’ e aparecem nas expressões de Tv, G1 e

G2 (CARVALHO, 1991). λ’ é o “coeficiente padrão”, sendo igual a:

DvL

�−= (2.9)

35


BALLA (1961) estudou o comportamento de modelos de fundações relativamente

rasas, com relações base-altura (L/D) menores do que 3,3, em areia densa (φ = 36 a 38º).

Diversos autores verificaram uma distinção substancial no comportamento de fundações rasas

e profundas. Introduzindo-se o conceito de profundidade crítica, BAKER e KONDNER

(1966) dizem que o método pode ser aplicado para z/D � 6, para areias compactas.

Para outros tipos de solos a superfície de ruptura pode variar bastante.

2.3.1.4. Método de MEYERHOF e ADAMS (1968)

MEYERHOF e ADAMS (1968) desenvolveram um método simplificado para

estimativa da capacidade de carga de fundações, submetidas a esforços de arrancamento, a

partir de resultados de ensaios em modelos de placas, em pequenos discos metálicos de

diâmetros variando de 2,5cm a 10cm, em várias profundidades tanto em areias uniformemente

graduadas e bem graduadas, em condições fofa e compacta, quanto para argilas.

O processo de cálculo que consta do método, originou-se de séries de experiências

levadas a efeito em duas instituições, a Ontorio Hydro Research Division e a Nova Scotia

Technical College. ADAMS e HAYES (1967) fornecem detalhes dos ensaios realizados na

primeira instituição. Ensaios semelhantes foram realizados na segunda instituição, tendo sido

reportados por MAC DONALD (1963). O trabalho de MEYERHOF e ADAMS (1968) trata

ainda do efeito do grupo em fundações tracionadas, cujos testes realizados foram relatados por

WISEMAN (1966), para areias, e por LANGLEY (1967), para argilas.

Os testes mostraram que para fundações relativamente rasas, apoiadas em areias

compactas, a superfície de ruptura era em forma de arco, que a partir do canto da sapata se

estendia até a superfície do terreno. Para profundidades maiores, a superfície de ruptura era

menos acentuada, sendo, inicialmente, curva, e depois, essencialmente, vertical, até atingir a

36

superfície do terreno. Em areias fofas, a grandes profundidades, a superfície de ruptura era

basicamente vertical e limitada a uma pequena distância acima da base da fundação.

Para fundações rasas em areias fofas, a superfície de ruptura também era

aproximadamente vertical, atingindo a superfície do terreno. Em argilas as formas da

superfície de ruptura mostraram-se mais complexas devido à formação de fendas de tração no

terreno, pelo menos para profundidades pequenas com constatação de tensões neutras

negativas, no solo acima e abaixo da fundação submetida ao arrancamento.


O método foi desenvolvido para fundações rasas e profundas (estacas e tubulões), em

solos genéricos com coesão e ângulo de atrito, e depois foi adaptado para fundações circulares

e retangulares em areias e argilas. Em função das formas complexas das superfícies de ruptura,

são feitas diversas simplificações (em relação às superfícies reais). Uma distinção básica é

feita abordando os casos de fundações rasas e profundas (Figura 2.8).

τ

D

LH

τ

τ

τ

τL

a) Pequena Profundidade Profundidade

b) Grande

Pu

Pf

Po

Figura 2.8: Forma de ruptura usada na Teoria de MEYERHOF e ADAMS (1968) para o

Cálculo de Capacidade de Carga à Tração de Fundações Corridas, Rasas e Profundas.

37

Para fundações a grandes profundidades, a compressibilidade e as deformações da

massa de solo acima da base da fundação impedem que a superfície de ruptura atinja o nível

do terreno. A extensão desta ruptura localizada pode ser incluída na análise, limitando o

comprimento vertical H da superfície de ruptura e utilizando a pressão de sobrecarga acima do

nível da superfície de ruptura Pc igual γ (L - H). Desta forma, para solos com coesão e ângulo

de atrito, as seguintes expressões, foram obtidas por MEYERHOF e ADAMS (1968) para o

cálculo da carga última de fundações com bases circulares:

− Pequenas profundidades (L ≤ H):

sfv2

lu PPtgKLD�2�

sLDc�P ++⋅⋅⋅⋅⋅⋅+⋅⋅⋅= φ (2.10)

− Para grandes profundidades (L > H):

( ) sfvlu PPtgKH2LD�2�

sHDc�P ++⋅⋅−⋅⋅⋅⋅+⋅⋅⋅= φ (2.11)

onde :

γ = peso específico do solo;

s = fator de forma:

��

��

�⋅+=DL

m1s (2.12)

com um valor máximo dado por:

��

��

�⋅+=DH

m1s (2.13)

38

Kv = coeficiente nominal de empuxo de terra à tração (aproximadamente 0,9 a 0,95

para valores de φ entre 25° e 40°);

m = coeficiente que depende de φ;

H = comprimento vertical limite da superfície de ruptura acima da base da fundação;


Ps = peso de solo contido no cilindro.

Os valores de DH

, s e m, obtidos de resultados de ensaios por MEYERHOF e

ADAMS (1968), são apresentados na Tabela 2.3.

Tabela 2.3: Valores de profundidade relativa H/D (a partir da qual a fundação é considerada

profunda), do coeficiente m e limites máximos do fator de forma s.

φº 20 25 30 35 40 45 48

H/D 2,5 3 4 5 7 9 11

M 0,05 0,1 0,15 0,25 0,35 0,5 0,6

s 1,12 1,30 1,60 2,25 3,45 5,50 7,60

MEYERHOF e ADAMS (1968) apresentam ainda um valor limite para capacidade de

carga à tração, que é dada pela soma da capacidade de carga da base da fundação com o atrito

lateral de seu fuste:

( ) sflqclu PPfAND�NcDP ++⋅+⋅⋅+⋅⋅= (2.14)

onde:

Al = área lateral do fuste da fundação;

f = tensão lateral na ligação estaca-solo;

39

Nc e Nq = fatores de capacidade de carga para fundações à compressão, obtidos por

MEYERHOF (1951).

A capacidade de carga última à tração de uma fundação deve ser tomada como menor

valor obtido pelas equações de Plu (2.14) e (2.10 ou 2.11).

O método não considera ainda, a existência de diversas camadas no subsolo, nem faz

consideração à existência de sobrecargas na superfície do terreno.



É de fácil aplicação, necessitando-se conhecer apenas o peso específico, a coesão e o

ângulo de atrito interno do solo. Apresenta a estimativa de carga última à tração de fundações

profundas, a partir de uma determinada profundidade crítica.


Uso duvidoso em estacas e tubulões, sem alargamento da base (ORLANDO, 1985).

Também não faz considerações sobre distintas camadas de solo, nem referência a sobrecargas

na superfície do terreno.

2.3.1.5. Método de MEYERHOF (1973)

MEYERHOF (1973a) generalizou o método MEYERHOF e ADAMS (1968),

estendendo-o para placas de ancoragem e estacas inclinadas submetidas a esforços axiais de

carga à tração.

40

Estudou-se o caso de estacas e placas sujeitas a cargas inclinadas de tração

(MEYERHOF, 1973b). De maneira geral, o caso de estacas ou tubulões sem base alargada é

melhor abordado do que por MEYERHOF e ADAMS (1968).

MEYERHOF (1973a) desenvolveu o método para solo genérico, com coesão e atrito,

considerando adesão, ângulo de atrito estaca-solo e um coeficiente adimensional de

arrancamento, sem sugerir valores para os dois primeiros parâmetros. MEYERHOF (1973a)

limitou a tensão vertical, no caso de estacas, em areia, a uma relação entre o comprimento

enterrado e o diâmetro da fundação (L/D), em torno de 15 (VESIC’, 1967a).


Para uma estaca oblíqua, em relação à vertical, com inclinação menor que 45º, a

resistência ao arrancamento não difere muito de uma estaca vertical. Logo, a capacidade de

carga à tração pode ser expressa em termos de atrito lateral.

Assim:

flu�malu PA)tgK�'(cP +⋅+= δ (2.15)

onde:

ca = adesão estaca-solo;

σ’νm = tensão vertical efetiva média, devido ao peso de solo;

Ku = coeficiente de arrancamento;

Al = área lateral da estaca;

δ = ângulo de atrito solo-estaca

Pf = peso da fundação.

Para a utilização deste método, pode-se considerar o valor da adesão estaca solo (ca) e

do ângulo de atrito estaca-solo (δ) iguais, respectivamente, aos valores da coesão do solo (c’d)

41

e do ângulo de atrito do solo (φ’d) obtidos através dos ensaios triaxiais drenados. Também

pode ser considerada uma profundidade crítica (Lc/D = 15), a partir da qual o atrito lateral

permanece constante.

Para um valor particular do ângulo de atrito do solo, o valor de Ku cresce com o

aumento da profundidade relativa, L/D, até um valor máximo e depois, permanece constante.

A profundidade em que o valor de Ku atinge o valor máximo é designado por profundidade

crítica. A partir da profundidade crítica, a capacidade ao arrancamento pode ser analisada

usando o coeficiente limite de arrancamento. Este coeficiente ao arrancamento cresce com o

aumento do ângulo de atrito do solo.

Apresenta-se na Figura 2.9 os valores do coeficiente de arrancamento Ku para estacas

escavadas.

Figura 2.9: Coeficiente de Arrancamento Teórico para Estacas Escavadas.

42



Limita o atrito lateral para estacas, a um valor máximo L/D=15. Trata

especificamente de fundações rasas e profundas, com e sem base alargada. É aplicado

conjuntamente com parâmetros sugeridos por DAS et al. (1977), com φ em função de Dr,

podendo conduzir a bons resultados, geralmente conservadores, para tubulões sem base

alargada (ORLANDO, 1985).


De acordo com seu método de MEYERHOF e ADAMS (1968), MEYERHOF

(1973a,b) continuou não considerando sobrecargas na superfície do terreno e nem camadas

distintas de solo. Pode ocorrer grande dispersão entre os resultados calculados e os

determinados em provas de carga, por não haver sugestão dos valores a adotar para a adesão e

o ângulo de atrito estaca-solo. Utilizando parâmetros de MEYERHOF (1973a), pode haver

tendência a resultados contrários à segurança para tubulões sem base alargada (ORLANDO,

1985) ou para estacas brocas (MATOS, 1989) e escavadas (CARVALHO, 1991).

2.3.1.6. Método de DAS (1983)

DAS et al. (1977) demonstraram que a tensão de resistência lateral crescia

linearmente com a relação (L/D) em testes realizados em modelos de estacas verticais de

madeira, em areias secas fofa, média e densa. A superfície destas estacas era rugosa, produzida

pela colagem de grão de areia, em torno do fuste da mesma. Eles sugeriram adotar, para uma

estimativa conservadora, ângulos de atrito estaca-solo δ = m φ, onde m é cerca de 0,4 para

areias muito fofas (Dr ≈10 %), aumentando com a compacidade relativa até cerca de 1,0, para

areias densas (Dr ≥ 70 %).

43

DAS e ROZENDAL (1983) chamaram atenção para o fato de que os coeficientes de

arrancamento (Ku) foram considerados como conhecidos, sendo, então os parâmetros δ/φ

deduzidos esses autores verificaram que o atrito lateral crescia até certa profundidade crítica, a

partir da qual permanecia constante. Eles concluíram que a relação (L/D)crít. depende da

densidade relativa (Dr) da areia.


Partindo de experiências realizadas em modelos, DAS (1983) propõe a seguinte

metodologia para o cálculo da carga última de uma estaca submetida a esforços de tração:

1) com o diâmetro D e o comprimento enterrado L da estaca, calcula-se a relação L/D;

2) estima-se a compacidade relativa Dr da areia;

3) com o valor desta última, calcula-se L/D crít., através das relações:

a) para Dr ≤ 70% : (L/D)crít. = 0,156Dr + 3,58 (2.16)

b) para Dr > 70% : (L/D)crít. = 14,5

4.a) se (L/D) < (L/D)crít., calcula-se a capacidade de carga à tração pela relação:

fu2

lu Ptg�KL�D2�

P +⋅⋅⋅⋅⋅= (2.17)

4.b) se (L/D) > (L/D)crít. , calcula-se a carga última à tração pela expressão:

( ) fcrít.ucrít.u2crít.lu PLLtg�KL�D� tg�KL�D

2�

P +−⋅⋅⋅⋅⋅⋅+⋅⋅⋅⋅⋅= (2.18)

onde:

Ku = coeficiente de arrancamento

δ = ângulo de atrito estaca-solo.

44

Pelo exposto, observa-se que para o cálculo de Plu, necessita-se dos valores do

coeficiente de arrancamento (Ku) e do ângulo de atrito estaca-solo (δ).

Em relação ao coeficiente de arrancamento (Ku), DAS et al. (1977) propõe a adoção

dos valores propostos por MEYERHOF (1973b), valores apresentados na Figura 2.9.

Com relação ao ângulo de atrito estaca-solo (δ), DAS et al. (1977) sugere adotar δ

variando de 0,4φ (areias fofas) e φ (areias densas). Esta sugestão foi feita após análise de

dados obtidos em modelos por ESQUIVEL-DIAZ (1967) e utilizando-se as fórmulas e o

coeficiente de arrancamento Ku de MEYERHOF (1973b). DAS et al. (1977) apresenta as

variações de δ/φ com a compacidade relativa da areia (Figura 2.10).

δ/φ 0,6

200

0

0,4

0,2

Dr (%)8040 60 100

DAS et al. (1977)

1,1

0,8

1,0

ESQUIVEL - DIAZ (1967)

Figura 2.10: Variações de δ/φ com a densidade relativa (Dr) da areia (DAS et al., 1977).

Deve-se considerar ainda, que este Método foi proposto para areias puras, não

fazendo consideração a diferentes camadas no subsolo, nem a sobrecarga na superfície do

terreno.

45

Considerando que o solo estudado foi o do Campo Experimental de São Carlos,

CARVALHO (1991) adotou o valor da densidade relativa (Dr) igual a 0,3, já que para este tipo

de solo (areia pouco compacta), a densidade relativa varia entre 0,2 e 0,4. Esta consideração

conduz a um valor de ângulo de atrito estaca-solo (δ) igual a 0,7φ (Figura 2.10).

CARVALHO (1991) encontrou boa aproximação entre os resultados de provas de

carga e os de previsão por este método adaptado. Como o método fora desenvolvido

exclusivamente para areais puras, este pesquisador fez a inclusão da parcela devida à adesão

(π.D.L.ca), adotando-se o valor de coesão estaca-solo (ca) igual ao valor da coesão do solo

(c’d), obtido através de ensaios triaxiais drenados.



É de aplicação bastante fácil e os parâmetros que fazem parte da metodologia para o

cálculo de carga última à tração estão em gráficos simplificados, o que diminui sobremaneira

o processo de cálculo.


O método foi desenvolvido para areias puras, com compacidade entre fofa e densa,

não havendo a certeza de extrapolação dos resultados para outros tipos de solo, ou diferentes

camadas do terreno, como observaram DAS e ROZENDAL (1983).

Não considera sobrecargas na superfície do terreno.

46

2.3.1.7. Método de Grenoble

Este método de cálculo foi desenvolvido pela equipe da Universidade de Grenoble

(França), juntamente com a Companhia de Eletricidade da França (MARTIN, 1963;

MARTIN, 1966; BARRAUD, 1962; MARTIN, 1973).

É um método que envolve quase todos os tipos de fundações, estudados em modelos

reduzidos de estacas, placas, sapatas e tubulões, com ou sem base alargada. As considerações

teóricas foram aferidas em vários países através de prova de carga, em escala natural. O

método considera um solo genérico com determinado peso específico, ângulo de atrito e

coesão.

Neste método, a ruptura de uma fundação tracionada pode-se dar por cisalhamento

generalizado, quando a superfície de ruptura é composta de retas inclinadas com a vertical,

atingindo a superfície do terreno, ou por cisalhamento localizado, quando a superfície de

ruptura localiza-se ao redor da base da fundação. No primeiro caso, comportam-se as estacas

cilíndricas ou prismáticas.

A carga de ruptura de uma estaca cilíndrica, ou tubulão sem alargamento de base, em

solo homogêneo, é a soma da resistência ao cisalhamento mobilizado ao longo da superfície

de ruptura, do peso da fundação, do peso do solo solidário à estaca, no processo de ruptura e

da sobrecarga, atuante na superfície, quando esta existir.

O ângulo λ depende do modo de instalação da estaca, de sua profundidade, da sua

geometria da base e da heterogeneidade do solo. BIAREZ e BARRAUD (1968) sugeriram

adotar para estacas λ = -φ/8, entretanto, o melhor meio de avaliá-lo é através de prova de

carga. Ressalte-se que o sinal negativo é apenas convenção: indica que a superfície de ruptura

abre em direção ao nível do terreno (Figura 2.11).

47


Admite-se então no Método, que a carga última à tração seja dada pelas seguintes

parcelas dos estados de equilíbrio limite em meio homogêneo.

1) Equilíbrio sob a ação do peso próprio do conjunto (estaca-solo solidário) que provoca o

atrito no contato da superfície de ruptura, ao qual corresponde o esforço Pfφ, denominado

“termo de atrito” (Figura 2.11);

2) Equilíbrio em um meio sem peso, mas coesivo, ao qual corresponde o esforço Pfc,

denominado “termo de coesão” (Figura 2.12);

3) Equilíbrio em um meio sem peso, sob a ação de uma sobrecarga na superfície do terreno,

denominado “termo de sobrecarga” (Pq);

4) Para se obter o valor da carga última total Plu, adiciona-se o peso Pγ do tronco de cone

solidário à fundação, denominado “termo de gravidade” e também o peso próprio da fundação

Pf.

Puφ

φp

ds

D = 2R

L λ

B' B

A' A

Cσ' σ

+λ

- Considera-se λ negativo quando a reta AB abre em direção a superfície do terreno.

Superfície de ruptura real

Superfície de ruptura

aproximada

Figura 2.11: Distribuição das tensões devidas ao atrito (BIAREZ e BARRAUD, 1968).

48

Desta forma, a carga última de uma estaca cilíndrica submetida a esforços verticais de

tração é:

Plu = Pfφ + Pfc + Pq + Pγ + Pf (2.19)

L

H

D = 2R A

λλ

φ

σ B

Puc

+

C

H

ff r

π/2-λ

f r = f - H

Figura 2.12: Distribuição das tensões representando a influência da coesão num solo de ângulo

de atrito φ (BIAREZ e BARRAUD, 1968).

− Termo de Atrito Pfφφφφ:

A Figura 2.11 mostra a distribuição das tensões p sobre a face AB, considerada sob

empuxo passivo, do diedro ABC. O cálculo conduz à equação:

D�MD2�Pf ⋅⋅⋅⋅= φφ R (2.20)

onde,

��

��

� ⋅−⋅=RD

tg�31

1MM0φφ (2.21)

49

com,

( )�4cos�sen2

M 20

+= φφ (2.22)

− Termo de Coesão Pfc:

A Figura 2.12 mostra a distribuição das tensões f sobre a face AB do triedro ABC de

um meio sem peso de ângulo de atrito φ e submetido à sobrecarga fictícia H = c.cotgφ. Assim,

obtém-se as seguintes expressões:

cfc McD2�P ⋅⋅⋅= R (2.23)

onde,

��

��

� ⋅−⋅=RD

tg�21

1MM0cc (2.24)

com,

��

��

�+⋅+−=

φφ

φ tgtg�

1cosHf

tgtg�

M0c (2.25)

O coeficiente f/H é função de φ e λ, dado através do ábaco da Figura 2.13.

− Termo de Sobrecarga Pfq:

É calculado como no caso da coesão, substituindo-se H por q (pressão na sobrecarga)

no cálculo precedente:

DMq2�P qfc ⋅⋅⋅= R (2.26)

50

onde,

��

��

� ⋅−⋅=RD

tg�21

1MM0qq (2.27)

com,

tg�tgMtgtg�

1senq

fM

00 cq

c +=��

��

�+⋅= φ

φφ (2.28)

sendo q = sobrecarga uniforme infinitamente extensa, atuante na superfície do

terreno.

− Termo de gravidade Pγγγγ:

Consiste em levar em conta o peso da massa tronco-cônica de solo levantado. Obtém-

se:

DM�D2�Pfc ⋅⋅⋅⋅= γR (2.29)

onde,

��

��

� ⋅−⋅=RD

tg�31

1MM0γγ (2.30)

com,

tg�21

M0

−=γ (2.31)

51

A soma Mφ+Mγ fornece:

( ) ��

��

� ⋅−⋅+=+RD

tg�31

1MMMM00 �φγφ (2.32)

( )�2cos

2�cossenMM 2�00

+⋅=+ φφφ (2.33)

Finalmente, escreve-se a seguinte expressão, somando todos os termos (inclusive o

peso próprio Pf da estaca):

[ ] fq�cllu PMq)M(M�DMcAP +⋅++⋅+⋅= (2.34)

onde:

Al = área lateral enterrada da estaca = 2πR.D = p.D (p = perímetro da estaca).

Figura 2.13: Ábaco do coeficiente de empuxo f/H em função de φ e λ em meio coesivo sem

peso (BIAREZ e BARRAUD, 1968).

52

No caso de terrenos estratificados, o cálculo de capacidade de carga é feito

considerando-se a resistência de cada camada isoladamente sobre o efeito de sobrecarga das

camadas sobrejacentes. Para terrenos submersos utilizá-se γ sub tanto para o solo quanto para a

fundação.

DANZIGER (1983) concluiu que para tubulões com e sem base alargada, a

consideração de λ = 0 (superfície de ruptura cilíndrica) traz melhores resultados de previsão de

capacidade de carga à tração, do que para λ = -φ/8 (superfície de ruptura em forma de tronco

de cone), em razão da própria observação da superfície de ruptura nos mesmos, e isto era tanto

mais marcante quando maior for a profundidade relativa das fundações. ORLANDO (1985) e

CARVALHO (1991) chegaram à mesma conclusão, estudando tubulões sem base alargada e

estacas escavadas, respectivamente. DANZIGER (1983), ORLANDO (1985) e CARVALHO

(1991) concluíram que para λ = -φ/8, os valores teóricos superestimam a resistência à tração,

enquanto que para λ=0°, os valores estão ligeiramente a favor da segurança, mas com boa

aproximação com aqueles verificados nas provas de carga.

MATOS (1989) encontrou λ=0° valores contra segurança, embora o autor

esclarecesse que os resultados mais realistas foram encontrados quando baseados em

parâmetros de resistência efetiva ou residual do solo.



O método pode ter melhores resultados práticos, no cálculo de capacidade de carga à

tração, em função da proposição na formação da superfície de ruptura, distintas conforme o

tipo de fundação, profundidade e tipo de solo, além de considerar o efeito de sobrecargas na

superfície do terreno.

53

O método foi comprovado em provas de carga em verdadeira grandeza, em vários

países, o que tornou possível a aferição da metodologia proposta.


Em função do extenso tratamento teórico dispensado ao método, o seu emprego pode

tornar-se moroso, devido à quantidade de parâmetros envolvidos, expostos por meio de

diversos gráficos, ainda mais se o solo é genérico, ou seja, possui coesão e atrito; uma análise

computacional faz-se necessária, para evitar excessiva perda de tempo.

2.3.1.8. Método da Teoria da Resistência Lateral

Esta teoria foi desenvolvida para o cálculo da carga última à compressão de estacas,

admitindo-se que a ruptura ocorra no contato solo-estaca. Entretanto, pode-se utilizá-la no

cálculo de capacidade de carga à tração, desde que se faça algumas alterações, como será visto

a seguir.

I) Carga Lateral Unitária

Segundo POULOS e DAVIS (1980), a tensão de cisalhamento máximo (τs), unitária,

na superfície do fuste de uma estaca vertical é considerada obedecendo a lei de Coulomb:

τs = ca + σh tg δ (2.35)

onde:

ca = adesão estaca-solo;

σh = tensão horizontal (normal ao contato solo-estaca);

δ = ângulo de atrito estaca-solo.

54

Assim, em termos de tensões efetivas médias, a resistência lateral última (Plu) é a

integração da resistência lateral unitária, ao longo de todo o fuste da estaca, conforme abaixo:

( )dL�tg�KcpPL

0vhalu � ⋅⋅+= (2.36)

onde:

p = perímetro da estaca;

L = comprimento enterrado da estaca;

σv = tensão vertical devido ao peso do solo.

Deste modo, a carga última à tração é:

( ) f

z

0vhalu Pdz�tg�KcpP +⋅⋅+= � (2.37)

Pelo exposto, observa-se que a determinação da carga lateral (Plu) de uma estaca

depende da tensão vertical (σv), do coeficiente do empuxo horizontal (Kh), do ângulo de atrito

entre a estaca e o solo (δ) e da adesão entre a estaca e o solo (ca).

Com relação à tensão vertical (σv), devido ao peso do solo, constata-se

experimentalmente que para solos arenosos há um crescimento até uma certa profundidade, a

partir da qual σv permanece constante. Esta profundidade é denominada de profundidade

crítica (Lc). POULOS e DAVIS (1980) sugerem, para simplificação, adotar diagrama de

tensões verticais junto ao fuste da estaca conforme é apresentado na Figura 2.14. Este fato

55

condiciona a resistência lateral das estacas, tendo sido constatado por KÉRISEL (1961, 1964)

e VESIC’ (1964a,1967a).

P

L σv constante

Lc

D

N.A.

Figura 2.14: Diagrama de tensões verticais junto ao fuste da estaca (POULOS e DAVIS,

1980).

Com relação ao coeficiente de empuxo horizontal (Kh), constata-se que sua

determinação é complexa. Este coeficiente depende, além do ângulo de atrito do solo (φ) e do

tipo e método de instalação da estaca, também da compressibilidade do solo, das tensões

horizontais no terreno e do tamanho e forma da estaca.

Com relação aos valores do ângulo de atrito do solo (φ), ângulo de atrito estaca-solo

(δ) e adesão entre estaca-solo (ca) existem dúvidas sobre quais valores adotar. No caso de

estacas cravadas, POULOS e DAVIS (1980) sugerem adotar, para a determinação de Kh.tgδ

em gráfico, o seguinte valor de φ:

º1043 '

1 +⋅= φφ (2.38)

56

onde, φ’1 é o ângulo de atrito do solo antes da cravação da estaca.

Com relação aos parâmetros δ e ca, considerando-se estacas escavadas a seco, em

solos arenosos, com superfície lateral totalmente rugosa após a concretagem, existem

indicações (POTYONDY, 1961) de que neste caso o ângulo de atrito (δ) e a adesão (ca) no

contato entre o solo e a fundação, se confundam com o ângulo de atrito (φ) e a coesão (c) do

solo.

Através das análises de CARVALHO (1991), para as estacas escavadas no Campo

Experimental de São Carlos, utilizando-se os dados obtidos da instrumentação, procurou-se

determinar para o solo analisado, qual seria a profundidade crítica (Lcrít.) e qual seria o valor

do coeficiente de empuxo horizontal (Kh). Com os dados obtidos das provas de carga e

admitindo-se que a ruptura ocorra na ligação estaca-solo, admitiu-se que o ângulo de atrito

estaca-solo (δ) e a adesão estaca-solo (ca) sejam iguais ao ângulo de atrito do solo (φ’d) e

coesão do solo (c’d) obtidos nos ensaios triaxiais drenados, com valores médios de Khtgφ =

0,29 e Kh = 0,58.

KULHAWY (1985) afirmou que fundações retas tracionadas apresentam ruptura

principalmente ao longo da interface solo-estaca, conduzindo a uma superfície cilíndrica de

cisalhamento. De acordo com este autor, quando se inicia o carregamento à tração nestas

fundações, forma-se uma zona de cisalhamento no solo, ao longo de planos nas quais as

condições de ruptura de Mohr-Coulomb são satisfeitas. Contudo, grandes deslocamentos ao

longo dessa zona não são ainda permitidos; então, o solo é forçado a desenvolver

deslocamentos cisalhantes, com o posterior avanço do movimento ascendente da fundação, o

que resulta finalmente em um deslocamento cisalhante contínuo. Este cisalhamento contínuo

ocorre muito próximo à interface solo-estaca e efetivamente define uma superfície de ruptura

cilíndrica.

Confirmando esse fato, ORLANDO (1985) e CARVALHO (1991) conseguiram boa

aproximação do uso deste método, com relação a resultados de provas de carga, em escala

natural. Segundo DANZIGER (1983), MATOS e MILITITSKY (1990), o modelo de ruptura

57

mais compatível com a realidade é o que considera o desenvolvimento de uma superfície de

ruptura cilíndrica, daí a conveniência deste método.



Para fundações profundas retas (estacas e tubulões sem base alargada) a ruptura pelo

contato solo-estaca parece ser a mais realista; uso do método, fácil e rápido.


Por possuir parâmetros em sua formulação que pode variar em largo espectro, pode

conduzir a resultados diversos.

Não há, até o presente, um pleno conhecimento da relação a adotar, entre os atritos

laterais à tração e à compressão, o que pode causar resultados inesperados.

2.3.1.9. Método de KULHAWY (1985) e equipe (Universidade de Cornell)

KULHAWY (1985) equaciona a resistência última (Pu) de estacas escavadas e

tubulões sem base alargada, através do equilíbrio de forças verticais apresentadas na Figura

2.15. A equação para avaliação da carga última (Pu) é a seguinte:

�++=++=área

puflupufu (z)dzPPPPPP (2.39)

onde:


Ppu = resistência de ponta;

Plu = resistência de atrito lateral;

58

τf = tensão de resistência lateral ao longo de uma superfície de cisalhamento geral.

Com estudos para a definição da superfície de cisalhamento verificou-se que as

estacas escavadas rompiam, principalmente, ao longo da interface solo-fuste, conduzindo a

uma superfície de cisalhamento cilíndrica, conforme demonstrada na Figura 2.15. A

transferência de carga correspondente é mostrada na Figura 2.15, segundo STEWART e

KULHAWY (1981). O deslocamento típico para mobilizar toda a resistência lateral está em

torno de 5 a 10mm.

Pu

L

DPf

Plu

Ppu

z

(a)

Pu

Ppu Plu

(b)

Figura 2.15: Estaca ou tubulão sem base alargada submetidos à tração. a) representação dos

esforços; b) diagrama de transferência de carga ao longo do fuste (KULHAWY, 1985).

A forma como ocorre este tipo de ruptura é mostrada na Figura 2.16. Durante o

carregamento inicial de tração o cisalhamento se desenvolve no solo segundo planos em que a

condição de ruptura de Mohr-Coulomb é satisfeita (Figura 2.16a). Grandes deslocamentos ao

longo desses planos de cisalhamento não são cineticamente possíveis; sendo assim, o solo é

forçado a desenvolver cisalhamentos devido ao deslocamento com o maior movimento da

fundação (Figura 2.16b), que finalmente resulta numa superfície de deslizamento contínua

(Figura 2.16c). Esta superfície contínua é muito próxima à interface solo-fuste, definindo uma

superfície de cisalhamento cilíndrica.

59

Cisalhamentode deslocamentocontínuo

(c)

Desenvolvimentodo cisalhamentode deslocamento

Fuste Fuste

(a) (b)

Fuste

Cisalhamentoinicial

Figura 2.16: Desenvolvimento da superfície de ruptura do solo, junto à estaca (KULHAWY,

1985).

Porém, em alguns casos, o cisalhamento inicial constitui um modo de ruptura

cineticamente possível. Nesta condição, há uma superfície de ruptura composta, constituída

por um cone de solo junto à superfície do terreno. (KULHAWY, 1985; KONSTANTINIDIS

et al., 1987; TUCKER, 1987).


Para o modo de ruptura dominante, isto é, considerando-se a superfície de um cilindro

vertical, o valor da carga lateral última (Plu) é dada por:

( ) ( ) ( )� ⋅⋅⋅=L

0hlu dzztgz�'zpP �' (2.40)

ou ainda,

( ) ( ) ( ) ( )� ⋅⋅⋅⋅=L

0vlu dzztgzKz�'zpP �' (2.41)

60

onde:

p = perímetro da fundação;

σh’= tensão efetiva horizontal que age como uma tensão normal na interface solo-

fuste;

δ’ = ângulo de atrito efetivo para a interface solo-fuste;

σv’ = tensão vertical efetiva;

K = coeficiente de empuxo horizontal (σh’/σv’).

Os valores dos perímetros (p) e da tensão vertical efetiva (σv’) são facilmente

calculados. KULHAWY (1985) não limita o valor de σv’ com a profundidade, defendendo que

a tensão horizontal efetiva σh’ = K. σv’ é limitada pelo valor de K, que depende da razão de

sobreadensamento (OCR) e da diminuição do ângulo de atrito φ com o aumento da

profundidade. (KULHAWY, 1984).

Baseiam-se nos estudos de KULHAWY e PETERSON (1979), os valores do ângulo

de atrito da interface solo-fuste (δ’), para interface rugosa, δ’/φ’ > 1. Para concretagem normal

in-loco, com abatimento (“slump”) maior do que 10cm, em solos arenosos, a superfície de

interface pode ser considerada rugosa. Neste caso, δ’/φ’ > 1, significa que a superfície de

ruptura não se dá na interface solo-fuste, movendo-se para o solo adjacente junto ao fuste; na

prática, deve-se tomar δ’/φ’ = 1.

O coeficiente K é o parâmetro mais difícil de ser avaliado, pois é função do

coeficiente de empuxo em repouso K0 e das modificações de tensões causadas pelo método

construtivo de implantação da estaca, pelo carregamento e pelo tempo. De acordo com estes

fatores, pode haver um aumento ou decréscimo do coeficiente original K0, correspondendo,

grosseiramente, ao intervalo de tensões de empuxo ativo mínimo ao de empuxo passivo

máximo (0,1 a 5,0, conforme relatado na literatura).

Primeiramente, deve-se estimar o valor de K0, estabelecendo um diagrama de K0 com

a profundidade. A maior parte dos solos são sobre-adensados, pelo menos próximo da

61

superfície. Porém, ao se assumir K0 = 1-senφ’, fica-se quase sempre a favor da segurança. Os

valores de K0 podem ser estimados através dos ensaios de campo, do histórico de tensões

(MAYNE e KULHAWY, 1982) ou de correlações empíricas baseadas em índices de campo

ou de ensaios laboratoriais.

Conhecendo-se K0 com a profundidade, pode-se determinar o valor de K. O estudo

sugere adotar a relação K/ K0 variando de 2/3 a 1,0. O valor menor corresponde à construção

com o emprego de lama, enquanto que o valor maior corresponde a construções secas e

mínimo amolgamento do solo. Quando há movimentos grandes de solos (areias com água)

com alívio de tensões, pode-se atingir o estado limite mínimo de tensões (caso ativo). Estas

situações exigem estudos especiais. Já, no caso do cimento expansivo, K/ K0 pode ser maior

do que 1,0.

Finalmente, pode-se escrever a carga lateral última da fundação em estacas e tubulões

sem base alargada através da expressão:

f

L

00v

0fllu Pdz

'�'

(z)'tg(z)K(z)�'p(z)KK

PPP +�

��

⋅⋅⋅⋅⋅=+= � φφ (2.42)

com: δ’/φ’ = 1,0 e 2/3≤ K/ K0≤1,0.



Para fundações profundas retas (estacas escavadas e tubulões sem base alargada),

considerando que a ruptura ocorra no contato estaca-solo ou muito próximo desse contato; uso

do método, fácil e rápido.

62


Por possuir parâmetros em sua formulação que pode variar em largo espectro, pode

conduzir a resultados diversos.

2.3.1.10. Método de LEVACHER e SIEFFERT (1984)

LEVACHER e SIEFFERT (1984) propõem uma fórmula para a avaliação da carga

última à tração de estacas em areia, cujo resultado depende do modo de instalação da estaca.

Basearam-se em resultados de ensaios em modelos constituídos por estacas de aço tubulares

de diâmetro 35mm e comprimento 0,90m (L/D ≅ 26) realizados em Nantes, França. Os tipos

de estacas foram estacas cravadas por impacto, cravadas por vibração e escavadas (simuladas

por deposição da areia ao redor do modelo de estaca previamente posicionado).


Os autores admitem uma distribuição triangular das tensões laterais e a resistência à

tração é proposta pela seguinte expressão:

m02

0lu KLfp�K21

P ⋅⋅⋅⋅⋅⋅= (2.43)

onde:

K0 = 1 – sen φ (2.44)

f = tg φ (2.45)

Km0 = coeficiente do método de instalação da estaca, dada pela Tabela 2.4.

63

Tabela 2.4: Coeficientes do método de instalação da estaca (Km0) (LEVACHER e SIEFFERT,

1984).

Tipo de estaca Km0 Observações

Escavada 2,4 Compacidade relativa

Dr ≤ 0,50

Cravada por impacto 2,7

Cravada por vibração 3,2



Para fundações profundas retas (estacas cravadas por impacto, cravadas por vibração

e escavadas) considerando que a ruptura ocorra no contato estaca-solo ou muito próximo desse

contato; uso do método, fácil e rápido.


O resultado da resistência à tração de estacas em areia depende do modo de instalação

da estaca.

2.3.1.11. Método de GRAUX (1970)

Este método foi baseado nas observações experimentais de ensaios de penetração de

cone CPT submetidos à tração e dos estudos em modelos reduzidos de placas verticais planas

realizados por LEBÈGUE (1964).

64

GRAUX (1970) propõe um método de cálculo para avaliação da carga última estacas

tracionadas, a partir de parâmetros de resistência do solo (coesão e ângulo de atrito). O método

consiste em calcular o esforço resistente que o solo pode oferecer ao movimento vertical de

arrancamento de uma estaca, analisando-se a distribuição de tensões por meio do círculo de

Mohr.

HIPÓTESES ADOTADAS

a) No momento do arrancamento, forma-se uma zona plástica na vizinhança imediata da

estaca, onde o solo se encontra em equilíbrio limite;

b) As superfícies de ruptura, nesta zona, são cônicas, cujos traços formam um ângulo θ com a

vertical;

c) O solo obedece a envoltório de Mohr Coulomb: τ = s = c + σ.tgφ;

d) A componente vertical da tensão sobre um plano horizontal na vizinhança da estaca

permanece igual àquela que age no interior do maciço à mesma profundidade;

e) O fenômeno de revolução dentro da zona de contato estaca-solo é assimilável a um

problema plano, admitindo-se que a zona plastificada seja limitada a um cilindro ao redor da

estaca.

Estas hipóteses estão representadas na Figura 2.17.

65

z

3'3

σγ=γz

2 2'

θ

σ

Pu

1'1

τ

Zona plastificada

Figura 2.17: Análise das tensões ao redor de uma estaca tracionada, mostrando as hipóteses e a

zona de plastificação (GRAUX, 1970).

I) Solos Granulares (Não Coesivos)

No caso dos solos granulares com coesão nula, a envoltória de resistência do solo fica

sendo τ = s = σ.tgφ.

a) Caso Geral

Para a determinação das tensões no plano vertical em função da orientação do plano

de ruptura, é feita uma análise de um elemento de solo no contato solo-estaca. Para maior

clareza, são demonstradas as três facetas (três planos do estudo), para o mesmo elemento,

distintamente, conforme a Figura 2.18:

dS1: faceta do elemento na superfície de ruptura com inclinação de θ em relação ao eixo da

estaca;

dS2: faceta do elemento na superfície horizontal;

dS3: faceta do elemento na superfície vertical, de contato solo-estaca.

66

Obs.: Os índices 1, 2 e 3, nada tem a ver com as tensões principais no elemento; foram

mantidos aqui, de acordo com o artigo original.

τ3

τ1

τ2

σ3

σ1

σ2θ

ds3

ds1

ds2

τ3τ1

τ2

σ2σ1 σ3 σ

τ

−2θ

π/2+ϕϕ0

3

2

1

D

Figura 2.18: Solos granulares – Caso geral: σ2 = σv = γ . z (GRAUX, 1970).

Na superfície de ruptura, σ1 e τ1 são relacionados pela equação de resistência τ1 =

σ1.tgφ. O ponto 1 do círculo de Mohr é o ponto de tangência com a reta da envoltória de

resistência.

A partir do ponto 1, pode-se determinar:

− o ponto 3, correspondente à superfície de contato estaca-solo, girando-se o raio do círculo

da posição D1 de um ângulo igual a 2θ, para a posição D3 . Pela Figura 2.18, como θ < φ, τ3

> τ1;

− o ponto 2, corresponde ao plano horizontal, girando o raio da posição D1 de um ângulo

igual a ��

��

� − �2�

2 (2.46)

até a posição D2 .

Nota-se que, os planos 2 e 3 são diametralmente opostos, já que os planos

correspondentes são ortogonais; portanto, as tensões τ3 e τ1 são iguais, mas de sinais opostos.

67

(Tensões de cisalhamento com sinal positivo quando tende a girar o elemento de solo no

sentido anti-horário, não é aplicada nas figuras).

GRAUX (1970), por hipótese, admite que a componente vertical da tensão no plano

horizontal (σ2) seja igual à tensão inicial do interior do maciço, ou seja:

)camadas i para z�z(ou �� iiv2 �⋅== (2.47)

Pode-se determinar, trigonometricamente, pela Figura 2.18, o valor da tensão de

cisalhamento resistente no contato solo-estaca (τ3) em função de σv, contanto que seja

conhecido ou admitido o valor de θ. As fórmulas de σ3 e τ3 em função de θ e φ não são

apresentadas por GRAUX (1970) para o caso geral, mas somente para os casos particulares.

Na Figura 2.19 está a relação geral de τ3/σv e σ3/σv em função de θ e φ.

Observa-se que, para determinado ângulo de atrito φ, o valor de τ3/σv cresce com θ,

até atingir seu valor máximo para θ = φ.

b) Casos Particulares

São apresentados três casos de variação do ângulo θ: θ = 0; θ = φ/2 e θ = φ.

− Valor mínimo: θ = 0

Neste caso, a superfície de ruptura é cilíndrica, coincidindo com o fuste da estaca. As

facetas dS1 e dS3 se confundem, o ponto 1 do círculo de Mohr coincide com o ponto 3 e o

ponto 2 é diametralmente oposto, conforme mostra a Figura 2.20a. Por semelhança de

triângulos e relações trigonométricas, pode-se tirar as seguintes relações:

φ2v3 2tg11

��+

⋅= (2.48)

68

φφφ

2v33 2tg1tg

�tg�+

⋅=⋅= (2.49)

σv

ϕ=25

ϕ=30

ϕ=450,5

0 100,3

0,4

20 30

0,8

0,6

0,7ϕ=30

ϕ=35

ϕ=40

ϕ=25

1

1,2

1,4

40 50 60θ

ϕ=35ϕ=40

ϕ=45

τ3σv

vv

2,5

21,81,6

3,53

4

σ3

σσ35 τ3

σet

Figura 2.19: Variação de τ3/σv e σ3/σv em função de θ. (As curvas estão limitadas a 0 ≤ θ ≤ 5

φ/4. A parte útil das curvas está representada em linhas cheias) (GRAUX, 1970).

− Valor intermediário: θ = φ/2

Neste caso, os pontos 2 e 3 no círculo de Mohr estão na vertical, paralela ao eixo dos

τ, conforme a Figura 2.20b. As tensões τ2 e τ3 possuem o mesmo valor em módulo, igual ao

raio do círculo.

69

Tem-se:

σ3 = σv (2.50)

φsen� v3 ⋅= (2.51)

− Valor máximo: θ = φ

Neste caso, o ponto 3 no círculo de Morh se encontra sobre a paralela ao eixo dos σ,

passando pelo ponto 1, conforme a Figura 2.20c, e o ponto 2 se situa sobre a paralela ao eixo

dos τ passando pelo ponto 1. As componentes das tensões valem:

( )φ2v3 2tg1�� += (2.52)

φtg� v3 ⋅= (2.53)

70

σ3

σ3

τ1

σ3

ds2ds2

σ3 =1+2tg²ϕ

σv 1

τ3 = tgϕσv1+2tg²ϕ

σ3 = σv

τ3 = σv sinϕ

θ=0 σ2

τ2

θ=ϕ/2 σ2

τ2

ds1

σ1

ds2

σv (1+2tg'ϕ)σ3 =

σv tgϕτ3 =

σ2

τ2

θ=ϕds1

σ1

τ1

2θ=2ϕτ1ϕ

σ

ds3τ3

ds3τ3

σσ1=σ30 σ2

τ2=τ32

ϕ 1'3' D0 σ1

τ2=τ3 2

ϕ D1'

2θ=ϕ

ds3τ3

σσ30 σ1=σ2

2τ2=τ3

1'ϕ 3'D

θ=0τ

τ1=τ3 1.3

(a)θ=ϕ/2τ

τ3 31

(b)θ=ϕτ

1τ1=τ3 3

(c)

ESTACA ESTACA ESTACA

Figura 2.20: Solos granulares. Casos particulares: σ2 = σv = γ . z: a) θ = 0 (valor mínimo); b) θ

= φ/2 (valor intermediário); c) θ = φ (valor máximo) (GRAUX, 1970).

c) Influência da Compacidade

A Figura 2.19 apresenta as curvas representativas de τ3/σv e σ3/σv em função de θ e

de φ. Constata-se que os valores destas relações variam substancialmente com a inclinação θ

(desconhecida, a priori), da superfície de ruptura.

Esta variação é particularmente importante para σ3 que é:

− inferior a σv para θ < φ/2 (e, particularmente, σ3 = 0,6σv para θ = 0 e φ = 30º);

71

− igual a σv para θ = φ/2;

− superior a σv para o θ > φ/2 (e, particularmente, σ3 = 1,7σv para θ = φ e φ = 30º).

A tendência é de θ aumentar com o aumento de φ.

II) Solos Genéricos (τ = s = c + tgφ)

Neste caso a envoltória de resistência do solo possui, além do ângulo de atrito

interno, o termo de coesão, ou seja, τ = s = c + tgφ, característicos deste trabalho.

a) Caso Geral

A Figura 2.21 mostra o caso de um solo genérico, com a representação de um

elemento de solo no contato com a estaca. Analogamente ao caso já apresentado para os solos

granulares, são demonstradas as três facetas distintas (para diferentes planos) para o mesmo

elemento. O ponto 1 do círculo de Morh, representativo do equilíbrio no plano dS1, é o ponto

de tangência com a envoltória. Os pontos 2 e 3 correspondentes aos planos dS2 e dS3 são

obtidos através do círculo de Mohr: o ponto 2 é diametralmente oposto ao ponto 3; o ponto 3 é

determinado girando-se o raio que passa pelo ponto 1 de um ângulo 2θ.

3τ3σ3 τ1

ds2

σ2θds1

2

σ3σ1 σ2

ϕ 3'2'1'

τ2=τ3

H=c cotgϕτ2

0 D

σ1

τ1

2θc

1

σ

τ3ds3

τ

ESTACA

Figura 2.21: Solos genéricos – Caso geral: σ2 = σv = γ.z (GRAUX, 1970).

72

b) Casos Particulares

Analogamente ao caso de solo granular, são apresentados três casos de variação do

ângulo θ: θ = 0; θ = φ/2 e θ = φ.

− Valor mínimo: θ = 0

Neste caso, a superfície de ruptura é cilíndrica, no contato com o fuste da estaca. As

facetas dS1 e dS3 se confundem, os pontos 1 e 3 coincidem no círculo de Mohr e o ponto 2 é

diametralmente oposto, conforme mostrado na Figura 2.22a. Obtém-se, então:

φφ

φ 22v3 2tg12ctg

2tg11

��+

−+

⋅= (2.54)

φφφ

22v3 2tg1c

2tg1tg

�+

++

⋅= (2.55)

− Valor intermediário: θ = φ/2

Neste caso, os pontos 2 e 3 no círculo de Morh estão na vertical, paralela ao eixo dos

τ conforme a Figura 2.22b. Resulta que:

v3 �� = (2.56)

βφφ coscsen� v3 ⋅+⋅= (2.57)

73

− Valor máximo: θ = φ

Neste caso, o ponto 3 no círculo se encontra sobre a paralela ao eixo dos σ, passando

pelo ponto 1 e o ponto 2 é simétrico ao ponto 1 em relação ao eixo dos σ, conforme mostra a

Figura 2.22c. Assim:

( ) φφ 2ctg2tg1�� 2v3 ++⋅= (2.58)

ctg� v3 +⋅= φ (2.59)

2 τ2=τ32

τ3

τ

τ1ϕ

σ1=σ3

τ2=τ3

σσ2D3' 1'

τ θ=0

τ1=τ3

(a)

1.3

2θ=2ϕ

σ0 σ1

2

1' D

2θ=ϕ

σ1=σ2 σ3D0

τ2=τ3

1' 3'

θ=ϕ/2

1 3

(b)

τ θ=ϕ

τ1=τ3 1 3

(c)

σcϕ

H 0c

HϕA A A H

ϕ c

Figura 2.22: Solos genéricos – Casos particulares: σ2 = σv = γ.z (GRAUX, 1970).

III) Cálculo Prático da Resistência de uma Estaca Tracionada

GRAUX (1970) propõe para o cálculo da resistência à tração de uma estaca, a

utilização das seguintes fórmulas para a avaliação das tensões normais (σ) e de cisalhamento

(τ) no fuste da estaca, supondo um solo genérico com coesão e atrito.

− Solos fofos (supondo θ = φ/2):

σ = σv (2.60)

φφ coscsen� v ⋅+⋅= (2.61)

74

− Solos compactos (supondo θ = φ):

( ) φφ 2ctg2tg1�� 2v ++⋅= (2.62)

ctg� v +⋅= φ (2.63)

− Solos puramente coesivos (φ = 0, c ≠ 0):

σ = σv (2.60)

τ = c (2.64)

a) Procedimento de Cálculo

Baseando-se na Figura 2.23, o cálculo da resistência à tração da estaca segue o

seguinte procedimento:

− Traça-se o diagrama de σv em função da profundidade z e, a partir dele, obtêm-se os

diagramas de τγ e τc no comprimento Lf (na camada resistente). A carga lateral última (Plu) da

estaca se obtém pela integração da tensão de cisalhamento ao longo do fuste pelo perímetro da

estaca:

( )� +⋅+=fL

fc�lu PdzpP (2.65)

onde:

p = perímetro da estaca;

Pf = peso da estaca.

Esta integral é a área do diagrama das tensões de cisalhamento τ (Figura 2.23)

multiplicada pelo perímetro da estaca:

75

plu P)(11'22' ÁreapP +⋅= (2.66)

τ L

Lf

z

σ

σv

2' 2

τγτcσv

z0

Pu

τσv

11'

Solo comatrito

Solo sematrito

Figura 2.23: Diagrama de tensões verticais σv e de cisalhamento τ em função da profundidade

(GRAUX, 1970).

− O esforço de tração admissível (Pa) é obtido dividindo-se a carga lateral última (Plu) por um

coeficiente de segurança FS, geralmente 2.

FSP

P lua = (2.67)

− Para solos homogêneos, valem as seguintes fórmulas (desprezando-se o peso próprio da

estaca):

1) solos fofos:

pcosLcsen2L�

P2

lu ⋅��

��

�⋅⋅+⋅= φφ (2.68)

76

2) solos compactos:

pLctg2L�

P2

lu ⋅��

��

�⋅+⋅⋅= φ (2.69)

3) solos puramente coesivos:

Plu = c.L.p (2.70)

IV) Recomendações Complementares

a) GRAUX (1970) comenta sobre as constatações, na época, principalmente os ensaios em

verdadeira grandeza de KÉRISEL (1961), a respeito do aumento não constante da resistência

lateral com a profundidade, tendendo a atingir um valor limite que depende do solo. GRAUX

(1970) sugere que se analise de maneira intuitiva quando se considera que o desenvolvimento

das tensões elevadas acarreta um rearranjo da estrutura dos grãos, alterando as características

do solo. Assim, segundo GRAUX (1970), deve-se aplicar o mesmo raciocínio para as estacas

tracionadas, apesar da falta de experiência, ou seja:

- para solos com ângulo de atrito interno: limitar o termo peso (ou de atrito) a uma

profundidade z3, indicada na Figura 2.24, adotando-se z3 = 15 metros, com uma distribuição

de tensão de cisalhamento trapezoidal;

- para solos puramente coesivos: limitar o valor da coesão igual a 10 tf/m2 (1,0 kgf/cm2 ou

100kPa).

77

Pu

2' 2

1' 1

τ

z3

3

4'

Figura 2.24: Diagrama das tensões de atrito lateral para uma estaca de grande comprimento

(GRAUX, 1970).

b) GRAUX (1970) que a possibilidade de mobilizar tensões de cisalhamento significativas

resultam do estado da superfície da estaca e da compacidade do solo, natural ou provocada.

Diz que os dados estatísticos que servirá de base às suas recomendações se referem a estacas

cravadas. Recomenda-se, então, apesar da falta de dados, as seguintes práticas:

- para estacas cravadas ou para aquelas cuja execução acarrete em um deslocamento

importante do solo, empregar o método citado, sem correção;

- para estacas escavadas, utilizar a pior das duas condições a seguir: o valor mínimo

correspondente a θ = 0 ou a metade do valor para uma estaca cravada no mesmo solo. (Graux

diz que esta última condição exige confirmação experimental);

- para estacas injetadas (raiz etc) utilizar valores maiores.

c) Para a avaliação da influência na resistência à tração de uma estaca tracionada com a

presença de outras estacas tracionadas na vizinhança (blocos etc), Graux propõe avaliar o

volume de solo que participa na resistência ao arrancamento. Só haveria redução na resistência

à tração se houvesse interseções destes volumes de solo. Caso contrário, não existiria esta

78

redução. GRAUX (1970) admite que o volume de influência de uma estaca tracionada

corresponde a um cone de solo de peso W igual à carga última à tração oferecida pelo solo (W

= Plu). Sabendo-se a resistência à tração, pode-se determinar o raio de influência R do cone.

Para o caso particular de solo homogêneo, tem-se:

:resultando �,3L

�RWP 2lu ⋅⋅== (2.71)

L�P

��L3P

R lulu ≅⋅

= (2.72)

No caso de interferências de cones, a resistência reduzida à tração (Plu’) de uma estaca

seria dada por:

W�WW

P'P lulu−⋅= (2.73)

onde:

∆W é o peso da cunha limitada pela interferência dos cones.

V) Considerações sobre o Método


O Método faz menção a solos granulares (não coesivos) e solos genéricos (coesivos).

Considera a superfície de ruptura, de uma maneira geral, diferente da superfície cilíndrica ou

prismática junto ao contato estaca-solo.

79


Os parâmetros necessários para o cálculo da carga lateral última apresentam certa

dificuldade para serem obtidos, considerando para o cálculo a determinação das tensões

normais (σ) e de cisalhamento (τ).

2.3.2. Métodos Empíricos ou Semi-Empíricos para a Determinação da Resistência

Lateral

A seguir, são apresentados os métodos empíricos ou semi-empíricos, com

informações sobre a aplicação para a previsão de carga última lateral de estacas. Tais métodos

foram determinados para estacas submetidas a esforços de compressão, porém aqui, eles serão

aplicados às estacas deste trabalho, ou seja, apiloadas submetidas a esforços de tração. Estes

métodos utilizam resultados de ensaio de penetração contínua e resultados de sondagens à

percussão.

2.3.2.1. Fórmula de AOKI e VELLOSO (1975)

AOKI e VELLOSO (1975) apresentam uma fórmula para o cálculo da carga última

de estacas, baseada em dados obtidos pelo ensaio de penetração contínua (CPT) ou, quando

não se dispõe deste valor, baseada em parâmetros correlacionados com valores de resistência à

penetração (N) fornecidos pela sondagem à percussão.Os autores basearam-se em dados

obtidos de provas de carga em estacas comprimidas para proporem a fórmula. A carga última

é dada pela soma das parcelas de cargas últimas, lateral (Plu) e de ponta (Ppu). Esta fórmula

tem sido largamente utilizada no meio técnico.

80


A carga lateral última é dada por:

�=

⋅⋅=n

1izluiilu �fpP (2.74)

onde:

pi = perímetro da estaca (m);

fui = tensão lateral última na ligação estaca-solo (kPa), no trecho considerado;

∆zl = comprimento do fuste da estaca no trecho considerado.

Os autores admitem a existência de uma correlação entre o valor da tensão lateral

última (fu) e a resistência lateral local (fc) medida no ensaio de penetração contínua, dada por:

2

cu F

ff = (2.75)

onde, F2 é um fator de carga lateral, função do tipo da estaca que relaciona os

comportamentos do modelo (cone) e do protótipo (estaca). A Tabela 2.5 apresenta os valores

de F2 em função do tipo de estaca. Não se dispondo da resistência lateral local (fc), estima-se

este parâmetro a partir da resistência à penetração de cone (qc), utilizando-se a relação de atrito

(αavi), que é uma constante para cada tipo de solo:

2

caviucavic F

q�f e q�f

⋅=⋅= (2.76)

Valores de αavi, propostos pelos autores, são apresentados na Tabela 2.5, em função

do tipo de solo.

81

Tabela 2.5: Valores de F2 de AOKI e VELLOSO (1975).

TIPO DE ESTACA F2 1/F2

Franki 5,00 0,20

Aço 3,50 0,29

Concreto pré-moldado 3,50 0,29

Pequeno diâmetro 6,00 0,17 Escavada

Grande diâmetro * 7,00 0,14

* Valor proposto por ALONSO (1980).

II) Carga Lateral última a partir de resultados de resistência à penetração (N)

De acordo com os autores, não se dispondo da resistência à penetração de cone (qc),

pode-se estabelecer este valor utilizando-se de correlações empíricas com o valor da

resistência à penetração (N):

NKq avic ⋅= (2.77)

Deste modo:

NK�f aviavic ⋅⋅= (2.78)

( )2

aviaviu F

NK�f

⋅⋅= (2.79)

82

Assim, para o caso de sondagens de simples reconhecimento, tem-se:

�=

⋅⋅⋅⋅

=n

1ii

2

liaviaviiul �z

FNK�p

P (2.80)

αavi = valor da constante αav na camada i;

Kavi = valor da constante Kav na camada i;

Νli = resistência à penetração média ao longo da estaca na camada i.

Os valores de α e Kav estão apresentados na Tabela 2.6 em função do tipo de solo,

como proposto pelos autores.

Tabela 2.6: Valores de αavi e Kavi (AOKI e VELLOSO, 1975).

SOLO KAVI(KPA) ααααAVI ααααAVI X KAVI

Areia pura 1000 0,014 14,0

Areia siltosa 600 0,020 16,0

Areia silto-argilosa 700 0,024 16,8

Areia argilosa 600 0,030 18,0

Areia argila-siltosa 500 0,028 14,0

Silte puro 400 0,030 12,0

Silte arenoso 550 0,022 12,1

Silte areno-argiloso 450 0,028 12,6

Silte argiloso 230 0,034 7,8

Silte argilo-arenoso 250 0,030 7,5

Argila pura 200 0,060 12,0

Argila arenosa 350 0,024 8,4

Argila areno-siltosa 300 0,028 8,4

Argila siltosa 220 0,040 8,8

Argila silto-arenosa 330 0,030 9,9

83

III) Carga Lateral Admissível

A carga admissível deve ser calculada, a partir da carga última da estaca, pela

introdução de um fator de segurança global igual a dois.

A carga admissível, além de garantir um fator de segurança global igual a dois, deve

ser limitada a 80% do valor da carga lateral última, para o caso de estacas escavadas.

IV) Distinção entre esforços de tração e esforços de compressão

A fórmula foi desenvolvida baseada em dados de estacas submetidas a esforços de

compressão. Não é feita nenhuma menção a estacas submetidas a esforços de tração.

�

2.3.2.2. Fórmula de VELLOSO, P. P. C. (1981)

VELLOSO (1981) apresenta uma fórmula para previsão da carga última de uma

estaca, baseada em dados fornecidos pelo ensaio de penetração contínua (CPT) e aplicável a

estacas comprimidas, pré-moldadas e escavadas, podendo ainda ser aplicada a estacas

tracionadas.



i

n

1iuiiiul �zfp��P ⋅⋅⋅⋅= �

=

(2.81)

sendo,

αi = fator de carga lateral igual a 1,0, para estaca cravadas e igual a 0,5, para estacas

escavadas.

84

λ = fator de carregamento, igual a 1,0 para estacas comprimidas, e igual a 0,7 para

estacas tracionadas;

pi = perímetro médio da estaca na camada i (m);

fui = aderência estaca-solo última; na camada i é recomendado que se adote igual ao

valor de fc, medido no ensaio de penetração contínua.

II) Ensaios de penetração dinâmica (SPT)

Quando se possui apenas resultados de resistência à penetração (N), o autor

recomenda adotar valores de tensão lateral última através de correlações potenciais com o

valor N:

b'

liiu Na'f ⋅= (2.82)

onde,

Nli é o valor médio de N na camada, a‘ e b‘ são constantes fornecidas na Tabela 2.7;

∆zi = espessura da camada de solo considerada (m).

Tabela 2.7: Valores de a’e b’definidos por VELLOSO (1981).

LATERAL SOLO

a’ (kPa) b’

Areias sedimentares submersas 5,0 1

Argilas sedimentares submersas 6,3 1

Solos residuais de gnaisses

Areno-siltosos submersos 8,5 1

Solos residuais de

gnaisse solo 1(1) 8,0 1

Silto areno submersos solo 2(2) 12,1 0,74

(1) Dados obtidos na área da Refinaria Duque de Caxias (RJ).

(2) Dados obtidos na área da Açominas (MG).

85

Admitindo-se a existência apenas de dados de sondagens à percussão (N), pode-se

utilizar as seguintes relações:

1) fc = a’.Nlib’, com os valores propostos pelo autor da fórmula;

2) fc = 7,40+19,22Nli (kPa) (r=0,83), determinada por ALBIERO (1990) através da análise de

dados disponíveis para a cidade de São Carlos (SP) e Bauru (SP).


O autor sugere adotar um fator de segurança global à carga lateral última.


O autor admite um fator de carregamento (λ) igual a 1,0 para estacas comprimidas e

igual a 0,7 para estacas tracionadas.

2.3.2.3. Método de DÉCOURT e QUARESMA (1978)

DÉCOURT e QUARESMA (1978) apresentam um processo de avaliação de

capacidade de carga de estacas submetidas a esforços de compressão com base nos valores N

de ensaio SPT. Esse método, inicialmente, previsto para estacas de deslocamento, sofreu

algumas extensões, com o objetivo de adequá-lo para outros tipos de estacas e, recentemente,

adequá-lo ao novo ensaio SPT-T, através do conceito de N-equivalente (Neq).

Assim, os valores de N podem ser correspondentes ao SPT tradicional quanto os

correspondentes ao Neq do SPT-T. Segundo DÉCOURT (1991c), Neq é definido como o valor

do torque T em kgf.m dividido por 1,2.

,2T(kgf.m)/1N eq = (2.83)

86



ulu fLpP ⋅⋅= (2.84)

onde:

uf = resistência lateral última média ao longo do fuste da estaca, igual a:

(kPa) 1)/3N10(f liu += (2.85)

onde:

liN = resistência à penetração média no trecho considerado. Os valores de N devem

ser maiores do que 3 e menores do que 50.

II) Estacas em geral

Os autores consideram como carga de ruptura a carga correspondente a um

deslocamento do topo da estaca de 10% de seu diâmetro para argilas e de 30% de seu

diâmetro, para solos granulares.

Para qualquer método utilizado para o dimensionamento da estaca, deve ser utilizado

o coeficiente β, que é um coeficiente de minoração para o atrito lateral ( uf ) que permite

estender os cálculos efetuados para a estaca padrão para outros tipos de estaca. Para o método

DÉCOURT e QUARESMA (1978), tem-se:

sAf P ulu = (2.86)

)(kPa 1)/3N(10 P slu += (2.87)

87

Os valores de β sugeridos para os diversos tipos de estacas são apresentados nas

Tabela 2.8.

Tabela 2.8: Valores do coeficiente β em função do tipo de estaca e do tipo de solo.

TIPO

DE

SOLO TIP

O D

E

EST

AC

A

ESCAVADA

EM GERAL

ESCAVADA

(BENTONITA)

HÉLICE

CONTÍNUA RAIZ

INJETADA

SOB ALTAS

PRESSÕES

Argilas 0,80 0,90 1,0 1,5 3,0

Solos

Intermediários 0,65 0,75 1,0 1,5 3,0

Areias 0,5 0,6 1,0 1,5 3,0


A carga lateral admissível é dada por:

L

u

L

lula FS

fLpFSP

P⋅⋅

== (2.88)

onde, FSL é um fator de segurança para carga lateral, devendo ser tomado como 1,3.


A fórmula foi desenvolvida baseada em dados de estacas submetidas a esforços de

compressão. Não é feita nenhuma menção a estacas submetidas a esforços de tração.

88

2.3.2.4. Fórmula de PHILIPPONNAT (1978)

A fórmula desenvolvida por PHILIPPONNAT (1978), utilizando dados obtidos de

ensaios de penetração estática (CPT), tem sido largamente empregada no Brasil por

especialistas em fundações. É também denominado de método francês. A carga última é dada

pela soma das parcelas de carga lateral última e carga de ponta última.



�=

⋅⋅=n

1iziuilu �fpP (2.89)

sendo que a resistência lateral última (ful) pode ser estabelecida a partir da resistência

de cone qc.

s

ciful�

q�f ⋅= (2.90)

onde:

s�

1 = fator de carga lateral que transforma qc em fc;

αf = fator de carga lateral que transforma fc em fu; é função do tipo de estaca (fu =

αf.fc).

Os valores propostos por PHILIPPONNAT (1978), para αs e αf, estão apresentados

nas Tabelas 2.9 e 2.10.

89

Tabela 2.9: Valores do coeficiente αs em função do tipo de estaca.

SOLO αS

Areia: qc<08 MPa

8<qc<12 MPa

qc>12 MPa

100

150

200

Silte 60

Argila 50

Tabela 2.10: Valores do coeficiente αf em função do tipo de estaca.

INTERFACE

SOLO-ESTACA

TIPO DE ESTACA αf

CONCRETO Pré-moldada, Franki, injetada 1,25

Escavada D<1,5m 0,85 CONCRETO

Escavada D>1,5m

Barrete

0,75

METÁLICA Perfil H ou I

(considerar perímetro externo)

1,10

II) Carga Lateral Admissível

O autor recomenda a adoção de um fator de segurança igual a 2 para a carga lateral.

III) Distinção entre esforços de tração e esforços de compressão

O autor não faz menção a fundações submetidas a esforços de tração.

90

2.4. COMPARAÇÃO ENTRE A RESISTÊNCIA LATERAL EM ESTACAS

TRACIONADAS E COMPRIMIDAS

Na Engenharia de Fundações, a comparação entre a resistência lateral de uma estaca

submetida a esforço de tração e de compressão é um assunto que tem gerado bastante

polêmica.

De acordo com DE NICOLA e RANDOLPH (1993), em solos finos onde o

carregamento pode ser admitido com não drenado, a resistência lateral é geralmente admitida

como sendo igual tanto na tração como na compressão. Para solos granulares que permitem a

drenagem livremente, tem sido admitida a resistência lateral na tração menor que na

compressão.

BRINCH HANSEN (1968) afirma que o atrito lateral na estaca tracionada é menor do

que o atrito na mesma estaca comprimida, baseando-se na hipótese de que em estacas

tracionadas as tensões cisalhantes impostas pela estaca ao solo deveriam diminuir as tensões

verticais efetivas (σv’)do solo ao redor da estaca. Assim, chega-se numa relação entre a tensão

tangencial de ruptura para a estaca comprimida (τscf) e a tensão tangencial de ruptura para a

estaca tracionada (τstf) dada pela seguinte expressão:

0

0

stf

scf

K�1K�1

⋅−⋅+

= (2.91)

onde:

µ=tgδ (coeficiente de atrito entre o solo e a estaca);

K0= 1-senφ (coeficiente de empuxo em repouso).

Para estacas rugosas em areias, onde δ=φ tem-se:

)sen(1tg1)sen(1tg1

stf

scf

φφφφ

−⋅−−⋅+= (2.92)

91

A Tabela 2.11 mostra a relação entre τscf e τstf em função do ângulo de atrito φ para

estacas em areias.

Tabela 2.11: Relações entre τscf e τstf em função de φ, segundo BRINCH HANSEN (1968).

φ 25º 30º 35º 40º 45º

τscf/τstf 1,74 1,81 1,85 1,86 1,83

τstf/τscf 0,57 0,55 0,54 0,54 0,55

Conforme a Tabela 2.11, a relação τscf e τstf não varia muito com os valores do ângulo

de atrito interno φ e mostra que o atrito lateral na tração é cerca de 55% a 60% do atrito lateral

na compressão.

BROMS e SILBERMAN (1964) chegaram a valores de resistência ao atrito lateral na

compressão maiores que na tração (cerca de 3 vezes para a areia fofa e 2 vezes para a areia

compacta), através de modelos de estacas tubulares de aço (diâmetro D=1,91cm e 3,81cm e

comprimentos L=51cm e 76cm), com superfície lisa e rugosa, enterradas.

TEJCHMAN (1971) mostra os procedimentos e os resultados de uma série de ensaios

em modelos de estacas cravadas em areia, com diâmetros de 5,0cm e comprimentos de 30cm e

50cm (L/D=6 e 10) realizados no Danish Geotechnical Institute (D.G.I.), na Dinamarca, e

constata que a relação entre a resistência ao atrito lateral na compressão e na tração variou de

1,03 a 2,73 (ou seja, τstf/τscf = 0,37 a 0,97). Concluiu que a relação τscf/τstf aumenta com a

diminuição do índice de vazios (ou com o aumento do peso específico) e com o comprimento

da estaca. Esta relação apresentou em concordância relativamente boa com a formulação

teórica de BRINCH HANSEN (1968). TEJCHMAN (1971) prosseguiu com a linha de

pesquisa iniciada por MAZURKIEWICZ (1968), sob orientação do Prof. Brinch Hansen.

Mazurkiewicz fez um estudo do atrito negativo em modelos de estacas tubulares de aço, com

superfície rugosa, enterradas em areia, e argumenta que o valor do atrito negativo não pode

exceder a resistência lateral na tração, chegando a relações entre a carga lateral na compressão

92

(Pluc) e a carga lateral na tração (Plut) variando de 1,63 a 2,24, ou seja, Pluc/Plut entre 0,45 e

0,61.

ZEEVAERT (1973) não faz menção, diretamente, a estacas tracionadas. No entanto,

a estaca submetida ao atrito negativo é, para o solo, conceitualmente, semelhante ao caso de

estacas submetidas a esforços de tração. Considera que, para estacas comprimidas, as tensões

cisalhantes transmitidas ao solo pela estaca aumentam as tensões verticais efetivas iniciais

(σ’v0) do solo junto à estaca, aumentando, assim, a tensão normal horizontal efetiva que o solo

exerce sobre a área lateral da estaca e, conseqüentemente, a tensão cisalhante junto ao fuste.

Os métodos usuais para a avaliação da tensão de atrito lateral em estacas comprimidas

consideram, simplesmente, a tensão vertical devido ao solo junto ao fuste da estaca, após a sua

instalação (não necessariamente igual à somatória de γ.z). Para estacas submetidas a atrito

negativo, Zeevaert considera o oposto, com diminuição de tensão vertical efetiva, da tensão

horizontal efetiva e da tensão de cisalhamento.

Zeevaert admite para o cálculo do atrito lateral de estacas submetidas ao atrito

negativo e positivo para solos homogêneos, as seguintes considerações:

a) Atrito negativo

Quando uma estaca é submetida a atrito negativo, ou seja, com o solo descendo em

relação à estaca (ou, para o caso de esforço de tração, com a estaca subindo em relação ao

solo), as tensões no fuste da estaca terão sentido de cima para baixo.

O atrito desenvolvido no contato solo-estaca provocará uma redução das tensões

verticais no solo circundante. As forças e as tensões desenvolvidas estão apresentadas na

Figura 2.25, de acordo com a simbologia de Zeevaert.

93

q

d

σd

σod

σof

2ro

∆z

db

ca

NF

σf

σz

σhz σhz

σhz σhz

soz

soz

soz

soz

NF+(∂NF/∂z)dz

dz

σoz

∆σd

∆σf

negative friction

z

z

∆σf = Redução devido ao atrito negativo.

Figura 2.25: Atrito negativo agindo na estaca (caso equivalente ao da estaca tracionada)

(ZEEVAERT, 1983).

Pela Figura 2.25, a condição de equilíbrio do elemento permite escrever:

dzswdzsr2�dzz

NFozozo ⋅⋅=⋅⋅=⋅

∂∂

(2.93)

onde:

NF = atrito negativo;

or = 1,05 ro (raio, a partir do eixo da estaca, onde a resistência é mínima para o caso

de argilas moles, sendo ro o raio da estaca);

soz = tensão de atrito lateral junto à estaca;

94

or2�p = (perímetro da estaca). (2.94)

Portanto, o atrito negativo na profundidade d será:

( ) � ⋅=d

0ozd dzspNF (2.95)

mas:

( )zozoz ��Ks −⋅= φ (2.96)

sendo:

φ

φφNtg

tgKK rrh =⋅= (2.97)

onde:

φr = ângulo de atrito interno para o caso de solo remoldado para o teor de umidade

constante;

∆σz1 = decréscimo da tensão vertical devido ao atrito negativo.

Zeevaert demonstra, através do círculo de Mohr na condição de ruptura

(tangenciando a envoltória de Mohr-Coulomb), que:

r2

r2

sen1sen1

Nφφ

φ−+

= (2.98)

95

Portanto,

( ) �� ⋅⋅⋅−⋅⋅⋅=d

0z

d

0ozd dz��Kpdz�KpNF φφ (2.99)

Pela Figura 2.25:

1) � ⋅d

0oz dz� = área (a, b e c) das tensões iniciais; (2.100)

2) � ⋅d

0z dz�� = área (c,d e e) do alívio de tensões verticais devido ao atrito negativo NF; pode

ser estimada aproximadamente igual a d��31

d ⋅⋅ . (2.101)

Resulta então:

( ) ��

��

� ⋅∆⋅⋅⋅−⋅⋅⋅= � ddσφφ 31

Kpdz�KpNFd

0ozd (2.102)

Por outro lado, chamando a de área tributária efetiva e, assumindo-a constante com a

profundidade e igual a 2o )�(nra = , então: (2.103)

( )a

NF�� d

d = (2.104)

96

Substituindo-se (2.104) em (2.102), tem-se:

( ) � ⋅⋅

+

⋅=

d

0ozd dz�

ad

3

Kp1

KpNF

φ

φ (2.105)

Para fins práticos, no caso de estacas isoladas, a pode ser tomado como:

2o )(12r�a ⋅= , (2.106)

ou seja, n=12. No caso de blocos de estacas, a deve ser igual ao espaçamento entre

estacas no bloco.

b) Atrito positivo

No caso de estacas submetidas a atrito positivo, com a estaca descendo em relação ao

solo, as tensões no fuste da estaca terão sentido de baixo para cima. Este é o caso corrente de

estacas solicitadas a cargas externas de compressão.

Neste caso, a tensão de atrito lateral junto à estaca será:

( )zozoz ��Ks += φ (2.107)

onde:

∆σz2 = acréscimo da tensão vertical devido ao atrito positivo.

97

De forma análoga ao caso de atrito negativo, com a única diferença de se considerar o

acréscimo de tensão ∆σz, chega-se ao valor do atrito positivo (PF)d, na profundidade d:

( ) � ⋅⋅

−

⋅=

d

0ozd dz�

ad

3

Kp1

KpPF

φ

φ (2.108)

Nota-se, portanto, que mantendo todas as características do solo e da estaca, o atrito

negativo é menor do que o atrito positivo, devido ao sentido do deslocamento relativo estaca-

solo.

c) Área tributária efetiva

Zeevaert admitiu, que a área tributária efetiva, para estacas isoladas fosse tomada

igual a 2o )(12r� ⋅ , em primeiro grau de aproximação. Porém, para maiores precisões, o valor

da área tributária efetiva é função da profundidade e da disposição das estacas em planta. E,

também, a variação da tensão vertical ∆σz é maior junto ao fuste da estaca do que o valor

médio devido à dissipação das tensões.

MCCLELLAND (1972) sugere que se adote o atrito lateral na tração igual a 70% do

atrito lateral na compressão. POULOS e DAVIS (1980) aconselham tomar o atrito lateral igual

a 2/3 da compressão. BERINGEN et al. (1979) mostram que para estacas cravadas em areias,

a relação entre a resistência lateral na tração e na compressão variam entre 0,65 e 0,76, com

uma média em torno de 70%.

CARVALHO (1991) analisou os resultados de provas de carga à tração em três

estacas escavadas, instrumentadas, com 10,0m de comprimento e diâmetros de 0,35m, 0,40m e

0,50m, implantadas em areia argilosa no Campo Experimental de São Carlos. MANTILLA

(1992) analisou os resultados de provas de carga à compressão nas mesmas estacas escavadas,

98

mas não obteve conclusões satisfatórias sobre a diferença de comportamento destas estacas

com o carregamento.

No caso de estacas cravadas ou escavadas e submetidas a um segundo carregamento,

ocorre o fenômeno da carga residual na ponta e reversão do atrito lateral (VESIC’, 1977b;

BRIAUD e TUCKER, 1987; POULOS, 1987; DÉCOURT, 1989a; MASSAD, 1991a, 1991b,

1991c, 1992, 1993). Como, as estacas instrumentadas têm seus instrumentos zerados nas

provas de carga, não se consegue medir, na maioria das vezes, o carregamento residual,

podendo mascarar a comparação da resistência lateral na compressão e na tração.

HOLLOWAY et al. (1978), levando-se em conta a dificuldade na interpretação nos resultados

das provas de carga devido a estas tensões residuais, apontam que este fato conduziria a uma

subestimação da carga de ponta e uma superestimação da carga lateral nas estacas

comprimidas.

ISMAEL e KLYM (1979); COYLE e CASTELLO (1981) e JOHN et al. (1982)

admitem a mesma resistência lateral em estacas, tanto na compressão como na tração.

LACASSE e GOULOIS (1989) acreditam que a discussão sobre a diferença de valores da

resistência lateral na tração e na compressão é secundária, devido às incertezas gerais na

estimativa da capacidade de carga de estacas cravadas em areias.

DE NICOLA e RANDOLPH (1993) defendem que o atrito lateral na tração de

estacas em areias é menor do que o atrito lateral na compressão devido aos seguintes

mecanismos:

a) Expansão ou contração do fuste da estaca devido ao efeito de Poisson, conduzindo a

alterações das tensões radiais efetivas no solo ao redor da estaca;

b) Diferenças nas tensões no solo, com o carregamento à compressão tendendo a aumentar e

com o carregamento à tração tendendo a diminuir as tensões médias no solo;

c) Alterações nas tensões efetivas médias provocadas pela rotação da direção das tensões

principais, a qual gera efeitos de dilatação ou contração de volume do solo. Dependendo do

99

campo de tensões residuais existente ao longo do fuste da estaca, o grau de rotação das tensões

principais variará com o sentido do carregamento.

DE NICOLA e RANDOLPH (1993) propuseram a relação Plut/Pluc expressa através

de um parâmetro de compressibilidade não dimensional da estaca η, definido como:

��

�

�

��

�

�⋅��

��

�⋅=p

avgp E

G

DL

tg�� (2.109)

onde:

νp = coeficiente de Poisson da estaca;

δ = ângulo de atrito na interface solo-estaca;

L = comprimento enterrado da estaca;

D = diâmetro da estaca;

Gavg = módulo de cisalhamento médio do solo no comprimento enterrado da estaca;

Ep = módulo de Young da estaca.

Para projetos, foi proposta a seguinte expressão para se obter a relação Plut/Pluc:

( )210

luc

lut 25�8�1

DL

100log0,21

PP

+−⋅

��

�

��

�

�

��

�

��

�

�

��

��

�

��

��

�⋅−≅ (2.110)

O primeiro termo do produto é devido a variações das tensões efetivas médias ao

longo do fuste e o segundo termo corresponde ao efeito de Poisson.

100

3. MATERIAL E MÉTODOS

Neste capítulo serão apresentados os objetivos deste trabalho que deverão ser

atingidos através do seguinte procedimento:

3.1. ANÁLISE DETALHADA DAS CARACTERÍSTICAS DOS SUBSOLOS DOS

CAMPOS EXPERIMENTAIS

Serão apresentadas, detalhadamente, as características geológicas e geotécnicas, bem

como os ensaios de SPT e os ensaios CPT dos subsolos dos Campos Experimentais da Escola

de Engenharia de São Carlos – EESC/USP (SP), da Faculdade de Engenharia e Tecnologia –

FEB/UNESP – Bauru (SP) e da Faculdade de Engenharia de Ilha Solteira – FEIS/UNESP

(SP). Para São Carlos, as características geológicas, geotécnicas e os resultados dos ensaios de

SPT foram obtidos através de PEIXOTO (2001), enquanto que os resultados dos ensaios de

CPT foram obtidos através de CARVALHO (1991). Para Bauru, as características geológicas

e geotécnicas foram obtidas através de PEIXOTO (2001), enquanto que os resultados dos

ensaios de SPT e CPT foram obtidos através de FERREIRA (1998). Para Ilha Solteira, as

características geológicas, geotécnicas, os resultados dos ensaios de SPT e CPT foram obtidos

através de PEIXOTO (2001).

3.2. ANÁLISE DAS PROVAS DE CARGA À TRAÇÃO REALIZADAS EM ESTACAS

APILOADAS NOS CAMPOS EXPERIMENTAIS DE SÃO CARLOS, BAURU E ILHA

SOLTEIRA

De acordo com as provas de carga à tração realizadas nos Campos Experimentais de

São Carlos, Bauru e Ilha Solteira, serão apresentadas as cargas de ruptura para cada estaca

apiloada ensaiada. As características geométricas destas estacas apiloadas tracionadas são

demonstradas nas Tabelas 3.1, 3.2 e 3.3.

101

Tabela 3.1: Características Geométricas das estacas apiloadas tracionadas implantadas no

Campo Experimental da EESC/USP (CAMPELO (1994)).

Estacas D (m) L (m) 1 0,2 6 ��


Campo Experimental da FEB/UNESP.

Estacas D (m) L (m) Referência 3 0,25 10 CLARO (1998) 4 0,20 9 FERREIRA et al. (2000) 5 0,20 9 FERREIRA et al. (2000) 6 0,20 10 FERREIRA et al. (2000) 7 0,20 10 FERREIRA et al. (2000)


Campo Experimental da FEIS/UNESP (MENEZES (1997)).

Estacas D (m) L (m) 8 0,20 12 ��

��

3.3. VERIFICAÇÃO DA APLICABILIDADE DE FÓRMULAS TEÓRICAS E

EMPÍRICAS NA PREVISÃO DA CARGA DE RUPTURA

Através de fórmulas teóricas e empíricas e utilizando-se os dados geotécnicos dos

Campos Experimentais serão feitas previsões de carga lateral última à tração para as estacas

analisadas. As fórmulas teóricas a serem utilizadas são específicas para estacas à tração,

enquanto as fórmulas empíricas são as normalmente utilizadas no Brasil para estacas

comprimidas. . Após, será feita uma comparação entre as cargas laterais últimas previstas com

102

as obtidas pelas provas de carga à tração. Assim, será avaliada a aplicabilidade destas fórmulas

teóricas e empíricas na previsão da carga lateral última.

3.4. ANÁLISE DA POSSIBILIDADE DE PROPOSTA DE NOVOS PARÂMETROS A

SEREM APLICADOS EM PROJETOS

A partir do conhecimento da validade de fórmulas teóricas e empíricas na previsão da

carga lateral última de estacas apiloadas quando submetidas aos carregamentos de tração, será

analisada a possibilidade de se propor novos parâmetros, que facilitarão a utilização de

fórmulas para esta finalidade.

3.5. COMPARAÇÃO COM OUTROS TIPOS DE ESTACAS ENSAIADAS À TRAÇÃO

NOS CAMPOS EXPERIMENTAIS

Após o estudo da previsão de carga lateral última de estacas apiloadas submetidas a

esforços de tração, será feita uma comparação com as cargas laterais últimas de outras estacas

ensaiadas à tração nos Campos Experimentais de São Carlos, Bauru e Ilha Solteira.

3.6. ANÁLISE DE PROVAS DE CARGA À COMPRESSÃO EM ESTACAS

APILOADAS NOS CAMPOS EXPERIMENTAIS

Após a análise de provas de carga à tração em estacas apiloadas nos Campos

Experimentais de São Carlos, Bauru e Ilha Solteira, será também feita uma análise dos

resultados de carga lateral última obtidos nas provas de carga à compressão realizadas no

mesmo tipo de estaca nestes Campos Experimentais.

103

4. CAMPOS EXPERIMENTAIS

Neste capítulo serão apresentadas, detalhadamente, as características geológicas e

geotécnicas, bem como os ensaios de SPT-T e os ensaios CPT dos subsolos dos Campos

Experimentais da Escola de Engenharia de São Carlos - EESC/USP (SP), da Faculdade de

Engenharia e Tecnologia de Bauru - FEB/UNESP (SP) e da Faculdade de Engenharia de Ilha

Solteira - FEIS/UNESP (SP).

Para São Carlos, as características geológicas, geotécnicas e os resultados dos ensaios

de SPT foram obtidos através de PEIXOTO (2001), enquanto que os resultados dos ensaios de

CPT foram obtidos através de CARVALHO (1991). Para Bauru, as características geológicas

e geotécnicas foram obtidas através de PEIXOTO (2001), enquanto que os resultados dos

ensaios de SPT e CPT foram obtidos através de FERREIRA (1998). Para Ilha Solteira, as

características geológicas, geotécnicas, os resultados dos ensaios de SPT e CPT foram obtidos

através de PEIXOTO (2001). Em tais referências, os autores abordaram os seguintes temas:

PEIXOTO (2001) analisou, detalhadamente, o ensaio SPT-T, procurando fornecer ao

meio técnico, subsídios para a sua adequada utilização. Os ensaios de SPT-T foram realizados

em seis Campos Experimentais (Campinas, São Paulo, Ilha Solteira, Bauru, Lavras e São

Carlos). Também, na Baixada Santista, em Vicente de Carvalho, foram executados, um furo

de sondagem SPT-T e outro de ensaio de palheta.

CARVALHO (1991) analisou as cargas últimas de estacas escavadas, instrumentadas,

submetidas a esforços axiais de tração em provas de carga realizadas no Campo Experimental

da EESC/USP. Foram realizadas provas de carga em três estacas escavadas, instrumentadas,

com 10m de comprimento e 35cm, 40cm e 50cm de diâmetros.

FERREIRA (1998) realizou inúmeros ensaios de investigação geotécnica no Campo

Experimental FEB/UNESP, campus de Bauru, cujo solo é uma areia fina argilosa de baixa

compacidade, com características colapsíveis. Apresentou, também, os resultados de trinta

104

provas de carga à compressão, executadas neste Campo Experimental em dez estacas

apiloadas.

4.1. CAMPO EXPERIMENTAL DA ESCOLA DE ENGENHARIA DE SÃO CARLOS –

EESC/USP (SP)

Apresentam-se a seguir as características geológicas, geotécnicas e os resultados dos

ensaios de SPT-T do subsolo do Campo Experimental EESC/USP, obtidos através de

PEIXOTO (2001). Os resultados dos ensaios CPT do subsolo do Campo Experimental de São

Carlos, foram obtidos através de CARVALHO (1991).

4.1.1. Caracterização Geológica

A cidade de São Carlos encontra-se sobre arenitos das Formações Botucatu e

Pirambóia (Rochas do Grupo São Bento) e por rochas efusivas basálticas (Formação Serra

Geral). Nestas rochas têm-se conglomerados e arenitos do Grupo Bauru e, abrangendo toda a

região aparecem os Sedimentos Cenozóicos, caracterizados como colapsíveis. (CARVALHO,

1991).

4.1.2. Caracterização Geotécnica

O Campo Experimental da EESC/USP é formado por duas camadas de areia fina e

média, argilosa, pouco siltosa, separadas por uma linha de seixos a 6,50m. A primeira camada

é formada por Sedimento Cenozóico e a segunda, residual do Arenito do Grupo Bauru.

MENEZES (1990), CARVALHO (1991) e GIACHETI (1991) realizaram ensaios

laboratoriais na região de São Carlos e obtiveram resultados através de amostras deformadas e

105

indeformadas, retiradas de um poço de metro em metro, a partir de 1,30m a uma profundidade

de 10,30m.

− Ensaios de Caracterização e Índices Físicos

Os resultados de caracterização (limites de consistência e granulometria) e os índices

físicos (pesos específicos naturais, γnat, os pesos específicos secos, γd, os teores de umidade, w,

índices de vazios iniciais, eo e as porosidades, n), apresentam-se nas Tabelas 4.1 e 4.2,

respectivamente.

Tabela 4.1: Resultados dos Ensaios de Caracterização – EESC/USP.

Limites de Consistência Granulometria Prof. (m) LL

(%) LP (%)

argila (%)

silte (%)

areia f. (%)

areia m. (%)

1,30 24 17 26 11 51 12 2,30 26 18 21 14 55 10 3,30 27 20 31 8 51 10 4,30 28 18 28 11 56 5 5,30 30 10 20 17 54 9 6,30 31 22 22 16 54 8 7,30 31 22 19 14 57 10 8,30 34 20 21 9 54 16 9,30 30 10 17 10 56 17 10,30 32 10 20 8 56 16

Tabela 4.2: Valores de índices físicos – EESC/USP.

Prof. (m)

nat�

(kN/m3) s�

(kN/m3) d�

(kN/m3) w

(%) e

n (%)

Sr (%)

1,30 15,6 27,5 13,8 13,3 0,99 49 37 2,30 15,5 26,8 13,3 16,2 1,01 50 43 3,30 15,8 27,0 13,5 16,6 0,99 49 45 4,30 16,9 27,3 14,6 15,9 0,87 47 50 5,30 17,2 27,6 14,9 15,5 0,85 46 50 6,30 17,0 27,5 14,5 17,5 0,90 47 54 7,30 18,3 27,3 15,9 14,9 0,72 42 57 8,30 19,0 27,7 16,5 15,4 0,68 40 63 9,30 18,4 27,7 15,9 16,1 0,74 43 60 10,30 18,9 27,6 16,1 17,5 0,71 42 67

106

− Parâmetros de Resistência

Os parâmetros de resistência estão relacionados com ensaios triaxiais do tipo

adensamento rápido, ensaios triaxiais do tipo drenado e compressão simples. Estes parâmetros

estão apresentados na Tabela 4.3.

Tabela 4.3: Parâmetros de resistência – EESC/USP.

Triaxial Adensado Rápido Triaxial drenado Compressão Simples Prof. (m)

c (kPa)

φ (°)

cD (kPa)

φD (°)

Rc (kPa)

1,30 10,0 32,0 6,0 30,5 39,3 2,30 12,5 26,0 5,0 29,5 40,9 3,30 14,0 24,5 6,0 30,0 37,8 4,30 16,0 27,0 12,5 29,0 30,0 5,30 13,0 29,5 1,0 31,0 65,5 6,30 23,0 23,0 25,5 25,0 41,3 7,30 24,0 23,0 4,5 28,0 69,9 8,30 30,5 20,0 18,0 23,0 60,4 9,30 19,0 27,5 9,0 26,0 42,5 10,30 49,5 13,0 43,0 14,0 34,1

− Parâmetros de Compressibilidade

Estes resultados de adensamento (Tabela 4.4) foram determinados por GIACHETI

(1991).

Tabela 4.4: Parâmetros de compressibilidade – EESC/USP.

Prof. (m)

´v�

(kPa)

e0

Cc ´ad�

(kPa) OCR

1,40 21 1,05 0,35 26 1,24 3,05 47 1,02 0,39 50 1,06 4,10 72 0,86 0,31 74 1,03 6,80 111 0,67 0,25 170 1,53 8,85 138 0,58 0,12 190 1,38

107

− Colapsibilidade

MACHADO (1998) estudou a colapsibilidade do solo da região de São Carlos, no

qual o aumento das tensões e pré-adensamento, σad, e o índice de compressão, Cc, com o

aumento da sucção, s, são característicos de solos colapsíveis. Na Figura 4.1 são apresentadas

as curvas referentes aos ensaios realizados nas profundidades 2m, 4m e 8m.

Prof. 2mProf. 4m

Prof. 8m

Figura 4.1: Curvas de compressão confinada apud MACHADO (1998) – EESC/USP.

108

4.1.3. Resultados dos Ensaios de SPT-T

Entre os dias 19 e 29 de abril, com a temperatura variando entre 20ºC e 34ºC, foram

ensaiados um total de 87,82 metros originados de cinco furos de sondagem executados no

Campo Experimental da EESC/USP. As sondagens foram realizadas a profundidades um

pouco maiores dos que as das fundações referentes. A Figura 4.2 apresenta a locação dos

furos, a Figura 4.3 está relacionada com os perfis de sondagem e na Tabela 4.5 é demonstrado

o resumo desses dados. Nas Tabelas 4.6 e 4.7 apresentam-se os valores de NSPT e TEmáx e

TEres, respectivamente.

Figura 4.2: Locação dos furos de sondagem – EESC/USP.

109

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

14

15

16

17

18

19

20

21

22

23

24

25

26

27

28

Pro

fund

idad

e (m

)

SP-1100,30m

SP-2100,59m

SP-3100,33m

SP-4100,23m

SP-5100,02m

Areia fina, argilosa, com raízes

Aterro de areia fina, argilosa, com raízes

Aterro de areia fina e média, argilosa

Areia fina e média, muito argilosa, pouco siltosaAreia fina e média, muito argilosa, pouco siltosa, seixos de quartzo

Areia fina e média, argilosa, pouco siltosa

Silte areno-argiloso

Areia fina, pouco argilosa

Areia fina e média, muito argilosa, pouco siltosa

Argila areno-siltosa

Areia fina e média, muito argilosa, pouco siltosa. Solo Residual

Figura 4.3: Perfis das sondagens – EESC/USP.

110

Tabela 4.5: Profundidade das sondagens e fundações – EESC/USP.

Sondagem Fundação Furo Profundidade (m) Tipo Profundidade (m) SP 01 18,45 Raiz 16,00 SP 02 15,45 Escavada 14,00 SP 03 15,45 Tubulão 8,00 SP 04 10,46 Tubulão, Broca e Apiloada. 9,00, 8,00 e 6,00 SP 05 28,01 Metálica Trilho - TR68 27,00

Tabela 4.6: Valores NSPT – EESC/USP.

Prof. (m) N1 N2 N3 N4 N5 N SPT sd cv (%)

1 1,7 3,2 2,0 2,1 1,8 2,15 0,61 28,35

2 1,0 1,8 1,8 1,2 2,0 1,54 0,42 27,39

3 1,9 1,9 1,7 1,2 2,1 1,76 0,34 19,25

4 3,3 4,0 2,0 2,0 2,9 2,85 0,87 30,43

5 3,0 4,0 1,7 1,1 2,0 2,36 1,14 48,29

6 3,0 2,5 2,1 2,4 3,3 2,67 0,50 18,67

7 2,1 2,8 2,0 2,9 2,0 2,36 0,46 19,42

8 2,3 3,8 3,4 4,8 4,8 3,81 1,08 28,19

9 5,8 6,4 5,0 4,0 4,8 5,19 0,91 17,43

10 5,4 6,0 7,0 6,8 7,0 6,43 0,72 11,26

11 6,6 6,0 7,0 -- 7,2 6,70 0,55 8,13

12 8,6 9,0 8,0 -- 9,7 8,81 0,71 8,04

13 7,2 7,2 9,0 -- 4,0 6,87 2,09 30,36

14 9,7 13,0 13,0 -- 11,0 11,67 1,63 13,95

15 11,8 11,0 10,0 -- 11,0 10,95 0,73 6,70

16 16,0 -- -- -- 11,0 13,50 -- --

17 7,2 -- -- -- 12,6 9,91 -- --

18 10,0 -- -- -- 19,4 14,68 -- --

19 -- -- -- -- 12,0 -- -- --

20 -- -- -- -- 10,0 -- -- --

21 -- -- -- -- 13,0 -- -- --

22 -- -- -- -- 7,0 -- -- --

23 -- -- -- -- 7,7 -- -- --

24 -- -- -- -- 37,0 -- -- --

25 -- -- -- -- 55,9 -- -- --

26 -- -- -- -- 93,8 -- -- --

27 -- -- -- -- 75,0 -- -- --

111

Tabela 4.7: Valores TEmáx e TEres obtidos através do torquímetro elétrico – EESC/USP.

Furo 1

Furo 2

Furo 3

Furo 4

Furo 5 T

sd

cv (%) Prof. (m) TEmáx (kgf.m)

TEres (kgf.m)

1 3,30 1,30

2,63 0,61

1,62 0,67

3,12 0,62

2,26 0,27

2,59 0,69

0,68 0,37

26,20 53,92

2 3,63 1,22

3,78 2,12

3,10 1,36

5,82 1,75

1,55 0,46

3,58 1,38

1,53 0,62

42,89 45,14

3 5,63 3,58

3,79 2,85

3,94 2,23

3,04 2,07

2,85 0,89

3,85 2,32

1,10 1,00

28,56 42,94

4 8,21 5,10

4,49 2,28

4,24 2,26

4,26 2,70

4,33 1,93

5,11 2,85

1,74 1,28

34,04 45,02

5 6,42 3,04

3,35 2,42

3,44 1,81

3,98 2,97

4,44 1,98

4,33 2,44

1,25 0,56

28,91 22,87

6 3,90 1,43

4,08 1,99

3,02 2,02

5,14 2,17

4,11 2,28

4,05 1,98

0,75 0,33

18,63 16,58

7 3,59 2,86

4,28 3,56

3,44 2,79

4,63 3,73

3,57 2,64

3,90 3,12

0,52 0,49

13,40 15,82

8 4,01 2,85

6,27 4,48

5,69 4,34

6,18 4,42

7,55 4,92

5,94 4,20

1,28 0,79

21,54 18,77

9 7,19 4,22

8,29 4,84

9,54 6,25

6,25 4,26

7,25 4,71

7,70 4,86

1,25 0,83

16,29 17,00

10 6,35 3,88

7,99 4,75

11,57 6,79

9,41 6,24

12,08 7,68

9,48 5,87

2,41 1,54

25,38 26,23

11 9,47 6,17

8,83 5,69

14,03 8,28 -- 13,43

9,33 11,44 7,37

2,67 1,73

23,33 23,42

12 14,62

14,31 10,27

11,36 7,97 -- 14,89

10,60 13,80 9,61

1,64 1,43

11,89 14,90

13 12,18 7,95

8,16 5,53

17,13 11,50 -- 7,85

6,57 11,33 7,89

4,34 2,60

38,31 33,02

14 21,10 14,35

20,30 12,81

24,21 17,47 -- 20,12

14,59 21,43 14,81

1,90 1,94

8,87 13,13

15 -- 18,45 13,36

21,61 14,62 -- 23,80

15,19 21,29 14,39

2,69 0,94

12,64 6,51

16 34,85 23,44 -- -- -- 22,32

15,25 28,59 19,35 -- --

17 16,13 10,37 -- -- -- 31,46

19,22 23,80 14,80 -- --

18 24,91 18,38 -- -- -- -- -- -- --

19 -- -- -- -- 28,47 14,98 -- -- --

20 -- -- -- -- 26,97 14,18 -- -- --

21 -- -- -- -- 30,19 18,30 -- -- --

22 -- -- -- -- 19,72 8,32 -- -- --

23 -- -- -- -- 11,66 8,33 -- -- --

24 -- -- -- -- 40,22 32,52 -- -- --

25 -- -- -- -- 65,48 48,92 -- -- --

26 -- -- -- -- -- -- -- --

27 -- -- -- -- 67,68 47,95 -- -- --

112

4.1.4. Resultados dos Ensaios de CPT CARVALHO (1991) realizou cinco ensaios de penetração contínua (CPT),

utilizando-se o penetrômetro holandês. Quatro ensaios foram realizados até a profundidade de

16 metros e um ensaio foi realizado até a profundidade de 20 metros. As resistências

oferecidas pelo solo à penetração vertical de um cone holandês móvel foram medidas com

luva tipo de Begemann, com ângulo de vértice 60º e tubos de diâmetros, externo e interno,

iguais a 35,7mm e 16,0mm, respectivamente, com 10cm2 de área da base.

Os valores de resistência à penetração do cone (qc) e o atrito lateral local (fc) obtidos

nos ensaios apresentam-se nas Tabelas 4.8 e 4.9, respectivamente.

Tabela 4.8: Valores de resistência à penetração do cone (qc) medidos nos ensaios de

penetração estática (MPa) – EESC/USP.

qc (MPa) Prof. (m)

D1 D2 D3 D4 D5

1,30 2,60 1,60 0,20 2,50 1,40

2,30 1,20 0,80 0,40 1,80 1,10

3,30 0,90 1,10 0,30 0,80 0,80

4,30 0,50 1,20 0,60 1,00 1,20

5,30 1,00 1,00 1,00 1,20 0,60

6,30 1,70 1,20 1,10 1,30 0,90

7,30 2,70 2,20 1,30 1,50 1,80

8,30 3,60 3,20 2,20 2,30 2,80

9,30 2,90 3,40 2,80 1,70 3,60

10,30 2,60 3,00 2,40 4,00 2,80

11,30 2,80 2,70 3,20 3,60 2,80

12,30 2,80 2,00 2,80 3,90 2,90

13,30 4,60 3,70 3,50 3,10 3,70

14,30 3,70 3,60 2,80 3,80 4,00

15,30 3,60 3,10 4,70 3,20 4,60

16,30 -- -- -- -- 8,70

17,30 -- -- -- -- 6,80

18,30 -- -- -- -- 7,10

19,30 -- -- -- -- 7,50

20,30 -- -- -- -- 9,80

113

Tabela 4.9: Valores de atrito lateral local (fc) medidos nos ensaios de penetração contínua

(kPa) – EESC/USP.

fc (kPa) Prof. (m)

D1 D2 D3 D4 D5

1,30 56,2 42,2 21,1 7,00 21,1

2,30 42,2 56,2 21,1 42,2 42,2

3,30 49,2 56,2 28,1 42,2 42,2

4,30 28,1 56,2 42,2 49,2 84,3

5,30 63,3 63,3 56,2 77,3 42,2

6,30 56,2 70,3 70,3 63,2 66,1

7,30 157,7 119,5 98,4 84,3 115,3

8,30 196,8 182,7 182,7 161,7 168,7

9,30 175,7 239,0 168,7 154,6 168,7

10,30 196,8 253,0 154,6 210,8 224,9

11,30 282,3 258,2 324,8 271,2 240,2

12,30 269,5 230,3 311,8 279,4 160,7

13,30 260,0 254,8 286,5 294,1 230,8

14,30 312,0 296,4 614,7 280,6 340,4

15,30 41,8 282,1 239,2 309,8 320,5

16,30 -- -- -- -- 350,0

17,30 -- -- -- -- 370,8

18,30 -- -- -- -- 368,3

19,30 -- -- -- -- 50,0

20,30 -- -- -- -- 269,2

114

4.2. CAMPO EXPERIMENTAL DA FACULDADE DE ENGENHARIA E

TECNOLOGIA – FEB/UNESP – BAURU (SP)

Apresentam-se a seguir, detalhadamente, as características geológicas e geotécnicas,

obtidas através de PEIXOTO (2001), bem como os ensaios de SPT-T e os ensaios CPT,

obtidos através de FERREIRA (1998) dos subsolos da FEB/UNESP.


Em toda a região de Bauru predomina sedimentos do Grupo Bauru (Formações

Marília e Adamantina), recobrindo as rochas vulcânicas da Formação Serra Geral que surgem

em direção ao vale do Rio Tietê (Figura 4.4).

No Campo Experimental, através da abertura de um poço tubular, nota-se uma

primeira camada de 52m da Formação Marília, seguida de 98m da Formação Adamantina e,

abaixo, a Formação Serra Geral.

A Formação Marília é composta por arenitos, conglomerados e lamitos intercalados

entre si. A Formação Adamantina possui arenitos de granulação média a fina, siltitos arenosos,

micáceos, arenitos micáceos, argilitos e arenitos conglomeráticos.

115

Figura 4.4: Perfil geológico da região de Bauru-SP (DAEE, 1976).

116


Até a profundidade de 20m, o Campo Experimental é caracterizado por uma areia

fina argilosa, vermelha, residual de arenito.

Os resultados de ensaios laboratoriais foram determinados por AGNELLI (1997) e

são demonstrados abaixo.

− Ensaios de Caracterização

Os resultados dos ensaios de caracterização, determinados pelos limites de

consistência e granulometria são demonstrados na Tabela 4.10.

Tabela 4.10: Resultados dos ensaios de Caracterização – FEB/UNESP.

Limites de Consistência Granulometria Prof. (m) LL

(%) LP (%)

argila (%)

silte (%)

areia f. (%)

areia m. (%)

1 17 13 15 4 9 72 2 22 13 18 3 6 73 3 22 14 16 4 8 72 4 23 13 16 3 7 74 5 24 14 18 4 7 71 6 27 15 19 3 6 72 7 26 14 19 3 6 72 8 27 14 19 3 6 72 9 25 13 19 5 6 70 10 25 10 20 6 5 69 11 25 12 20 4 7 69 12 26 12 19 4 6 71 13 26 12 19 4 6 71 14 26 12 18 4 8 70 15 29 14 21 5 7 67 16 23 12 16 2 9 73 17 34 17 31 17 3 49 18 42 24 36 10 2 52 19 27 11 16 6 7 71 20 26 11 16 5 10 69

117

− Índices Físicos

Na Tabela 4.11 apresentam-se os índices físicos do Campo Experimental da

FEB/UNESP.

Tabela 4.11: Valores de índices físicos – FEB/UNESP.

Prof. (m)

nat� (kN/m3)

s� (kN/m3)

d� (kN/m3)

w (%)

e

n (%)

Sr (%)

1 15,0 26,6 13,7 9,1 0,94 48 26 2 15,4 26,9 14,0 10,3 0,93 48 30 3 15,7 26,8 14,2 10,4 0,88 47 32 4 16,3 26,5 15,0 9,0 0,77 44 30 5 16,5 26,5 14,9 10,7 0,78 44 36 6 16,4 26,6 14,6 12,3 0,82 45 40 7 16,5 26,7 14,8 11,5 0,80 44 38 8 16,6 26,9 14,9 11,3 0,80 44 38 9 16,5 26,9 14,8 11,2 0,81 45 37 10 16,6 26,9 15,0 10,7 0,79 44 36 11 16,5 26,9 15,2 8,6 0,77 44 30 12 16,6 27,0 15,3 8,4 0,76 43 30 13 16,4 26,9 15,1 8,4 0,78 44 29 14 16,3 26,9 14,9 9,1 0,80 44 31 15 16,2 26,5 14,7 10,5 0,81 45 34 16 16,5 26,6 15,0 9,9 0,77 44 34 17 17,1 27,0 14,6 17,2 0,85 46 55 18 18,6 26,7 14,7 26,5 0,82 45 87 19 16,6 26,7 14,9 11,8 0,80 44 39 20 16,4 26,7 14,7 11,7 0,82 45 38


Na Tabela 4.12 apresentam-se os parâmetros referentes aos ensaios executados em três locais

da região de Bauru, representativos do Campo Experimental.

118

Tabela 4.12: Parâmetros de resistência – FEB/UNESP.

Local Prof. (m)

c (kPa)

φ (°)

Rc (kPa)

1 1,5 -- 32 13 2 2,5 14 31 23 3 3,5 22 20 56 1 4,5 24 28 15 2 5,5 14 29 80 1 7,5 20 29 87 3 7,5 -- 32 107 2 8,5 35 28 94 1 10,5 16 30 93 3 10,5 14 29 100 1 12,5 49 25 245 2 12,5 26 29 87 3 13,5 -- 32 86 3 15,5 18 30 36


Os ensaios de adensamento em corpos de prova retirados às profundidades 1, 2, 3 e 4 metros

foram realizados por AGNELLI (1997), cujas tensões de pré-adensamento foram

determinadas pelo método de Pacheco Silva, demonstradas no Tabela 4.13.

GIACHETI (1991) determinou que a partir de seis metros de profundidade, o OCR tende a

diminuir para normalmente adensado.

Tabela 4.13: Parâmetros de compressibilidade – FEB/UNESP.

Profundidade (m)

´v�

(kPa)

´ad�

(kPa) OCR

1 15 41 2,73 2 30 52 1,73 3 46 90 1,96 4 62 105 1,69

119

− Colapsibilidade

Na Tabela 4.14 são demonstrados os coeficientes de colapso estrutural de Vargas, em

que o corpo de prova foi inundado com água potável, pH 7.

Tabela 4.14: Coeficiente de colapso estrutural de VARGAS (1978) – FEB/UNESP.

Profundidade (m)

Tensão de inundação (kPa)

i (%)

1 50 3,3 2 50 3,2 3 50 2,3 4 50 2,6


− Ensaios in situ

A seguir, serão demonstrados os ensaios para a investigação do solo, conforme

FERREIRA (1998).

Na área do Campo Experimental foram realizados programas de ensaios, em épocas

diferentes, para a investigação do subsolo:

a) Ano de 1994:

− 5 sondagens de simples reconhecimento com aplicação de torque (SPT-T) com 25m de

profundidade cada;

− 5 ensaios de penetração contínua (CPT) com 25m de profundidade cada.

120

b) Ano de 1995:

− 3 sondagens de simples reconhecimento (SPT) com 20m de profundidade cada furo.

c) Ano de 1996:

− 3 sondagens SPT-T com 20m de profundidade;

− 3 ensaios de penetração contínua (CPT) com 20m de profundidade cada.

Os ensaios de campo de 1996 (item c) foram realizados no local escolhido para a

realização das provas de carga de estacas apiloadas à tração (FERREIRA, 1998). A locação

dos pontos de sondagens foi feita sob a forma de um triângulo eqüilátero de lado 20 metros.

Os valores médios dos resultados dos ensaios de SPT-T, realizados no local das

provas de carga, são mostrados na Tabela 4.15. Esta tabela foi dividida em dois trechos,

considerando-se que a partir de 10m, o solo apresenta significativas mudanças nas suas

características.

Os resultados indicam um perfil típico de solo residual de arenito, constituído por

camadas de areia fina argilosa de SPT crescente, de forma praticamente linear com a

profundidade. O nível d’água não foi encontrado até o limite dos furos de sondagem.

121

Tabela 4.15: Valores de NSPT e Tmáx obtidos nos ensaios SPT-T – FEB/UNESP.

4.2.4. Resultados dos Ensaios de CPT

Os valores médios dos resultados dos ensaios de CPT, realizados no local das provas

de carga, são mostrados na Tabela 4.16. Esta tabela foi dividida em dois trechos,

considerando-se que a partir de 10m, o solo apresenta significativas mudanças nas suas

características. Para a obtenção dos valores de qc e fc, de metro em metro, efetuou-se uma

interpolação linear entre os valores imediatamente acima e abaixo da cota inteira, na

profundidade pesquisada.

L (m) N1 N2 N3 N SPT T1 (N.m) T2 (N.m) T3 (N.m) T máx (N.m)

1 2 3 3 2,7 8,2 16,4 18,0 14,2

2 2 2 3 2,3 8,2 17,0 30,0 18,4

3 3 3 3 3,0 26,5 19,6 20,0 22,0

4 4 4 4 4,0 40,0 20,0 28,1 29,4

5 4 3 4 3,7 37,5 27,0 30,0 31,5

6 6 6 5 5,7 40,0 30,0 47,9 39,3

7 6 8 8 7,3 27,6 50,0 48,9 42,2

8 8 5 8 7,0 38,3 52,9 50,0 47,1

9 9 7 9 8,3 46,9 50,0 78,3 58,4

1º

T

R

E

C

H

O

10 7 7 9 7,7 55,1 60,0 56,3 57,1

11 10 10 14 11,3 70,0 68,5 67,0 68,5

12 11 13 15 13,0 80,0 80,0 120,0 93,3

13 11 12 14 12,3 120,0 70,0 130,0 106,7

14 15 14 18 15,7 180,0 157,0 280,0 205,7

15 16 13 20 16,3 210,0 220,0 290,0 240,0

16 15 13 20 16,0 200,0 160,0 260,0 206,7

17 20 19 24 21,0 230,0 290,0 300,0 273,3

18 19 19 31 23,0 380,0 340,0 390,0 370,0

19 25 18 22 21,7 370,0 230,0 370,0 323,3

2º

T

R

E

C

H

O

20 22 22 19 21,0 260,0 260,0 240,0 253,3

122

Tabela 4.16: Valores de qc e fc obtidos nos ensaios CPT – FEB/UNESP.

4.3. CAMPO EXPERIMENTAL DA FACULDADE DE ENGENHARIA DE ILHA

SOLTEIRA – FEIS/UNESP (SP)

L (m)

qc1

(kPa)

qc2

(kPa)

qc3

(kPa) cq

(kPa)

fc1

(kPa)

fc2

(kPa)

fc3

(kPa) cf

(kPa)

1 -- -- -- -- -- -- -- --

2 800 2600 2800 2065 21,1 28,2 21,1 23,5

3 1533 2233 2967 2247 28,2 42,3 42,3 37,6

4 1767 2633 3433 2612 28,2 68,1 39,9 45,5

5 2200 2800 3800 2935 28,2 35,2 42,3 35,2

6 2467 2767 4333 3188 42,3 42,3 56,3 46,9

7 3533 3000 2633 3055 32,9 32,9 42,3 36,2

8 4800 4600 3800 4400 77,5 91,5 56,3 75,1

9 6000 5600 5733 5778 56,3 108,0 56,3 73,6

1º

T

R

E

C

H

O

10 4467 5233 5533 5075 108,0 110,3 96,2 104,8

11 6800 6200 6500 6500 126,8 112,7 105,6 115,0

12 7200 6333 8133 7225 140,8 140,8 194,8 158,8

13 8000 8800 5500 7433 164,3 244,1 237,1 215,0

14 7400 7200 9400 8000 197,2 140,8 239,4 192,5

15 9733 8733 9067 9175 328,6 220,7 333,3 294,2

16 7867 8933 10833 9211 272,3 394,4 270,0 312,2

17 8200 8700 7400 8100 225,4 274,6 394,4 298,1

18 11933 5133 6200 7753 218,3 281,7 286,4 262,1

19 7400 6800 11600 8600 385,0 225,4 474,2 361,5

2º

T

R

E

C

H

O

20 11000 9800 10400 10400 528,2 253,5 295,8 359,2

123

Apresentam-se a seguir, detalhadamente, as características geológicas e geotécnicas,

bem como os ensaios de SPT-T e os ensaios CPT da FEIS/UNESP. Tais informações foram

obtidas através de PEIXOTO (2001).


A cidade de Ilha Solteira encontra-se sobre rochas do Grupo São Bento, compostas

por arenitos das Formações Botucatu e Pirambóia e por rochas efusivas basálticas da

Formação Serra Geral. Sobre essas formações aparecem os conglomerados e os arenitos do

Grupo Bauru e, logo a seguir, os Sedimentos Cenozóicos.


Em parceria com o Laboratório Central de Engenharia Civil da CESP, LCEC,

MENEZES (1997) E SEGANTINI (2000) determinaram os resultados dos ensaios

laboratoriais a respeito do solo da cidade de Ilha Solteira. A primeira camada é composta por

um solo arenoso coluvionar com aproximadamente onze metros de profundidade. Esta camada

é seguida de uma outra camada de solo aluvionar, com seis metros.

− Ensaios de Caracterização

Na Tabela 4.17 apresentam-se os resultados dos ensaios de caracterização: limites de

consistência e granulometria.

Tabela 4.17: Resultados dos Ensaios de Caracterização – FEIS/UNESP.

Prof. Limites de Consistência Granulometria

124

(m) LL (%)

LP (%)

argila (%)

silte (%)

areia f. (%)

areia m. (%)

1 23 14 29 8 59 4 2 24 15 29 8 59 4 3 24 17 20 11 65 4 4 26 16 33 8 56 3 5 27 16 33 8 56 3 6 28 17 33 5 58 4 7 29 18 27 15 55 3 8 28 16 28 12 57 3 9 28 16 28 12 57 3 10 28 16 32 12 53 3 11 28 16 26 17 54 3 12 29 17 29 11 57 3 13 29 17 30 15 52 3 14 28 17 28 17 52 3 15 28 17 25 18 53 4

− Índices Físicos

Na Tabela 4.18 apresentam-se os resultados dos índices físicos para o Campo

Experimental de Ilha Solteira.

Tabela 4.18: Valores de índices físicos – FEIS/UNESP.

Prof. (m)

nat� (kN/m3)

s� (kN/m3)

d� (kN/m3)

w (%)

e

n (%)

1 16,0 26,9 14,6 9,4 0,84 46 2 14,8 27,1 14,0 5,6 0,94 48 3 14,9 27,2 13,6 9,5 1,00 50 5 14,8 27,2 14,3 3,4 0,90 47 7 15,9 27,1 15,1 5,4 0,79 44 9 18,4 27,1 15,7 17,0 0,73 42 11 17,7 27,2 16,1 9,8 0,69 41 13 18,8 27,1 16,1 17,0 0,68 40 15 17,0 27,2 15,5 10,0 0,77 44


125

Na Tabela 4.19 apresentam-se os resultados de compressão simples, Rc, e os

resultados em termos de tensão efetiva nos ensaios triaxiais drenados e cisalhamento direto.

Tabela 4.19: Parâmetros de resistência – FEIS/UNESP.

Compressão Simples Triaxial drenado Cisalhamento Direto Prof. (m) Rc

(kPa) cD

(kPa) φD

(°) c

(kPa) φ

(°) 1 149,7 0 32,2 59,2 24,8 2 150,0 3 31,8 52,4 29,6 3 25,3 2 32,5 25,1 28,5 5 215,7 2 33,3 99,3 26,3 7 311,2 3 33,0 89,0 32,8 9 102,7 16 30,3 -- -- 11 177,1 20 28,8 -- -- 13 84,1 20 28,8 -- -- 15 121,4 17 30,1 -- --


Na Tabela 4.20 apresentam-se os resultados dos ensaios de adensamento realizados sem

inundação e o valor σVmédio foi determinado em função do peso específico natural demonstrado

na Tabela 4.18.

Tabela 4.20: Parâmetros de compressibilidade – FEIS/UNESP.

Prof. (m)

´vmédio�

(kPa)

e0

Cc ´ad�

(kPa) OCR

1 16,0 0,81 0,34 205,0 12,81 2 30,8 0,89 0,39 77,0 2,50 3 45,7 0,88 0,39 70,0 1,53 5 75,3 0,75 0,35 165,0 2,19 7 107,1 0,76 0,36 195,0 1,82 9 143,9 0,72 0,33 370,0 2,57 11 179,3 0,64 0,32 570,0 3,18

− Colapsibilidade

126

Na Tabela 4.21 apresentam-se os resultados dos ensaios de caracterização da colapsibilidade

executados por MENEZES (1997).

Tabela 4.21: Parâmetros de colapsibilidade de VARGAS (1978) – FEIS/UNESP.

Tensão de Inundação (kPa) 0 20 80 160 320 640 800 960

Prof. (m)

Colapso (%) 1 -0,018 0,979 5,137 6,985 8,519 6,589 6,416 2,028 2 -0,018 0,713 2,262 3,157 2,235 0,092 -- -- 3 -0,014 0,216 2,374 1,830 1,176 0,026 -- -- 5 -0,039 0,235 0,65 1,744 2,038 1,176 -- -- 7 -0,043 0,223 1,101 2,268 2,057 0,847 -- -- 9 0,021 0,043 0,044 0,399 0,033 0,490 -- -- 11 -0,039 0,108 0,080 0,062 0,066 -- -- --


Em uma temperatura variando entre 20ºC e 40ºC, executaram-se quatro sondagens

SPT-T, SP1, SP2, SP3 e SP4 com comprimentos de 15,45m, 16,45m, 16,45m e 12,45m,

respectivamente, totalizando 60,80 metros. Os pontos de sondagens foram locados de acordo

com a Figura 4.5.

SP1 E SP2, são furos relacionados com as estacas pré-moldadas com 12 metros de

comprimento e os furos SP3 E SP4, correspondem às estacas escavadas de concreto e solo-

cimento com a ponta a 10 metros de profundidade. Os perfis apresentam-se na Figura 4.6.

127

Figura 4.5: Locação dos furos de sondagem – FEIS/UNESP.

128

0

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

14

15

16

17

18

19

20

Pro

fund

idad

e (m

) SP-199,37m

SP-299,54m

SP-399,88m

SP-499,89m

Areia fina e média, argilosa, com raízes

Aterro de areia fina e média, argilosa

Aterro de areia fina e média, argilosa, com raízes

Areia fina e média, argilosa

Areia fina e média, argilosa, pouco siltosa

Areia fina e média, argilosa pouco siltosa

Figura 4.6: Perfis das sondagens – FEIS/UNESP.

Nas Tabelas 4.22 e 4.23 apresentam-se os resultados dos ensaios de SPT-T.

129

Tabela 4.22: Valores NSPT – FEIS/UNESP.

Prof. (m) N1 N2 N3 N4 N SPT sd cv (%)

1 1,9 1,9 5,8 10,0 4,92 3,85 78,12

2 2,7 2,1 2,9 2,6 2,55 0,35 13,66

3 2,1 2,4 3,2 3,1 2,70 0,56 20,70

4 3,4 3,0 4,0 2,9 3,33 0,50 15,03

5 3,6 4,4 4,0 3,6 3,92 0,39 9,96

6 4,1 3,9 4,8 4,3 4,29 0,41 9,54

7 2,7 5,0 5,0 5,2 4,48 1,17 26,06

8 5,0 5,8 7,2 5,2 5,81 1,02 17,54

9 6,0 7,5 7,0 7,0 6,88 0,63 9,15

10 8,0 7,5 3,8 7,7 6,75 2,00 29,60

11 9,0 9,0 7,5 8,0 8,38 0,75 8,96

12 11,0 7,0 6,2 9,0 8,30 2,15 25,87

13 8,3 9,0 8,0 -- 8,43 0,52 6,12

14 8,0 9,0 7,0 -- 8,00 1,00 12,50

15 9,0 13,0 9,0 -- 10,33 2,31 22,35

16 -- 7,2 8,0 -- -- -- --

130

Tabela 4.23: Valores de TEmáx e TEres obtidos através do torquímetro elétrico – FEIS/UNESP.

Furo 1 Furo 2 Furo 3 Furo 4 T sd cv

(%)

Prof. (m) TEmáx (kgf.m)

TEres (kgf.m)

1 1,47 0,17

2,51 0,47

5,41 0,62

9,61 1,43

4,75 0,67

3,64 0,54

76,71 80,08

2 2,97 0,65

1,61 1,58 0,42

1,66 0,21

1,96 0,43

0,68 0,22

34,65 51,58

3 1,77 2,41 3,01 1,25

2,16 0,77

2,34 1,01

0,52 0,34

22,24 33,61

4 3,56 0,61

2,31 1,09

2,33 0,55

1,31 2,38 0,75

0,92 0,30

38,74 39,46

5 3,84 0,85

4,17 1,74

3,00 1,05

2,96 0,18

3,49 0,96

0,61 0,64

17,38 67,24

6 3,03 0,65

2,88 2,88

3,21 1,21

3,42 1,10

3,14 1,04

0,23 0,26

7,43 25,20

7 2,57 0,56

4,61 1,29

5,09 0,82

5,08 1,18

4,34 0,96

1,20 0,34

27,65 34,82

8 3,64 2,17

4,80 2,87

5,64 1,40

4,10 4,55 2,15

0,87 0,74

19,19 34,25

9 5,67 2,47

8,17 2,86

8,63 3,49

7,10 1,18

7,39 2,50

1,32 0,98

17,79 39,01

10 6,33 2,60

4,81 2,59

5,45 2,01

6,13 2,54

5,68 2,44

0,69 0,28

12,18 11,69

11 5,29 0,95

10,48 1,95

8,18 5,63

8,38 2,14

8,08 2,67

2,13 2,04

26,39 76,58

12 8,42 5,92

5,54 3,36

6,85 3,09

5,74 3,39

6,64 3,94

1,32 1,33

19,90 33,68

13 7,35 2,98

11,42 4,80

8,62 4,64

-- 9,13 4,14

2,08 1,01

22,81 24,34

14 5,32 3,15

6,31 4,26

3,55 -- 5,06 3,71

1,40 0,78

27,63 21,18

15 9,32 2,49

18,03 8,52

10,34 2,18

-- 12,56 4,40

4,76 3,57

37,90 81,30

16 -- 8,95 6,19

7,52 4,28

-- -- -- --

131

4.3.4. Resultados dos Ensaios de CPT

MENEZES (1997) realizou ensaios de CPT mecânicos, em que a medida dos esforços

necessários para cravar a luva de atrito Begemann foi executada na superfície através da

transferência mecânica pelas hastes. Esses resultados estão sendo apresentados aqui. Esses

ensaios foram locados como já apresentados na Figura 4.5 sob a sigla “D” (deep sounding). Os

resultados apresentam-se na Tabela 4.24.

Tabela 4.24: Resultados médios dos ensaios de CPT – FEIS/UNESP.

D1 D2 D3 D4 D5 Prof. (m) cq

(MPa) cf

(MPa) cq

(MPa) cf

(MPa) cq

(MPa) cf

(MPa) cq

(MPa) cf

(MPa) cq

(MPa) cf

(MPa)

1 4,70 0,04 5,80 0,11 4,70 0,05 4,20 0,06 4,20 0,04 2 1,80 0,04 1,80 0,04 1,90 0,02 1,60 0,06 1,70 0,04 3 1,90 0,04 1,70 0,02 1,70 0,03 2,20 0,06 1,90 0,05 4 2,10 0,03 1,70 0,03 6,90 0,07 2,00 0,06 1,90 0,05 5 2,90 0,03 1,80 0,02 8,30 0,13 2,20 0,08 2,10 0,08 6 2,70 0,03 2,30 0,03 8,00 0,13 2,60 0,14 1,90 0,09 7 4,50 0,04 2,50 0,03 10,50 0,18 2,60 0,12 2,50 0,13 8 3,50 0,04 3,20 0,04 11,00 0,17 3,10 0,13 3,20 0,22 9 5,00 0,07 4,30 0,07 7,80 0,10 3,20 0,14 3,80 0,19 10 7,00 0,14 6,80 0,11 7,20 0,10 3,80 0,18 5,30 0,29 11 7,70 0,14 7,90 0,19 8,50 0,08 4,10 0,26 5,70 0,47 12 8,30 0,26 7,50 0,28 8,90 0,08 4,00 0,34 5,80 0,47 13 8,00 0,40 6,90 0,18 8,90 0,12 4,10 0,40 5,70 0,48 14 7,50 0,31 7,80 0,28 8,60 0,09 3,60 0,32 6,40 0,46 15 7,80 0,23 7,80 0,25 7,30 0,13 4,50 0,28 7,10 0,46 16 8,00 0,24 6,70 0,30 7,70 0,22 5,30 0,20 7,50 0,34

132

5. CARACTERÍSTICAS DAS ESTACAS ANALISADAS

Neste capítulo serão apresentadas as características geométricas e cargas laterais

últimas obtidas através de provas de carga à tração para as estacas apiloadas implantadas nos

Campos Experimentais das cidades de São Carlos, Bauru e Ilha Solteira. Também serão

apresentadas as curvas Carga x Recalque, bem como seus valores numéricos para cada estaca

ensaiada.


CIDADE DE SÃO CARLOS

Na Tabela 5.1, apresentam-se os dados geométricos e as cargas laterais últimas (Pu)

das estacas apiloadas submetidas a esforços de tração no Campo Experimental de São Carlos.

Nas Figuras 5.1 e 5.2, apresentam-se as curvas Carga x Recalque e nas Tabelas 5.2 e 5.3,

apresentam-se os valores numéricos Carga x Recalque. Tais informações foram obtidas por

CAMPELO (1994).

CAMPELO (1994) abordou uma análise comparativa dos resultados obtidos em

provas de carga à tração, com os diversos métodos de previsão de carga última de estacas

tracionadas. Os ensaios foram realizados no Campo Experimental de Fundações do

Departamento de Geotecnia da USP/São Carlos, sobre estacas apiloadas, escavadas a trado

helicoidal e do tipo Strauss. Para as estacas analisadas, o autor determinou as cargas últimas à

tração (Pu) pelo critério de VAN DER VEEN (1953).

Tabela 5.1: Características Geométricas e Cargas de Ruptura obtidas através de Provas de

Carga à tração no Campo Experimental de São Carlos (Solo com Umidade Natural).

Estacas D (m) L (m) Plu (kN) luP (kN) 1 0,2 6 105 ��

92,5

133

0

10

20

30

40

50

60

0 20 40 60 80 100 120

Carga (kN)

Rec

alqu

e (m

m)

Figura 5.1: Curva Carga x Recalque da estaca apiloada tracionada 1, do Campo Experimental

de São Carlos, com o solo no estado natural.

0

10

20

30

40

50

0 10 20 30 40 50 60 70 80

Carga (kN)

Rec

alqu

e (m

m)


de São Carlos, com o solo no estado natural.

134

Tabela 5.2: Valores numéricos – Carga x Recalque. Estaca 1: Ensaio Rápido Solo com

Umidade Natural.

Carga (kN) Recalque (mm) 0 0,00 7 0,00 14 0,00 21 0,01 28 0,06 28 0,09 35 0,42 35 0,76 42 1,29 42 1,83 49 2,18 49 2,97 56 3,18 56 4,25 63 4,38 63 5,60 70 5,69 70 7,36 77 7,47 77 9,29 84 9,40 84 12,02 91 12,21 91 18,83 98 19,12 98 48,25

88,74 49,11 84,68 49,21 36,81 49,21 37,50 49,22

0 48,63 0 47,08

135

Tabela 5.3: Valores numéricos – Carga x Recalque. Estaca 2: Ensaio Lento – Solo com

Umidade Natural.

Carga (kN) Recalque (mm) 0 0,00 10 0,00 20 0,03 20 0,04 30 0,17 30 0,64 40 1,22 40 2,11 50 2,65 50 4,11 60 4,50 60 7,95 70 8,09 70 46,86

65,65 47,02 63,27 47,12 32,50 46,93

33 46,92 0 45,17 0 44,79


CIDADE DE BAURU

Na Tabela 5.4 apresentam-se os dados geométricos e as cargas laterais últimas (Pu)

das estacas apiloadas submetidas a esforços de tração no Campo Experimental de Bauru. Tais

informações foram obtidas por autores conforme a Referência.

As curvas Carga x Recalque e os valores numéricos Carga x Recalque não são

apresentados, devido a escassez de dados na literatura analisada.

136


Carga à tração no Campo Experimental de Bauru.

Estacas D (m) L (m) Plu (kN) luP (kN) Referência 3 0,25 10 218,8 218,8 CLARO (1998) 4 0,20 9 138 FERREIRA et al. (2000) 5 0,20 9 137

137,5 FERREIRA et al. (2000)

6 0,20 10 152 FERREIRA et al. (2000) 7 0,20 10 152

152 FERREIRA et al. (2000)

CLARO (1998) realizou uma prova de carga à tração em estaca apiloada de 10m de

comprimento e 25cm de diâmetro, no Campo Experimental de Fundações da FEB/UNESP,

obtendo atrito lateral unitário médio de 26,30 kPa.

FERREIRA et al. (2000) apresentaram resultados e análises de seis provas de carga,

sendo duas à compressão e quatro à tração, realizadas em estacas apiloadas, implantadas num

conjunto habitacional em construção na cidade de Bauru, onde o solo local, classificado como

areia fina argilosa, é representativo da região e de grande área do Estado de São Paulo. Na

determinação das cargas últimas à tração (Pu) os autores utilizaram os métodos de VAN DER

VEEN (1953), MAZURKIEWIEZ (1968) e NBR6122/96. Para o presente trabalho foram

consideradas as cargas últimas à tração (Pu) obtidas pelo método de VAN DER VEEN (1953);

valores coerentes com os determinados para o Campo Experimental de São Carlos.

(CAMPELO, 1994).


CIDADE DE ILHA SOLTEIRA

Na Tabela 5.5 apresentam-se os dados geométricos e as cargas laterais últimas (Pu)

das estacas apiloadas submetidas a esforços de tração no Campo Experimental de Ilha Solteira.

Nas Figuras 5.3, 5.4 e 5.5, apresentam-se as curvas Carga x Recalque. Tais informações foram

obtidas por MENEZES (1997).

137

Os valores numéricos Carga x Recalque não são apresentados, devido à escassez de

dados na literatura analisada.

MENEZES (1997) analisou vinte estacas pré-moldadas de concreto protendido

construídas em solo de alta porosidade colapsível na cidade de Ilha Solteira. Provas de carga

axiais estáticas foram efetuadas em seis estacas-teste (três a compressão e três a tração) e

outras três com carregamento horizontal. Também foram realizadas provas de carga dinâmicas

em seis estacas-teste.

Para a obtenção de valores de carga máxima à tração em outro tipo de fundação,

MENEZES (1997) efetuou provas de carga estáticas em três estacas tipo apiloadas com

comprimento de 12m e diâmetro de 20cm. O propósito da realização de tais ensaios foi o de

confrontar estes valores com os obtidos pelas estacas pré-moldadas, já que os esforços axiais

por tracionamento nas estacas pré-moldadas, forneceram cargas de ruptura bastante reduzidas.

Os valores de carga última à tração das estacas apiloadas analisadas em Ilha Solteira

foram obtidos admitindo-se que a ruptura ocorreu com um recalque de 10mm. Os valores não

puderam ser estimados pelo critério de VAN DER VEEN (1953), devido à falta de dados

numéricos Carga x Recalque.


Carga à tração no Campo Experimental de Ilha Solteira.

Estacas D (m) L (m) Plu (kN) luP (kN) 8 0,20 12 210 ��

��

200

138

0

4

8

12

16

20

0 50 100 150 200 250 300

CARGA (kN)

RE

CA

LQU

E (m

m)


de Ilha Solteira.

0

4

8

12

16

20

0 50 100 150 200 250 300

CARGA (kN)

RE

CA

LQU

E (m

m)


de Ilha Solteira.

139

0

4

8

12

16

20

0 50 100 150 200 250 300

CARGA (kN)

RE

CA

LQU

E (m

m)


de Ilha Solteira.

140

6. PREVISÃO DA CARGA DE RUPTURA E COMPARAÇÕES

Neste capítulo serão aplicados os métodos de previsão de carga lateral última para

estacas tracionadas e os valores encontrados serão comparados com os valores obtidos através

das provas de carga realizadas nos Campos Experimentais de São Carlos, Bauru e Ilha

Solteira. Também é apresentado o valor de atrito lateral unitário fu, previsto por cada método,

admitindo-se que a ruptura se dê somente através do contato estaca-solo.

6.1. CAMPO EXPERIMENTAL DE SÃO CARLOS

Neste item são apresentados os resultados de duas estacas apiloadas submetidas a

esforços de tração, com D = 20cm e L = 6m ensaiadas no Campo Experimental de São Carlos.

Para a comparação será utilizado o valor médio de carga lateral última obtido para estas

estacas ( pcPul = 92,5 kN) (Tabelas 6.1 e 6.2). Nas Figuras 6.1 e 6.2, apresentam-se os gráficos

de barras da relação Pulcal/ pcPul .

Tabela 6.1: Valores obtidos utilizando-se fórmulas teóricas.

pcPul = 92,5 kN fu = 23,3 kPa SÃO CARLOS

MÉTODOS Pulcal (kN) Pulcal/ pcPul fu (kPa)

MEYERHOF e ADAMS (1968) 63,98 0,69 15,7 MEYERHOF (1973) 239,19 2,59 62,2 DAS (1983) 88,29 0,95 22,2 GRENOBLE λ = φ/8 (º) 42,16 0,46 9,9 GRENOBLE λ = 0 (º) 103,79 1,12 26,3 TEORIA DA RESISTÊNCIA LATERAL 108,36 1,17 27,5 KULHAWY (1985) 61,31 0,66 15,0 LEVACHER e SIEFFERT (1984) (Crav. Impacto) 147,21 1,59 37,8 LEVACHER e SIEFFERT (1984) (Escavada) 131,38 1,42 33,6 GRAUX (1970) 124,91 1,35 31,9

141

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3Pulcal/

pcPul

Figura 6.1: Gráfico de barras da relação Pulcal/ pcPul para o Campo Experimental de São

Carlos, com Pulcal obtido através de fórmulas teóricas.

Tabela 6.2: Valores obtidos utilizando-se fórmulas empíricas.

pcPul = 92,5 kN fu = 23,3 kPa SÃO CARLOS


AOKI e VELLOSO (1975) 1 51,02 0,55 12,3 AOKI e VELLOSO (1975) 2 74,51 0,81 18,5 PEDRO PAULO VELLOSO (1981) 3 118,16 1,28 30,1 PEDRO PAULO VELLOSO (1981) 4 52,21 0,56 12,6 PEDRO PAULO VELLOSO (1981) 5 206,83 2,24 53,6 DÉCOURT e QUARESMA (1978) 87,61 0,95 22,0 PHILIPPONNAT (1978) (Escavada) 57,26 0,62 14,0 PHILIPPONNAT (1978) (Pré-moldada) 82,00 0,89 20,5 1. Dados de resistência lateral local (fc) obtidos no ensaio de penetração contínua;

2. Dados da resistência à penetração (N) obtidos no ensaio de penetração contínua;

3. Dados de ensaios de penetração contínua;

4. Dados de sondagens a percussão (N) e correlação com fc proposta por VELLOSO (1981);

5. Dados de sondagens a percussão (N) e correlação com fc proposta por ALBIERO (1990a).

142

0

0,5

1

1,5

2

2,5

Pulcal/

pcPul

Figura 6.2: Gráfico de barras da relação Pulcal/ pcPul para o Campo Experimental de São

Carlos, com Pulcal obtido através de fórmulas empíricas.

6.2. CAMPO EXPERIMENTAL DE BAURU

Neste item são apresentados os resultados de cinco estacas apiloadas submetidas a

esforços de tração, uma com D = 25cm e L = 10m, duas estacas com D = 20cm e L = 9m e

duas estacas com D = 20cm e L = 10m ensaiadas no Campo Experimental de Bauru (Tabelas

6.3 a 6.8). Para a comparação será utilizado o valor médio de carga lateral última obtido para

estas estacas ( pcPul ). Nas Figuras 6.3 a 6.8, apresentam-se os gráficos de barras da relação

Pulcal/ pcPul .

143

Tabela 6.3: Valores obtidos utilizando-se fórmulas teóricas para a estaca com D= 25cm e L=

10m.

Pulcal = 218,8kN fu = 26,3 kPa BAURU MÉTODOS Pulcal (kN) Pulcal/Pulpc fu (kPa)


0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5Pulcal/

pcPul

Figura 6.3: Gráfico de barras da relação Pulcal/ Pulpc para a estaca com D= 25cm e L= 10m

implantada no Campo Experimental de Bauru, com Pulcal obtido através de fórmulas teóricas.

144

Tabela 6.4: Valores obtidos utilizando-se fórmulas empíricas para a estaca com D= 25cm e L=

10m.

Pulcal = 218,8kN fu = 26,3 kPa BAURU MÉTODOS Pulcal (kN) Pulcal/Pulpc fu (kPa)






0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

Pulcal/

pcPul

Figura 6.4: Gráfico de barras da relação Pulcal/ Pulpc para a estaca com D= 25cm e L= 10m

implantada no Campo Experimental de Bauru, com Pulcal obtido através de fórmulas

empíricas.

145

Tabela 6.5: Valores obtidos utilizando-se fórmulas teóricas para a estaca com D= 20cm e L=

9m.

pcPul = 137,5 kN fu = 23,1 kPa BAURU



0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

4

Pulcal/

pcPul

Figura 6.5: Gráfico de barras da relação Pulcal/ pcPul para a estaca com D= 20cm e L= 9m

implantada na cidade de Bauru, com Pulcal obtido através de fórmulas teóricas.

146


9m.








0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

Pulcal/

pcPul


implantada na cidade de Bauru, com Pulcal obtido através de fórmulas empíricas.

147

Tabela 6.7: Valores obtidos utilizando-se fórmulas teóricas para a estaca com D=20cm e

L=10m.




0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

4Pulcal/

pcPul


implantada na cidade de Bauru, com Pulcal obtido através de fórmulas teóricas.

148


10m.








0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5Pulcal/

pcPul


implantada na cidade de Bauru, com Pulcal obtido através de fórmulas empíricas.

149

6.3. CAMPO EXPERIMENTAL DE ILHA SOLTEIRA

Neste item são apresentados os resultados de três estacas apiloadas submetidas a

esforços de tração, com D = 20cm e L = 12m ensaiadas no Campo Experimental de Ilha

Solteira. O valor médio de carga lateral última obtido para estas estacas foi de pcPul = 200,0

kN), admitindo que a ruptura ocorreu com um deslocamento de 10mm (Tabelas 6.9 e 6.10).

Nas Figuras 6.9 e 6.10, apresentam-se os gráficos de barras da relação Pulcal/ pcPul .

Tabela 6.9: Valores obtidos utilizando-se fórmulas teóricas.

pcPul = 200,0 kN fu = 25,3 kPa ILHA SOLTEIRA



150

0

1

2

3

4

5

6Pulcal/

pcPul

Figura 6.9: Gráfico de barras da relação Pulcal/ pcPul para o Campo Experimental de Ilha

Solteira, com Pulcal obtido através de fórmulas teóricas.

Tabela 6.10: Valores obtidos utilizando-se fórmulas empíricas.

pcPul = 200,0 kN fu = 25,3 kPa ILHA SOLTEIRA







151

0

0,5

1

1,5

2

2,5

3

3,5

Pulcal/

pcPul

Figura 6.10: Gráfico de barras da relação Pulcal/ pcPul para o Campo Experimental de Ilha

Solteira, com Pulcal obtido através de fórmulas empíricas.

152

7. ANÁLISES

Neste capítulo serão analisados os valores obtidos através da comparação entre carga

lateral última prevista para estacas apiloadas tracionadas através de métodos empíricos e

teóricos com a obtida através de provas de carga realizadas nos Campos Experimentais de São

Carlos, Bauru e Ilha Solteira. Serão também analisados os valores de atrito lateral unitário (fu)

de estacas apiloadas tracionadas com os de outros tipos de estacas.

Tal procedimento será realizado da seguinte maneira:

− Verificação da aplicabilidade de fórmulas empíricas;

− Verificação da aplicabilidade de fórmulas teóricas;

− Comparação de atrito lateral unitário (admitindo-se ruptura somente pela ligação estaca

solo) de estacas apiloadas tracionadas com o atrito lateral unitário obtido para estacas

escavadas, strauss e pré-moldadas tracionadas e para apiloadas comprimidas.

7.1. VERIFICAÇÃO DA APLICABILIDADE DE FÓRMULAS TEÓRICAS DE

PREVISÃO

Apresentam-se a seguir análises de fórmulas teóricas no cálculo da carga lateral

última através de sua comparação com as provas de carga realizadas nos Campos

Experimentais.

153

7.1.1. Campo Experimental de São Carlos

Para São Carlos (estacas com D=20cm e L=6m), as fórmulas teóricas que forneceram

valores mais próximos dos obtidos através das provas de cargas foram:

− MEYERHOF e ADAMS (1968), cuja relação Pulcal/ Pulpc foi de 0,69 (a favor da

segurança);

− DAS (1983), cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 0,95 (a favor da segurança);

− GRENOBLE (λ = 0º), cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 1,12;

− TEORIA DA RESISTÊNCIA LATERAL, cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 1,17;

− KULHAWY (1985), cuja relação Pulcal/ Pulpc foi de 0,66 (a favor da segurança).

7.1.2. Campo Experimental de Bauru

a) Para Bauru (estaca com D=25cm e L=10m), as fórmulas teóricas que forneceram


− MEYERHOF e ADAMS (1968), cuja relação Pulcal/ Pulpc foi de 0,89 (a favor da

segurança);

− DAS (1983), cuja relação Pulcal/ Pulpc foi de 1,22;

− KULHAWY (1985), cuja relação Pulcal/ Pulpc foi de 0,82 (a favor da segurança).

154

b) Para Bauru (estaca com D=20cm e L=9m), as fórmulas teóricas que forneceram


− MEYERHOF e ADAMS (1968), cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 1,03;

− DAS (1983), cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 1,28;

− KULHAWY (1985), cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 0,85 (a favor da segurança).

c) Para Bauru (estaca com D=20cm e L=10m), as fórmulas teóricas que forneceram


− MEYERHOF e ADAMS (1968), cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 1,01;


− KULHAWY (1985), cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 0,93 (a favor da segurança).

7.1.3. Campo Experimental de Ilha Solteira

Para Ilha Solteira (estacas com D=20cm e L=12m), as fórmulas teóricas que

forneceram valores mais próximos dos obtidos através das provas de cargas foram:

− MEYERHOF e ADAMS (1968), cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 0,77 (a favor da

segurança);


155

− KULHAWY (1985), cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 1,0

7.1.4. Análise da aplicabilidade de fórmulas teóricas de previsão

Procurando-se identificar fórmulas que conduzem a resultados semelhantes para os

três Campos Experimentais analisados, observa-se que:

− A fórmula de MEYERHOF e ADAMS (1968) para fundações a grandes profundidades,

conduz a resultados da relação Pulcal/ pcPul próximos da unidade. Para os Campos

Experimentais de São Carlos e Ilha Solteira as relações Pulcal/ pcPul foram 0,69 e 0,77,

respectivamente, a favor da segurança. Para Bauru (estaca D=25cm e L=10m) o resultado foi a

favor da segurança, 0,89. Para Bauru (estacas D=20cm, L=9m e D=20cm, L=10m) as relações

Pulcal/ pcPul foram de 1,03 e 1,01, respectivamente. Os valores indicam que tal fórmula

conduz a resultados em torno de 31% a favor da segurança e 3% contra a segurança,

caracterizando-a como uma boa fórmula de previsão de capacidade de carga para as estacas

apiloadas tracionadas analisadas.

− A fórmula de MEYERHOF (1973), admitindo-se a relação L/D em torno de 15, que os

valores de adesão estaca-solo (ca) e ângulo de atrito estaca-solo (δ) se aproximam da coesão

do solo (cd’) e ângulo de atrito (φd’) obtidos através dos ensaios triaxiais drenados e que o

coeficiente de arrancamento (Ku) é igual a 1,4, conduz a valores da relação Pulcal/ pcPul

maiores do que a unidade, de 2,59 a 4,93, contra a segurança. Os valores obtidos indicam que

tal fórmula conduz a resultados contra a segurança, não sendo viável a sua utilização para as

estacas analisadas.

− A fórmula de DAS (1983), com relação L/D até 24, adotando-se densidade relativa (Dr)

igual a 0,3, ângulo de atrito estaca-solo δ = 0,7φ, ca (adesão estaca-solo) = cd (coesão do solo

obtida pelo ensaio triaxial drenado), coeficiente de arrancamento (Ku) igual a 1,5 e inclusão da

156

parcela devido à adesão (π.D.L.ca), considerando que o solo possui coesão, conduz a valores

próximos da relação Pulcal/ pcPul = 1. Porém, apenas para o Campo Experimental de São

Carlos o valor foi inferior a unidade, 0,95, a favor da segurança. Para Bauru e Ilha Solteira os

valores variaram de 1,11 a 1,28, contra a segurança. Os valores indicam que a fórmula conduz

a resultados compatíveis com a segurança, cerca de 5% abaixo e 28% acima da unidade,

caracterizando-a como uma boa fórmula de previsão de capacidade de carga para as estacas

apiloadas tracionadas analisadas.

− A fórmula de GRENOBLE, admitindo que o ângulo entre a superfície de ruptura e o plano

vertical seja λ = -φ/8, já que a bibliografia indica através de experiências que o ângulo λ

assume tal valor, conduz a resultados de Pulcal/ pcPul muito maiores do que a unidade, valores

que variam de 2,81 a 7,81. Logo, nota-se uma inadequação do ângulo λ = -φ/8. Os valores

indicam que tal fórmula conduz a resultados contra a segurança, sendo inviável a sua

utilização para as estacas analisadas.

− A fórmula de GRENOBLE, admitindo que o ângulo entre a superfície de ruptura e o plano

vertical seja λ = 0, conduz a resultados da relação Pulcal/ pcPul mais coerentes do que os

apresentados utilizando λ = -φ/8. Porém, as relações obtidas para os três Campos

Experimentais foram superiores a unidade (de 1,12 a 1,91), contra a segurança. Apenas para o

Campo Experimental de São Carlos, Pulcal/ pcPul =1,12 foi próximo da unidade. Os valores

indicam que tal fórmula conduz a resultados contra a segurança, sendo inviável a sua

utilização para as estacas analisadas.

− A fórmula da TEORIA DA RESISTÊNCIA LATERAL, admitindo-se que o ângulo de atrito

estaca-solo (δ) e a adesão (ca) sejam iguais ao ângulo de atrito do solo (φd’) e coesão do solo

(cd’) obtidos nos ensaios triaxiais drenados e Khtgφ = 0,29 e Kh = 0,58, conforme

CARVALHO (1991), apresenta resultados de Pulcal/ pcPul superiores a unidade, variando de

1,17 e 1,84. Os valores indicam que tal fórmula conduz a resultados contra a segurança, não

sendo viável a sua utilização para as estacas analisadas.

157

− A fórmula de KULHAWY (1985), admitindo δ’/φ’ = 1,0 e K/K0 = 0,83, conduz a valores

próximos de Pulcal/ pcPul =1. Para o Campo Experimental de São Carlos, Pulcal/ pcPul =0,66, a

favor da segurança. Para Bauru (estacas D=25cm, L=10m; D=20cm, L=9m e D=20cm,

L=10m), as relações Pulcal/ pcPul foram de 0,82, 0,85 e 0,93, respectivamente. Apenas para o

Campo Experimental de Ilha Solteira é que a relação foi de 1,05, muito próxima da unidade.

Os valores indicam que tal fórmula conduz a resultados compatíveis com a segurança, cerca

de 18% abaixo e 5% acima da unidade, caracterizando-a como uma boa fórmula de previsão

de capacidade de carga para as estacas apiloadas tracionadas analisadas.

− A fórmula de LEVACHER e SIEFFERT (1984), admitindo K0 = 1-senφ, f = tgφ e Km0 como

coeficiente do método de instalação para estaca cravada por impacto, apresentou valores da

relação Pulcal/ pcPul superiores a unidade, ou seja, contra a segurança. A relação mais próxima

da unidade foi a do Campo Experimental de São Carlos, igual a 1,59. As relações para Bauru e

Ilha Solteira variaram de 2,29 a 3,02. Os valores indicam que tal fórmula conduz a resultados

contra a segurança, sendo inviável a sua utilização para as estacas analisadas.

− A fórmula de LEVACHER e SIEFFERT (1984), admitindo K0 = 1-senφ, f = tgφ e Km0 como

coeficiente do método de instalação para estaca escavada, também apresentou valores da

relação Pulcal/ pcPul superiores a unidade, ou seja, contra a segurança. A relação mais próxima

da unidade foi a do Campo Experimental de São Carlos, igual a 1,42. As relações para Bauru e

Ilha Solteira variaram de 2,04 a 2,69. Os valores indicam que tal fórmula conduz a resultados

contra a segurança, sendo inviável a sua utilização para as estacas analisadas.

− A fórmula de GRAUX (1970), utilizando a fórmula para solos homogêneos e fofos, solos

típicos dos Campos Experimentais de São Carlos, Bauru e Ilha Solteira, conduz a resultados

da relação Pulcal/ pcPul superiores a unidade, ou seja, contra a segurança, variando de 1,35

para São Carlos a 2,31 para Ilha Solteira. Os valores indicam que tal fórmula conduz a

resultados contra a segurança, sendo inviável a sua utilização para as estacas analisadas.

158

7.2. VERIFICAÇÃO DA APLICABILIDADE DE FÓRMULAS EMPÍRICAS DE

PREVISÃO

Apresentam-se a seguir análises de fórmulas empíricas no cálculo da carga lateral

última através de sua comparação com as provas de carga realizadas nos Campos

Experimentais.


Para São Carlos (estacas com D=20cm e L=6m), as fórmulas empíricas que


− AOKI e VELLOSO (1975), utilizando dados de resistência lateral local (fc) obtidos no

ensaio de penetração contínua, cuja relação Pulcal/ Pulpc foi de 0,55 (a favor da segurança);

− AOKI e VELLOSO (1975), utilizando dados de sondagens a percussão (N), cuja relação

Pulcal/ pcPul foi de 0,81 (a favor da segurança);

− DÉCOURT e QUARESMA (1978), utilizando dados de sondagens a percussão (N), cuja

relação Pulcal/ pcPul foi de 0,95 (a favor da segurança);

− PEDRO PAULO VELLOSO (1981), utilizando dados de sondagens a percussão (N) e

correlação com fc proposta pelo autor, cuja relação Pulcal/Pulpc foi de 0,56 (a favor da

segurança);

− PHILIPPONNAT (1978), utilizando dados para estacas pré-moldadas, cuja relação

Pulcal/ pcPul foi de 0,89.

159


a) Para Bauru (estaca com D=25cm e L=10m), as fórmulas empíricas que forneceram



ensaio de penetração contínua, cuja relação Pulcal/ Pulpc foi de 0,60 (a favor da segurança);


Pulcal/ Pulpc foi de 1,02;


relação Pulcal/Pulpc = 1,04;


correlação com fc proposta pelo autor, cuja relação Pulcal/Pulpc foi de 0,71 (a favor da

segurança).

b) Para Bauru (estacas com D=20cm e L=9m), as fórmulas empíricas que forneceram



ensaio de penetração contínua, cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 0,60 (a favor da segurança);


Pulcal/ pcPul foi de 1,00;


relação Pulcal/ pcPul = 1,08;

160


correlação com fc proposta pelo autor, cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 0,70 (a favor da

segurança).

c) Para Bauru (estacas com D=20cm e L=10m), as fórmulas empíricas que



ensaio de penetração contínua, cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 0,68 (a favor da segurança);







segurança).


Para Ilha Solteira (estacas com D=20cm e L=12m), as fórmulas empíricas que



ensaio de penetração contínua, cuja relação Pulcal/ pcPul foi de 1,31;

161







segurança).

7.2.4. Análise da aplicabilidade de fórmulas empíricas de previsão

Procurando-se identificar fórmulas que conduzem a resultados semelhantes para os

três Campos Experimentais analisados, observa-se que:

− A fórmula de DÉCOURT e QUARESMA (1978), que não utiliza o coeficiente β de DÉ

COURT (1996), apresenta valores próximos à relação Pulcal/ pcPul = 1,0, porém tal relação está

a favor da segurança apenas para o Campo Experimental de São Carlos, para Bauru e Ilha

Solteira a relação varia de 1,04 a 1,15. A Norma Brasileira para projeto de execução de

fundações (NBR–6122/1986) recomenda um fator de segurança igual a 2,0, aplicável às cargas

últimas em provas de carga, assim verifica-se que tal fórmula conduz a valores compatíveis

com a segurança.

− A fórmula de AOKI e VELLOSO (1975), utilizando dados de resistência lateral (fc) obtidos

no ensaio de penetração contínua sempre apresenta valores de Pulcal/ pcPul menores que a

unidade para os Campos Experimentais de São Carlos e Bauru, variando de 0,55 a 068, a favor

da segurança. Para o Campo Experimental de Ilha Solteira a relação Pulcal/ pcPul foi de 1,31,

contra a segurança; isto devido ao valor de resistência lateral alta (fc) para este solo. Os valores

162

obtidos indicam que esta fórmula conduz a resultados variados, 29% contra a segurança e

valores que variam de 65% a 32% a favor da segurança, caracterizando-se como uma fórmula

errática para esta aplicação.

− A fórmula de AOKI e VELLOSO (1975), utilizando dados de sondagem a percussão (N)

apresenta valores de Pulcal/ pcPul próximos a unidade. Para São Carlos a relação Pulcal/ pcPul

foi de 0,81, a favor da segurança. Já para, Bauru e Ilha Solteira, as relações variaram de 1,00 a

1,11; tais valores, apesar de serem contra a segurança, indicam a semelhança entre as cargas

laterais últimas obtidas através da fórmula com as obtidas pelas provas de carga. Os valores

obtidos indicam que esta fórmula conduz a resultados em torno de 30% a favor da segurança e

10% contra a segurança, caracterizando-a como uma boa fórmula de previsão de capacidade

de carga para as estacas apiloadas tracionadas analisadas.

− A fórmula de PEDRO PAULO VELLOSO (1981), utilizando dados de ensaios de

penetração contínua, apresentou valores de Pulcal/ pcPul distintos para os três Campos

Experimentais, variando de 1,28 a 3,14. Os valores indicam que esta fórmula conduz a


− A fórmula de PEDRO PAULO VELLOSO (1981), utilizando dados de sondagens a

percussão (N) e correlação com fc proposta pelo autor, conduz a resultados de Pulcal/ pcPul

sempre a favor da segurança, variando de 0,56 a 0,78. Os valores indicam que tal fórmula

conduz a resultados muito a favor da segurança (até 44%) o que seria anti-econômico para a

realização de uma fundação.

− A fórmula de PEDRO PAULO VELLOSO (1981), utilizando dados de sondagens a

percussão (N) e correlação com fc proposta por ALBIERO (1990a), conduz a resultados da

relação Pulcal/ pcPul sempre contra a segurança, variando de 2.24 a 3,05. Os valores indicam

que esta fórmula conduz a resultados variados, caracterizando-se como uma fórmula errática

para esta aplicação.

163

− A fórmula de PHILIPPONNAT (1978), utilizando valores de αf para estacas escavadas,

apresenta valores da relação Pulcal/ pcPul bem distintos e diferentes da unidade para os três

Campos Experimentais em questão, variando de 0,62 a 2,03. Os valores indicam que esta

fórmula conduz a resultados variados, caracterizando-se como uma fórmula errática para esta

aplicação.

− A fórmula de PHILIPPONNAT (1978), utilizando valores de αf para estacas pré-moldadas,

também apresenta valores da relação Pulcal/ pcPul bem distintos, sendo próximo da unidade

apenas para o Campo Experimental de São Carlos, 0.89, a favor da segurança. Para Bauru e

Ilha Solteira os valores variam de 2,59 a 2,96. Os valores indicam que tal fórmula conduz a


7.3. RETROANÁLISES REALIZADAS NAS FÓRMULAS TEÓRICAS E EMPÍRICAS

PARA A VERIFICAÇÃO DA POSSIBILIDADE DE PROPOSTA DE NOVOS

PARÂMETROS A SEREM APLICADOS EM PROJETOS

A seguir, apresentam-se valores obtidos através de retroanálises em fórmulas teóricas

e empíricas para os Campos Experimentais de São Carlos, Bauru e Ilha Solteira, tais valores

serão analisados e será verificada a possibilidade da proposta de novos parâmetros a serem

aplicados em projetos.

7.3.1. Métodos Teóricos de Previsão de Capacidade de Carga

Serão demonstrados os valores obtidos através da retroanálise em Fórmulas Teóricas.

Os métodos analisados apresentam parâmetros que podem variar em largo espectro,

proporcionando a realização da retroanálise.

164

7.3.1.1. Método de MEYERHOF (1973)

Na Tabela 7.1, para os três Campos Experimentais são demonstrados os valores

obtidos através da retroanálise, onde:

Ku = coeficiente de arrancamento, obtido através do gráfico que relaciona o ângulo

de atrito interno do solo (φ) com o coeficiente de arrancamento para estacas escavadas.

Tabela 7.1: Valores de Ku para o método de MEYERHOF (1973).

Campo Experimental Ku método Ku

São Carlos (D=20cm, L=6m) 1,5 0,400

Bauru (estaca D=20cm, L=9m) 1,4 0,123



Ilha Solteira (D=20cm, L=12m) 1,8 0,235

Os valores de Ku necessários para que as cargas últimas sejam coerentes com as

obtidas nas provas de carga são muito inferiores aos indicados pelo autor. Talvez haja esta

diferença pelo fato deste coeficiente ser obtido através do gráfico para estacas escavadas.

Porém, os dados ainda são poucos para que seja determinado um novo parâmetro.

7.3.1.2. Método da TEORIA DA RESISTÊNCIA LATERAL



Kh = coeficiente de empuxo horizontal, que depende do ângulo de atrito do solo (φ),

do tipo e método de instalação da estaca, da compressibilidade do solo, das tensões horizontais

165

no terreno e do tamanho e forma da estaca. Segundo CARVALHO (1991), Khtgδ = 0,29, ou

seja, Kh = 0,53.

Tabela 7.2: Valores de Kh para o método da TEORIA DA RESISTÊNCIA LATERAL.

Campo Experimental Kh método Kh

São Carlos (D=20cm, L=6m) 0,39

Bauru (estaca D=20cm, L=9m) 0,12



Ilha Solteira (D=20cm, L=12m)

0,53

0,23

O valor de Kh indicado por CARVALHO (1991) é superior aos obtidos através da

retroanálise. Verifica-se também, que os valores de Kh, necessários para que as cargas últimas

à tração sejam semelhantes às obtidas através de provas de carga, são semelhantes aos valores

de Ku utilizados no Método de MEYERHOF (1973). Porém, os dados ainda são poucos para

que seja determinado um novo parâmetro.

7.3.1.3. Método de LEVACHER e SIEFFERT (1984)



Km0 = coeficiente que depende do método de instalação da estaca.

Tabela 7.3: Valores de Km0 para o método de LEVACHER e SIEFFERT (1984).

Campo Experimental Km0 método Km0






2,7

0,87

166

Verifica-se que os valores de Km0 obtidos através da retroanálise estão próximos da

unidade, inferiores ao valor determinado pelo método para estacas cravadas por impacto.

Porém, devido à escassez de dados torna-se difícil à indicação de um novo parâmetro que

dependa do método de instalação da estaca.

7.3.2. Métodos Empíricos de Previsão de Capacidade de Carga

Serão demonstrados os valores obtidos através da retroanálise em Fórmulas

Empíricas. Os métodos analisados apresentam parâmetros que podem variar em largo

espectro, proporcionando a realização da retroanálise.

7.3.2.1. Fórmula de AOKI e VELLOSO (1975)



F2 = fator de carga lateral, função do tipo da estaca, que relaciona os comportamentos

do modelo (cone) e do protótipo (estaca);

αavi = relação de atrito, que é uma constante para cada tipo de solo.

Através dos dados fornecidos pelas provas de carga à tração e ensaios de CPT das

estacas apiloadas analisadas para cada Campo Experimental, pôde-se determinar os

parâmetros F2 e αavi para o tipo de estaca e solo em estudo. Os valores determinados pelas

provas de carga foram obtidos por CAMPELO (1994) para São Carlos, CARVALHO (1997)

para Bauru (estaca D=25cm e L=10m), FERREIRA et al. (2000) para Bauru (estacas D=20cm,

L=9m e L=10m) e MENEZES (1997) para Ilha Solteira. Os valores dos ensaios de CPT foram

obtidos por CARVALHO (1991) para São Carlos, por FERREIRA (1998) para Bauru e por

PEIXOTO (2001) para Ilha Solteira.

167

O parâmetro F2 aparece na relação 2

cu F

ff = , de onde se obtém

u

c2 f

fF = , enquanto que

o parâmetro αavi aparece na relação fc = αavi.qc, de onde se obtém c

cavi q

f� = .

Tabela 7.4: Valores de F2 e αavi para a fórmula de AOKI e VELLOSO (1975).

Campo Experimental F2 αavi (%)

Valores indicados pelo método 3,50 3,00

São Carlos (D=20cm, L=6m) 1,85 4,01




Ilha Solteira (D=20cm, L=12m) 4,63 3,21

Os resultados obtidos através da retroanálise indicam que os valores de F2 e αavi

indicados pelo método não apresentam-se coerentes com os valores necessários para a

determinação de cargas últimas à tração semelhantes às obtidas através de provas de carga.

Além disso, não pode-se indicar parâmetros para o solo do interior do Estado de São Paulo, já

que os valores obtidos foram muito distintos.

7.3.2.2. Fórmula de VELLOSO, P. P. C. (1981)



a’= parâmetro definido pelo autor, que permite uma correlação potencial com o valor

N, quando se possui apenas resultados de resistência à penetração. Depende do tipo de solo

analisado.

168

Tabela 7.5: Valores de a’ para a fórmula de VELLOSO, P. P. C. (1981).

Campo Experimental a’ método a’






1,25

7,2

Através dos valores resultantes obtidos através da retroanálise, pode-se dizer que os

valores de a’ necessários para a determinação de cargas últimas à tração coerentes com as

obtidas através de provas de carga, são superiores ao valor indicado pelo autor. Porém, devido

à escassez de dados torna-se difícil à indicação de um parâmetro que abrange o solo do interior

do Estado de São Paulo.

7.3.2.3. Fórmula de PHILIPPONNAT (1978)



αf = fator de carga lateral que transforma fc em fu; é função do tipo de estaca.

Tabela 7.6: Valores de αf para a fórmula de PHILIPPONNAT (1978).

Campo Experimental αf método αf






1,25

0,42

169

Com exceção do valor de αf obtido para as estacas do Campo Experimental de São

Carlos, os resultados obtidos através da retroanálise indicam que o valor de αf indicado pelo

método não apresenta-se coerente com os valores necessários para a determinação de cargas

últimas à tração semelhantes às obtidas através de provas de carga. Para Bauru e Ilha Solteira

os valores de αf são semelhantes. Porém, devido à diferença entre São Carlos e Bauru, Ilha

Solteira, não pode-se indicar um parâmetro correspondentes às estacas apiloadas.

7.4. COMPARAÇÃO DE ATRITO LATERAL UNITÁRIO MÉDIO (ADMITINDO-SE

RUPTURA SOMENTE PELA LIGAÇÃO ESTACA SOLO) DE ESTACAS

APILOADAS TRACIONADAS COM fu OBTIDO PARA ESTACAS ESCAVADAS,

STRAUSS E PRÉ-MOLDADAS TRACIONADAS E APILOADAS COMPRIMIDAS.

A seguir, apresentam-se os valores de atrito lateral unitário médio (fu) das estacas

apiloadas tracionadas analisadas neste trabalho, bem como de estacas escavadas, strauss e pré-

moldadas tracionadas e apiloadas comprimidas (fu’), cujos valores foram adquiridos conforme

referência. Após, há uma comparação dos valores de atrito lateral unitário médio para cada

estaca tracionada, através da relação fu/ fu’, e analisado o tipo de estaca tracionada que

apresenta maior valor de atrito lateral unitário médio (fu).


Na Tabela 7.7, são apresentadas as características geométricas, os valores do atrito

lateral unitário médio (fu) das estacas apiloadas tracionadas e (fu’), correspondente às estacas

escavadas e strauss tracionadas. Tais valores foram obtidos conforme a referência. As relações

fu/ fu’ também são apresentadas nesta tabela.

170

Tabela 7.7: Valores de atrito lateral unitário médio (fu), (fu’) e relação fu/ fu’, admitindo que a

ruptura ocorra somente no contato estaca-solo.

Estaca D (m) L (m) fu (kPa) fu’ (kPa) fu/ fu’ Referência

Apiloada 0,20 6,0 23,3 -- -- CAMPELO (1994)

0,35 10,0 -- 22,3* 1,04

0,40 10,0 -- 23,5* 0,99 0,50 10,0 -- 18,0* 1,29

CARVALHO (1991)

Escavada

0,25 6,0 -- 26,0 0,90 CARNEIRO et al. (1994)

Strauss 0,38 9,0 -- 38,9 0,60 CARVALHO e

ALBUQUERQUE (2002)

* Valores correspondentes apenas aos 6m iniciais do subsolo,

constituído pelo Sedimento Cenozóico.

Para o Campo Experimental de São Carlos, verifica-se que o valor médio de atrito

lateral unitário das estacas apiloadas tracionadas analisadas neste trabalho é semelhante aos

atritos laterais unitários médios das estacas escavadas, variando em torno de 29%, cujos

valores são correspondentes até os 6m iniciais do subsolo. Já, comparando a estaca apiloada

tracionada com a estaca strauss tracionada, nota-se que o valor do atrito lateral unitário médio

da estaca strauss é bem superior ao da apiloada. Porém deve-se considerar que o fu médio da

estaca strauss foi determinado ao longo dos 9,0m de comprimento da estaca, enquanto o fu

médio das estacas apiloadas foram determinados ao longo dos 6m de seu comprimento.




escavadas tracionadas. Na Tabela 7.9, são apresentadas as características geométricas, os

valores do atrito lateral unitário médio (fu) das estacas apiloadas tracionadas e (fu’),

correspondente às estacas apiloadas comprimidas. Tais valores foram obtidos conforme a

referência. As relações fu/ fu’ também são apresentadas nesta tabela.

171



Estaca D

(m)

L

(m)

fu

(kPa)

fu’

(kPa) fu*/fu’ fu**/fu’ fu***/fu’ Referência

0,25 10,0 26,3* -- -- -- -- CLARO (1998)

0,20 9,0 23,1** -- -- -- -- FERREIRA et al (2000) Apiloada

0,20 10,0 22,9*** -- -- -- -- FERREIRA et al. (2000)

0,50 6,0 -- 23,5 1,12 0,98 0,97 Escavada

1,20 6,0 -- 26,4 1,00 0,88 0,87 ORLANDO (1990)

Para o Campo Experimental de Bauru, verifica-se que os valores dos atritos laterais

unitários médios das estacas apiloadas tracionadas analisadas neste trabalho são semelhantes

aos atritos laterais unitários médios das estacas escavadas tracionadas, variando em torno de

13%, mesmo para diferentes comprimentos de fustes.



Estaca D

(m)

L

(m)

fu

(kPa)

fu’

(kPa) fu*/fu’ fu**/fu’ fu***/fu’ Referência

0,25 10,0 26,3* -- -- -- -- CLARO (1998)

0,20 9,0 23,1** -- -- -- -- FERREIRA et al. (2000) Apiloada

Trac. 0,20 10,0 22,9*** -- -- -- -- FERREIRA et al. (2000)

0,25 4,0 -- 28,5 0,92 0,81 0,80

0,25 7,0 -- 28,0 0,94 0,83 0,82 Apiloada

Comp. 0,25 10,0 -- 29,0 0,91 0,80 0,79

FERREIRA (1998)

172

Para o Campo Experimental de Bauru, verifica-se que os valores de atrito lateral

unitário médio correspondentes às três estacas apiloadas tracionadas são inferiores (chegando

a 21%) aos valores de atrito unitário médio das estacas apiloadas comprimidas. Supõe-se que

estes valores devam ser diferentes pelo fato de que, quando a estaca é comprimida, as tensões

cisalhantes transmitidas ao solo pela estaca aumentam as tensões verticais do solo junto à

estaca. Aumenta-se assim, a tensão horizontal efetiva que o solo exerce sobre a área lateral da

estaca. No caso da estaca ser tracionada ocorre o oposto, com as tensões cisalhantes impostas

pela estaca ao solo, devem diminuir as tensões verticais efetivas do solo ao redor da estaca.




escavadas e pré-moldadas tracionadas. Tais valores foram obtidos conforme a referência. As

relações fu/ fu’ também são apresentadas nesta tabela.



Estaca D (m) L (m) fu (kPa) fu’ (kPa) fu/ fu’ Referência

Apiloada 0,20 12,0 25,3 -- -- MENEZES (1997)

0,25 3,5 -- 27,6 0,92 MELLIOS (1985)

0,25 3,5 -- 29,1 0,87 CARVALHO et al. (1990) Escavada

0,25 6,0 -- 31,4 0,81 CARVALHO et al. (1994)

(17X17) Até 8,85m

8,85 a 12 --

2,6

18,3

9,73

1,38 MENEZES (1997)

(17X17) Até 8,85m

8,85 a 12 --

3,9

22,2

6,49

1,14 MENEZES (1997) Pré-moldada

(17X17) Até 8,85m

8,85 a 12 --

2,1

22,0

12,05

1,15 MENEZES (1997)

173

Para o Campo Experimental de Ilha Solteira, verifica-se que o valor médio de atrito

lateral unitário das estacas apiloadas tracionadas analisadas neste trabalho é semelhante aos

atritos laterais unitários das estacas escavadas tracionadas. Os atritos laterais médios das

estacas escavadas tracionadas são cerca de 19% maiores do que o atrito lateral médio da estaca

apiloada escavada, mesmo para diferentes comprimentos de fustes. Já, comparando a estaca

apiloada tracionada com as estacas pré-moldadas tracionadas, nota-se que o valor do atrito

lateral unitário da estaca apiloada é bem superior ao das pré-moldadas. Isto porque, conforme

MENEZES (1997), no processo de cravação da estaca pré-moldada, devido à vibração, há um

descolamento da estaca em relação ao solo, fazendo com que até certa profundidade não haja

contato do fuste da estaca com o solo, não havendo assim, nenhum atrito lateral.

7.4.4. Demais localidades


lateral unitário médio (fu) das estacas apiloadas tracionadas dos Campos Experimentais de São

Carlos, Bauru e Ilha Solteira e (fu’), correspondente à estaca escavada tracionada analisada em

Jupiá - SP. Tais valores foram obtidos conforme a referência. As relações fu/ fu’ também são

apresentadas nesta tabela.



Local Estaca D

(m)

L

(m)

fu

(kPa)

fu’

(kPa)

fu / fu’ Referência

São Carlos Apiloada 0,20 6,0 23,3 -- 0,98 CAMPELO (1994)

0,25 10,0 26,3 -- 1,11 CLARO (1998)

0,20 9,0 23,1 -- 0,97 FERREIRA et al. (2000) Bauru Apiloada

0,20 10,0 22,9 -- 0,97 FERREIRA et al. (2000)

Ilha Solteira Apiloada 0,20 12,0 25,3 -- 1,07 MENEZES (1997)

Jupiá (SP) Escavada 0,30 5,0 -- 23,7 -- MELLIOS (1985)

174

Em relação à estaca escavada tracionada analisada em Jupiá, verifica-se que a mesma

possui valor de atrito lateral unitário médio muito próximo aos valores dos atritos laterais

unitários médios das estacas apiloadas tracionadas analisadas nos Campos Experimentais de

São Carlos, Bauru e Ilha Solteira, cerca de 11%.

175

8. CONCLUSÕES

1. As fórmulas teóricas de previsão de capacidade de carga de estacas tracionadas que

apresentam boa concordância com os valores obtidos através de provas de carga para as

estacas apiloadas tracionadas analisadas são:

1.1. Fórmula de MEYERHOF e ADAMS (1968);

1.2. Fórmula de DAS (1983);

1.3. Fórmula de KULHAWY (1985).

2. As fórmulas empíricas de previsão de capacidade de carga que apresentam boa

concordância com os valores obtidos através de provas de carga para as estacas apiloadas

tracionadas analisadas são:

2.1. Fórmula de DÉCOURT e QUARESMA (1978), que não utiliza o coeficiente β de

DÉCOURT (1996);

2.2. Fórmula de AOKI e VELLOSO (1975), utilizando dados da resistência à penetração (N)

obtidos no ensaio de penetração contínua.

3. Não foi possível a proposta de novos parâmetros, na utilização de fórmulas teóricas e

empíricas na previsão de carga lateral última de estacas apiloadas submetidas a esforços de

tração, devido a falta de dados para uma análise mais abrangente.

4. Os valores de atrito lateral unitário médio (admitindo-se ruptura somente pela ligação

estaca-solo) das estacas apiloadas tracionadas analisadas com estacas escavadas tracionadas

são semelhantes para os Campos Experimentais de São Carlos, Bauru e Ilha Solteira, e para a

cidade de Jupiá, porém não se pode estimar qual tipo de estaca possui o maior valor de atrito

lateral unitário médio, devido a poucos dados disponíveis para esta análise.

5. O valor médio de atrito lateral unitário (admitindo-se ruptura somente pela ligação estaca-

solo) das estacas apiloadas tracionadas analisadas é inferior ao obtido, através de provas de

carga, para a estaca strauss tracionada, no Campo Experimental de São Carlos. Porém, nada

pode ser concluído, já que há dados de apenas uma estaca strauss tracionada.

176

6. O valor médio de atrito lateral unitário (admitindo-se ruptura somente pela ligação estaca-

solo) das estacas apiloadas tracionadas analisadas é bem superior ao obtido, através de provas

de carga, para as estacas pré-moldadas tracionadas, no Campo Experimental de Ilha Solteira.

Este fato pode ser explicado através do descolamento da estaca pré-moldada em relação ao

solo no processo de cravação.

7. O valor médio do atrito lateral unitário das estacas apiloadas tracionadas analisadas é

inferior aos valores de atrito lateral unitário médio das estacas apiloadas comprimidas,

analisadas no Campo Experimental de Bauru.

8. O solo analisado, característico do interior do Estado de São Paulo, é colapsível e em

presença de umidade, a capacidade de carga da fundação poderá ser reduzida até 50%.

9. A perfuração da estaca apiloada apresenta custo inferior aos estipulados para as estacas

escavadas (cerca de 25% superior) e strauss (cerca de seis vezes superior).

177

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anÁlise do comportamento À traÇÃo de estacas...

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