UNIVERSIDADE FEDERAL DO PARANÁ
DAMILLE PACHECO LETÍCIA MARIA OENNING
EFEITO DA INTERAÇÃO SOLO-ESTRUTURA NO DIMENSIONAMENTO EM CONCRETO ARMADO: ESTUDO DE CASO DE EDIFÍCIO IMPLEMENTADO NA
FORMAÇÃO GUABIROTUBA
CURITIBA 2019
DAMILLE PACHECO LETÍCIA MARIA OENNING
EFEITO DA INTERAÇÃO SOLO-ESTRUTURA NO DIMENSIONAMENTO EM CONCRETO ARMADO: ESTUDO DE CASO DE EDIFÍCIO IMPLEMENTADO NA
FORMAÇÃO GUABIROTUBA
Trabalho Final de Curso apresentado ao Curso de Engenharia Civil, Setor de Tecnologia, Universidade Federal do Paraná, como requisito parcial à obtenção do título de Engenheiro Civil. Orientadora: Profª. Dra. Isabella Andreczevski Chaves.
Coorientadora: Profª. Dra. Roberta Bomfim Boszczowski.
CURITIBA 2019
AGRADECIMENTOS
O presente trabalho é resultado da cooperação e parceria entre as autoras com o apoio de docentes, estudantes e instituições.
A orientadora Profª IsabellaAndreczevski Chaves pelo apoio e orientação ao longo dos meses em que se deu o estudo.
A coorientadora Profª Roberta Bomfim Boszczowski pela orientação em relação aos estudos geotécnicos.
A Profª Lia Yamamoto que se dispôs a tirar dúvidas e auxiliar na utilização do software TQS de cálculo estrutural, além de realizar a ponte com a empresa para a disponibilidade da licença utilizada.
Aos membros do Grupo de Estudos de Geotecnia da UFPR (GEGEO) no auxílio para a utilização do software geotécnico SoilVision e pela disponibilização de sua licença de uso.
A Superintendência de Infraestrutura da UFPR (SUINFRA) pela disponibilização dos projetos originais de concepção do edifício base para o estudo.
A todos os amigos e familiares que também fizeram parte dessa etapa nos dando apoio e compreensão se fazendo essenciais para a finalização desse projeto.
“A ciência nunca resolve um problema sem criar pelo menos outros dez.” (George Bernard Shaw)
RESUMO
Em sua maioria as estruturas de concreto armado são dimensionadas de maneira isolada, sem a consideração da infraestrutura e do solo onde essa se encontra. Assim, para o dimensionamento convencional das edificações, considera-se que seus apoios são indeslocáveis, não levando em conta as movimentações que ocorrem no terreno em decorrência da sobrecarga gerada pela implantação da obra. Estudos recentes, entretanto, apontam a relevância que a consideração da interação entre o solo e os elementos estruturais tem em todas as etapas de uma construção: desde sua concepção até sua manutenção e vida útil. A adição dessa análise leva a uma redistribuição dos esforços da estrutura possibilitando a otimização técnica e econômica de seu dimensionamento e impactando no desempenho da edificação, uma vez que diminuem-se a ocorrência de manifestações patológicas causadas pelos recalques sofridos pela estrutura. O presente trabalho apresenta um estudo de caso quanto ao dimensionamento das fundações profundas de um edifício em concreto armado localizado em um terreno da formação Guabirotuba, principal unidade geológica da cidade de Curitiba. A análise é feita com o auxílio dos softwares TQS e SoilVision e se dá por meio da comparação das configurações necessárias para dois modelos: um seguindo a metodologia convencional e o outro levando em consideração os efeitos da interação solo-estrutura de duas maneiras diferentes, sendo um através do estudo dos recalques baseado no resultado de um ensaio de placa e o outro baseado na modelagem do terreno estudado. Nos modelos onde há a deslocabilidade dos apoios, os pilares apresentaram uma redistribuição de esforços diferente da comumente esperada, o que pode ser relacionado à configuração complexa da edificação e aos modelos constitutivos adotados para o solo. Contudo, é possível verificar que a mudança na consideração das condições de apoio dos pilares provoca alterações consideráveis no formato final da edificação, uma vez que a consequente redistribuição das cargas conduz a variações do número de estacas e do volume de concreto necessários para os projetos de fundações concebidos.
Palavras-chave: Interação solo-estrutura. Fundações profundas. Formação Guabirotuba.
ABSTRACT
Most reinforced concrete structures are dimensioned isolated, without considering the infrastructure and foundation soil where it is found. Thus, for the conventional design of buildings, it is considered that their supports do not move, not taking into account the movements that occur on the ground due to the overload generated by the construction. Recent studies, however, point out the importance in considering the interaction between soil and structural elements in all stages of a construction: from its conception to its maintenance and useful life. The addition of this analysis leads to a redistribution of the structure's efforts, enabling the technical and economic optimization of its design and impacting the performance of the building, since they reduce the occurrence of pathological manifestations caused by the settling suffered by the structure. The present work presents a case study regarding the dimensioning of the deep foundations of a reinforced concrete building located on a Guabirotuba formation site, main geological unit of the city of Curitiba. The analysis is made with the aid of TQS and SoilVision software and is done by comparing the necessary configurations for two models: one following the conventional methodology and the other taking into account the effects of the soil structure interaction, where it presents the settling study based on the result of a plaque test and the modeling of the studied terrain. In the models where there is the displacement of the supports, the pillars present a different effort redistribution than commonly expected, which may be related to the complex configuration of the building and the constitutive models adopted for the soil. However, it can be seen that the change in consideration of the support conditions of the columns causes considerable changes in the final shape of the building, as the consequent redistribution of loads leads to variations in the number of piles and the volume of concrete required for the designed foundations.
Key-words: Soil-structure interaction. Deep foundation. Guabirotuba geological formation.
LISTA DE FIGURAS
FIGURA 1 - PROJETO ESTRUTURAL E PROJETO DE FUNDAÇÃO
CONSIDERADOS DE MANEIRA INDEPENDENTE ... 20
FIGURA 2 - ÁREA DE ABRANGÊNCIA DA FORMAÇÃO GUABIROTUBA ... 23
FIGURA 3 - CLASSIFICAÇÃO DAS LAJES SEGUNDO SUAS CONDIÇÕES DE CONTORNO ... 28
FIGURA 4 - LAJES CONTÍNUAS DE DIFERENTES DIMENSÕES ... 29
FIGURA 5 - PRINCIPAIS TIPOS DE FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS ... 34
FIGURA 6 - PRINCIPAIS TIPOS DE FUNDAÇÕES PROFUNDAS ... 34
FIGURA 7 - EXEMPLOS DE FUNDAÇÕES MISTAS ... 35
FIGURA 8 - COMPARAÇÃO DA CONCEPÇÃO DE RUPTURA DE TERZAGHI E MEYERHOF ... 38
FIGURA 9 - CURVAS PARA O COEFICIENTE α ... 40
FIGURA 10 - DIMENSÕES EM PLANTA DOS BLOCOS DE CAPEAMENTO DAS ESTACAS DE FUNDAÇÃO... 40
FIGURA 11 - ÁREA DA BIELA (Ab) DE CONCRETO COMPRIMIDO NA BASE DO PILAR E NO TOPO DA ESTACA ... 41
FIGURA 12 - RIGIDEZ RELATIVA SOLO-ESTRUTURA X RECALQUE DIFERENCIAL ... 46
FIGURA 13 - INFLUÊNCIA DO PROCESSO CONSTRUTIVO NA UNIFORMIZAÇÃO DOS RECALAQUES ... 47
FIGURA 14 - EFEITO DAS CONSTRUÇÕES VIZINHAS EM CADA UM DOS QUATRO TIPOS DE MOVIMENTAÇÃO ... 49
FIGURA 15 - CONFIGURAÇÃO CONSIDERADA DAS LAJES PARA A OBTENÇÃO DOS CARREGAMENTOS ... 54
FIGURA 16 - PRÉ-LANÇAMENTO DOS ELEMENTOS ESTRUTURAIS DO PAVIMENTO TIPO ... 57
FIGURA 17 - ÁREAS DE ESTUDO DO SÍTIO EXPERIMENTAL DE GEOTECNIA DA UFPR ... 58
FIGURA 18 - PERFIL SIMPLIFICADO DO SUBSOLO DA ÁREA 1 DO SÍTIO EXPERIMENTAL ... 60
FIGURA 19 - ENVOLTÓRIA DE RESISTÊNCIA DOS CORPOS DE PROVA DE 70 MM DE DIÂMETRO ... 64
FIGURA 20 - GRÁFICO TENSÃO X DEFORMAÇÃO DOS CORPOS DE PROVA DE 70 MM ... 64 FIGURA 21 - CURVA TENSÃO X RECALQUE OBTIDA ATRAVÉS DE ENSAIO DE PLACA ... 68
LISTA DE GRÁFICOS
GRÁFICO 1 - QUANTIDADE TOTAL DE ESTACAS DE 3 M E DE 7 M PARA CADA UM DOS TRÊS MODELOS ... 78 GRÁFICO 2 - COMPARATIVO DOS TRÊS MODELOS QUANTO À QUANTIDADE DE ESTACAS EM CADA BLOCO ... 78 GRÁFICO 3 - VARIAÇÃO DAS CARGAS DOS PILARES EM CADA UM DOS TRÊS MODELOS ... 79 GRÁFICO 4 - COMPARATIVO DA VARIAÇÃO DAS CARGAS PARA OS MODELOS CONSIDERANDO A INTERAÇÃO SOLO-ESTRUTURA ... 79 GRÁFICO 5 - RAZÃO ENTRE O MODELO 2.1 E O MODELO 1 ... 81 GRÁFICO 6 - RAZÃO ENTRE O MODELO 2.2 E O MODELO 1 ... 81
LISTA DE QUADROS
QUADRO 1 - VALORES ADOTADOS PARA OS PARÂMETROS β E γ ... 27 QUADRO 2 - PESOS ESPECÍFICOS DOS MATERIAIS ... 29 QUADRO 3 - CARGAS ACIDENTAIS ... 29 QUADRO 4 - ÁREA DE INFLUÊNCIA DAS SONDAGENS CPTu E PILARES
CONTEMPLADOS ... 65 QUADRO 5 - DISCRETIZAÇÃO DAS SEÇÕES MODELADAS DO TERRENO ... 69 QUADRO 6 - PILARES DO MODELO 1 QUE UTILIZAM ESTACAS DE 3 M E DE 7 M ... 72 QUADRO 7 - ALTURAS DOS BLOCOS DE CAPEAMENTO DA FUNDAÇÃO DO MODELO 1 ... 73 QUADRO 8 - PILARES DO MODELO 2.1 QUE UTILIZAM ESTACAS DE 3 M E DE 7 M ... 74 QUADRO 9 - ALTURAS DOS BLOCOS DE CAPEAMENTO DAS FUNDAÇÕES DO MODELO 2.1 ... 75 QUADRO 10 - PILARES DO MODELO 2.2 QUE UTILIZAM ESTACAS DE 3 M E DE 7 M ... 76 QUADRO 11 - ALTURAS DOS BLOCOS DE CAPEAMENTO DAS FUNDAÇÕES DO MODELO 2.2 ... 77 QUADRO 12 - CLASSIFICAÇÃO DOS PILARES POR REGIÕES ... 82
LISTA DE TABELAS
TABELA 1 - VALORES DOS FATORES F1 E F2 DO MÉTODO AOKI-VELLOSO ... 37
TABELA 2 - VALORES DOS FATORES Nc, Nq E Nγ DO MÉTODO DE TERZAGHI ... 38
TABELA 3 - VALORES DOS COEFICIENTES X, Y E C ... 42
TABELA 4 - VALORES ADOTADOS PARA OS COBRIMENTOS NOMINAIS ... 52
TABELA 5 - CARGAS MÉDIAS ADOTADAS PARA OS PAVIMENTOS NA ETAPA DE PRÉ-DIMENSIONAMENTO ... 53
TABELA 6 - CARREGAMENTOS ADOTADOS PARA AS LAJES DO MODELO ... 55
TABELA 7 - CARREGAMENTOS ADOTADOS PARA AS VIGAS DO MODELO ... 56
TABELA 8 - CARREGAMENTOS ADOTADOS PARA AS ESCADAS E PARA A COBERTURA DO MODELO ... 56
TABELA 9 - PARÂMETROS DE ESTABILIDADE DO MODELO 1 ... 57
TABELA 10 - DADOS OBTIDOS COM OS ENSAIOS SPT E SPT-T ... 59
TABELA 11 - RESULTADOS DOS ENSAIOS DE CONE DA ÁREA 1 ... 61
TABELA 12 - VALORES OBTIDOS PARA A RESISTÊNCIA NÃO-DRENADA ... 62
TABELA 13 - RESULTADOS OBTIDOS PARA O COEFICIENTE DE EMPUXO NO REPOUSO ... 62
TABELA 14 - RESULTADOS ESTATÍSTICOS OBTIDOS COM OS ENSAIOS DE CARACTERIZAÇÃO ... 63
TABELA 15 - CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS PELO MÉTODO AOKI-VELLOSO ... 66
TABELA 16 – CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS PELO MÉTODO DE TERZAGHI PARA ESTACAS DE 3 M DE COMPRIMENTO ... 66
TABELA 17 - CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS PELO MÉTODO DE MEYERHOF PARA ESTACAS DE 3 M DE COMPRIMENTO ... 67
TABELA 18 - CAPACIDADE DE CARGA DE ESTACAS PELO MÉTODO DE TERZAGHI PARA ESTACAS DE 7 M DE COMPRIMENTO ... 67
TABELA 19 - COEFICIENTES DE REAÇÃO VERTICAL DO SOLO - ENSAIO DE PLACA ... 69
TABELA 20 - DESLOCAMENTOS VERTICIAS E Kv – SOILVISION ... 70
TABELA 22 - QUANTIDADE DE ESTACAS NECESSÁRIA PARA AS FUNDAÇÕES DO MODELO 1 ... 73 TABELA 23 - CARREGAMENTO DOS PILARES DO MODELO 2.1 ... 74 TABELA 24 - QUANTIDADE DE ESTACAS NECESSÁRIA PARA AS FUNDAÇÕES DO MODELO 2.1 ... 74 TABELA 25 - CARREGAMENTO DOS PILARES DO MODELO 2.2 ... 75 TABELA 26 - QUANTIDADE DE ESTACAS NECESSÁRIA PARA AS FUNDAÇÕES DO MODELO 2.2 ... 76 TABELA 27 - COMPARATIVO DOS MODELOS QUANTO À QUANTIDADE TOTAL DE ESTACAS E AO VOLUME DE CONCRETO NECESSÁRIO ... 77 TABELA 28 - CARGAS MÁXIMAS E MÍNIMAS ENCONTRADAS NAS TRÊS
LISTA DE SIGLAS
2D – Bidimensional
3D – Tridimensional
ABNT – Associação Brasileira de Normas Técnicas CPT – Cone Penetration Test
CPTu – Cone Penetration Test com medição de poropressão CPTu-x – furos do ensaio de cone com medição de poropressão CU – Consolidated Undrained
Cxx – Classe xx de resistência do concreto IAP – Instituto das Águas do Paraná
IP – Índice de plasticidade do solo ISE – Interação solo-estrutura LC – Limite de contração do solo LL – Limite de liquidez do solo LP – Limite de plasticidade do solo Lx, Ly – Dimensões das lajes
Lxx – Laje xx
NBR – Norma Brasileira
NSPT – Índice de resistência à penetração da sondagem de percussão
Nx – Fatores de carga do método de Terzaghi Pxx – Pilar xx
PUC-PR – Pontifícia Universidade Católica do Paraná RMC – Região Metropolitana de Curitiba
SPT – Standard Penetration Test SPT-x – furos de sondagem à percussão
SPT-T – Standard Penetration Test com medição de torque SPTT-x – furos de sondagem à percussão com medição de torque TG xx xxx – Modelo de penetrômetro estático utilizado no ensaio de cone TQS – Software de cálculo estrutural
UFPR – Universidade Federal do Paraná
SUMÁRIO 1 INTRODUÇÃO ... 17 1.1 OBJETIVOS ... 18 1.1.1 Objetivo geral ... 18 1.1.2 Objetivos específicos... 18 1.2 JUSTIFICATIVA ... 19 2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA ... 20 3 REFERENCIAL TEÓRICO ... 25 3.1 PROGRAMAS COMPUTACIONAIS ... 25
3.2 LANÇAMENTO E PRÉ-DIMENSIONAMENTO ESTRUTURAL ... 25
3.2.1 Pré-dimensionamento dos pilares ... 26
3.2.2 Pré-dimensionamento das vigas ... 27
3.2.3 Pré-dimensionamento das lajes ... 28
3.3 DETERMINAÇÃO DOS CARREGAMENTOS DOS ELEMENTOS ESTRUTURAIS ... 29
3.4 ENSAIOS GEOTÉCNICOS LABORATORIAIS E DE CAMPO ... 30
3.4.1 Sondagens SPT e SPT-T ... 30
3.4.2 Ensaio de cone ... 30
3.4.1 Ensaios com pressiômetro autoperfurante ... 31
3.4.2 Ensaios laboratoriais de caracterização ... 31
3.4.3 Ensaio laboratorial triaxial consolidado não-drenado ... 32
3.5 FUNDAÇÕES ... 32
3.5.1 Critérios de projeto e alternativas de fundações ... 32
3.5.2 Capacidade de carga de estacas ... 35
3.5.3 Dimensionamento dos blocos de capeamento para as estacas ... 40
3.6 INTERAÇÃO SOLO-ESTRUTURA ... 42
3.6.1 Método de winkler ... 43
3.6.2 Coeficiente de reação vertical ... 44
3.6.3 Método de previsão de recalque ... 45
3.6.4 Fatores que influenciam a interação solo-estrutura ... 46
4 METODOLOGIA ... 51
4.1 PROCEDIMENTOS METODOLÓGICOS PARA O PROJETO ESTRUTURAL51 4.1.1 Modificações do projeto original ... 51
4.1.2 Concepção estrutural e pré-dimensionamento do modelo ... 53
4.1.3 Carregamentos adotados para os elementos estruturais ... 54
4.1.4 Projeto estrutural utilizando o software TQS ... 56
4.2 CARACTERIZAÇÃO DO SOLO DA ÁREA DE IMPLANTAÇÃO DA EDIFICAÇÃO MODELO NO SÍTIO EXPERIMENTAL GUABIROTUBA ... 58
4.2.1 Sondagens SPT e SPT-T ... 59
4.2.2 Ensaios de cone ... 60
4.2.3 Ensaios com pressiômetro autoperfurante ... 62
4.2.4 Ensaios laboratoriais de caracterização ... 63
4.2.5 Ensaio laboratorial triaxial consolidado não-drenado ... 63
4.3 PROCEDIMENTOS METODOLÓGICOS PARA O PROJETO DE FUNDAÇÃO DO MODELO 1 ... 64
4.4 PROCEDIMENTOS METODOLÓGICOS PARA O MODELO 2 – ANÁLISE DA INTERAÇÃO SOLO-ESTRUTURA ... 68 5 RESULTADOS E DISCUSSÃO ... 72 5.1 RESULTADOS DO MODELO 1 ... 72 5.2 RESULTADOS DO MODELO 2 ... 73 5.2.1 Modelo 2.1 ... 73 5.2.2 Modelo 2.2 ... 75
5.3 ANÁLISE DOS RESULTADOS ... 77
6 CONCLUSÕES E RECOMENDAÇÕES ... 84
6.1 RECOMENDAÇÕES PARA TRABALHOS FUTUROS ... 85
REFERÊNCIAS ... 87
APÊNDICE 1 – PRÉ-DIMENSIONAMENTO DOS PILARES E DAS VIGAS DO EDIFÍCIO MODELO ... 92
APÊNDICE 2 – VISTA 3D FRONTAL DO EDIFÍCIO MODELO ... 93
APÊNDICE 3 – VISTA 3D EM PERSPECTIVA DO EDIFÍCIO MODELO ... 94
APÊNDICE 4 – SEÇÕES LONGITUDINAIS 1 E 2 DA MODELAGEM DE DESLOCAMENTO VERTICAL (SOILVISION) ... 95
APÊNDICE 5 – SEÇÕES LONGITUDINAIS 3 E 4 DA MODELAGEM DE DESLOCAMENTO VERTICAL (SOILVISION) ... 96
APÊNDICE 6 – SEÇÕES LONGITUDINAIS 5 A 7 DA MODELAGEM DE DESLOCAMENTO VERTICAL (SOILVISION) ... 97
APÊNDICE 7 – SEÇÕES TRANSVERSAIS 1 A 4 DA MODELAGEM DE DESLOCAMENTO VERTICAL (SOILVISION) ... 98 APÊNDICE 8 – SEÇÕES TRANSVERSAIS 5 A 8 DA MODELAGEM DE DESLOCAMENTO VERTICAL (SOILVISION) ... 99 APÊNDICE 9 – SEÇÕES TRANSVERSAIS 9 A 11 DA MODELAGEM DE DESLOCAMENTO VERTICAL (SOILVISION) ... 100 APÊNDICE 10 – SEÇÕES TRANSVERSAIS 12 A 14 DA MODELAGEM DE DESLOCAMENTO VERTICAL (SOILVISION) ... 101 APÊNDICE 11 – TABELA DE CARGAS DOS PILARES DOS TRÊS
MODELOS ... 102 ANEXO 1 – PLANTA DE LOCAÇÃO DOS PONTOS DE AMOSTRAGEM E ENSAIOS DA ÁREA 1 DO SÍTIO EXPERIMENTAL DA UFPR ... 103
1 INTRODUÇÃO
Toda e qualquer edificação pode ser decomposta em três partes constituintes: superestrutura, composta pelos elementos estruturais localizados acima do nível do solo como lajes, vigas e pilares; infraestrutura, composta pelos elementos de fundação situados abaixo do nível do solo; e o terreno de fundação no qual a mesma se insere. Dentro desse conceito, a superestrutura possui a função de suportar e distribuir as cargas atuantes na edificação, podendo ser permanentes ou acidentais, e transmitir os esforços gerados para o solo. Desse modo, a infraestrutura é responsável por receber estes esforços e os transmitir ao solo sem causar a ruptura do terreno de fundação ou dos próprios elementos que a compõem, procurando garantir também a absorção dos recalques causados pelo terreno. A harmonia entre tais elementos é a grande responsável pelo desempenho dessa construção, a partir do mecanismo conhecido como interação solo-estrutura (ISE) (GUSMÃO, 1990).
Contudo, para a análise e dimensionamento de estruturas, atualmente opta-se pelo estudo isolado da superestrutura e da fundação. Onde para aquela adota-se a hipótese simplificadora de que seus apoios são indeslocáveis para o cálculo dos esforços atuantes. Já esta é dimensionada posteriormente, apenas com base nas informações do terreno e nas cargas obtidas anteriormente, considerando que cada elemento de fundação se desloca de maneira independente dos demais.
Dessa forma, a interação entre os elementos estruturais e desses com o terreno de fundação é desconsiderada, apesar de ser um fator importante na vida útil do projeto, pois, na prática, o solo se deforma promovendo uma redistribuição dos esforços solicitantes podendo comprometer a integridade das estruturas.
Nesse contexto, o estudo proposto é uma comparação entre dois modelos estruturais de um mesmo edifício, sendo um dimensionado seguindo a metodologia usual e o outro dimensionado considerando a interação solo-estrutura. O edifício em estudo é um prédio que foi projetado para ser executado em um terreno do Centro Politécnico da Universidade Federal do Paraná em Curitiba, cujo local foi utilizado no passado como campo experimental de estudos geotécnicos da Formação Guabirotuba, que segundo Pereira (2004) abrange a cidade em quase sua totalidade, sendo a principal formação geológica, e parte de seis municípios limítrofes.
A análise é concebida com o auxílio de dois programas computacionais: o TQS, de cálculo estrutural, e o SoilVision, software geotécnico. O projeto estrutural da edificação modelo é obtido através do lançamento e pré-dimensionamento das peças estruturais para posterior determinação dos carregamentos desses elementos. O terreno de implementação do edifício é caracterizado por ensaios geotécnicos laboratoriais e de campo fornecendo informações que subsidiam o dimensionamento das fundações de cada modelo e o estudo da interação solo-estrutura que se dá através da análise dos recalques por meio do ensaio de placa e da modelagem do solo estudado.
1.1 OBJETIVOS
1.1.1 Objetivo geral
Realizar um estudo de caso, embasado em um projeto originalmente concebido pela prefeitura do campus Centro Politécnico, comparando dois projetos de fundações desenvolvidos nesse trabalho: um dimensionado de maneira tradicional e outro dimensionado levando em consideração os efeitos da interação solo-estrutura.
1.1.2 Objetivos específicos
Para a consolidação do objetivo geral apresenta-se os seguintes objetivos específicos:
• Executar o dimensionamento estrutural de um edifício para fins acadêmicos de 5 pavimentos utilizando o método tradicional, considerando o solo indeslocável;
• Executar o dimensionamento de fundação para esse edifício também adotando a hipótese de indeslocabilidade dos apoios;
• Executar o mesmo dimensionamento de fundação com a consideração da interação solo-estrutura;
1.2 JUSTIFICATIVA
Atualmente, a análise e o dimensionamento das estruturas de concreto armado são feitos considerando as fundações como apoios indeslocáveis, ou seja, não levam em consideração a movimentação que pode ocorrer no solo devido aos recalques. No entanto, através de estudos realizados a respeito dos efeitos da consideração da interação solo-estrutura e suas consequências é possível verificar a sua relevância.
A contemplação da ISE torna a análise mais próxima da realidade e pode acarretar em economia de material no dimensionamento de algumas peças estruturais ou subdimensionamento de outras devido à consequente redistribuição dos esforços (AMARI; MACARINI, 2017). Sabe-se também que a uniformização dos recalques auxilia na diminuição da ocorrência de manifestações patológicas, contribuindo para o aumento da durabilidade da estrutura (TESTONI; CORRÊA,1 2016 citados por
LOPES, 2017, p. 13).
Além disso, qualquer edificação é um produto monolítico que possui seu desempenho governado pela interação solo-estrutura e o dimensionamento tradicional, realizado separando o edifício em partes, não abrange esse efeito por completo. A consideração da ISE pode, ainda, viabilizar projetos de fundações considerados inviáveis pela análise convencional, uma vez que os recalques diferenciais medidos ao considerá-la acabam sendo, geralmente, menores do que os obtidos por métodos que não a consideram (ALBUQUERQUE; GUSMÃO, 2006).
Portanto, a consideração dos efeitos gerados na superestrutura devido à movimentação dos apoios é capaz de proporcionar maior segurança e também maior economia no custo geral da obra, uma vez que o custo para realizar uma análise mais aprofundada das condições do solo no início da concepção da obra é menor do que o custo necessário para reparar possíveis danos futuros causados por deficiências nesse quesito. Além de que as pesquisas acerca desses efeitos servem de embasamento ao trabalho dos projetistas (SILVA; FRANÇA; AYALA, 2015).
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1 TESTONI, E.; CORRÊA, M. R. S. Análise de interação solo estrutura em edifício de paredes de
concreto. In: XVIII Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos e Engenharia Geotécnica, 2016,
2 REVISÃO BIBLIOGRÁFICA
O solo é um material constituído por grãos, ar e água, onde as partículas sólidas possuem, de maneira geral, espaço para se movimentar fazendo com que o seu comportamento seja função dessa movimentação e caracterizando-o como um material bastante diferente dos sólidos deformáveis estudados pela Engenharia Civil (PINTO, 2006). Dessa maneira, a consideração fiel do comportamento do solo nos dimensionamentos estruturais torna-se um processo complexo em razão da alta variabilidade de suas propriedades em um mesmo terreno.
Devido a essa dificuldade, são feitas simplificações na etapa de modelagem de um edifício, onde o sistema estrutura-fundação-solo é dimensionado por partes (IGLESIA, 2017). Os elementos estruturais do edifício são calculados considerando-se indeslocáveis os apoios do mesmo e as fundações são projetadas com as cargas obtidas desse projeto estrutural e levando em consideração as características do solo. Dessa maneira, consegue-se estabelecer uma independência entre o solo de fundação e a estrutura (GUSMÃO, 1990), conforme demonstrado na FIGURA 1.
FIGURA 1 - PROJETO ESTRUTURAL E PROJETO DE FUNDAÇÃO CONSIDERADOS DE MANEIRA INDEPENDENTE
FONTE: Gusmão (1990).
No entanto, quando ocorre o carregamento as fundações solicitam o terreno e o solo apresenta deslocamentos como resposta frente a essa ação. Sendo assim, a hipótese usualmente adotada de fundações estáticas resulta em cargas, inicialmente
determinadas, que sofrerão modificações no momento da construção do edifício, levando ao conceito de interação solo-estrutura (VELLOSO; LOPES, 2004).
A norma brasileira de fundações define interação solo-estrutura como sendo os “mecanismos de análise estrutural que consideram a deformabilidade das fundações juntamente com a superestrutura.” (ABNT NBR 6122, 2010, p. 8). A ISE tem como objeto de estudo a ação mútua entre os elementos constituintes do sistema estrutural e do sistema geotécnico (AOKI; CINTRA,2 2005 citados por
PORTO; SILVA, 2010, p. 1556), os quais são a superestrutura, a infraestrutura e o solo onde é implementada a fundação (GUSMÃO, 1990).
Embasado em estudos anteriores, Gusmão (1990) afirma que a interação solo-estrutura gera recalques diferenciais menores, uma vez que a solidariedade entre os elementos estruturais e a estrutura da fundação resulta em uma maior rigidez, e provoca uma redistribuição dos esforços nos elementos estruturais, e em especial as cargas nos pilares.
Assim sendo, Mendes (2015) realizou um estudo comparativo entre dois modelos de uma mesma edificação duplamente simétrica, sendo que na concepção do modelo A foi desprezada a influência do solo e no modelo B houve a consideração da interação solo-estrutura, com as finalidades de verificar a importância do terreno de fundação na análise dos parâmetros de estabilidade global (γz), nos deslocamentos
horizontais (δH) e na redistribuição dos esforços entre os pilares.
Avaliando o parâmetro de estabilidade global γz e deslocamento horizontal δH
da edificação, percebeu-se que ao considerar a fundação sobre apoios deslocáveis os mesmos apresentaram aumento, o que demonstra a influência direta da ISE nesses aspectos. Quanto às cargas verticais, observou-se que os pilares centrais sofreram redução na solicitação e os pilares periféricos tiveram um acréscimo de carga ao considerar o efeito da ISE. Já em relação aos momentos fletores nas direções x e y, constatou-se que os mesmos sofreram reduções significativas ao integrar o solo à análise, uma vez que no modelo que considera as fundações indeslocáveis os momentos fletores são maiores devido à consideração de engastes
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2 AOKI, N.; CINTRA, J. C. Introdução ao estudo da interação solo-estrutura. Notas de aula, aula nº 3. São Carlos: Escola de Engenharia de São Carlos - EESC/USP, 2005.
e no outro modelo uma parte desses esforços são redistribuídos dos pilares para as vigas (MENDES, 2015).
Essa redistribuição de esforços gerada pela movimentação do solo pode acarretar na ocorrência de algumas manifestações patológicas, uma vez que algumas partes constituintes da estrutura acabam recebendo uma carga para a qual não foram dimensionadas. Ou seja, alguns elementos acabam por ficar superdimensionados e outros subdimensionados ao não levar em consideração os efeitos da ISE (DANZIGER et al., 2005).
Uma modelagem mais fiel à realidade depende, então, da integração das informações necessárias à realização dos projetos estruturais e geotécnicos, fazendo-se necessária a realização de um estudo das características do solo no local de implementação da fundação, o qual pode ser feito através de ensaios laboratoriais e de campo (PORTO; SILVA, 2010).
Nascimento e Puppi (1999) destacam ainda que uma boa investigação geotécnica possui grande importância para a elaboração de projetos de fundação, pois na maioria dos casos o mínimo é tratado como toda a investigação realizada, conduzindo a soluções não adequadas e à desconsideração do problema de interação solo-estrutura.
Com o estabelecimento de um Sítio Experimental de Geotecnia na UFPR, estudos e parâmetros foram sendo agregados para a comunidade geotécnica (NASCIMENTO; PUPPI, 1999), tais como o de Kormann (2002) que realizou as investigações geotécnicas necessárias, através de ensaios de campo e de ensaios laboratoriais, para fazer um estudo sobre o comportamento do solo da Formação Guabirotuba encontrado no Sítio.
A Formação Guabirotuba, de acordo com o IAP ([20--]), possui uma área de abrangência de 900 km², contemplando a maior parte da cidade de Curitiba e estendendo-se também para os demais municípios da RMC, conforme demonstrado pela FIGURA 2. Essa formação é aprincipal unidade geológica da bacia sedimentar da região (SALAMUNI, E.; SALAMUNI, R., 1999). Devido a sua grande abrangência, possui elevada importância regional, sobretudo pelo intenso e constante desenvolvimento da região e as peculiaridades apresentadas por esse tipo de solo. Localmente, as argilas da Formação Guabirotuba são conhecidas como “sabão de caboclo” por serem materiais rijos em seu estado natural, porém lisos e escorregadios
quando umedecidos, causando muitas vezes problemas e danos em escavações e na execução de taludes mesmo que de pequenas declividades (BOSZCZOWSKI, 2001).
FIGURA 2 - ÁREA DE ABRANGÊNCIA DA FORMAÇÃO GUABIROTUBA
FONTE: Adaptado de Pereira (2004).
Os solos dessa formação são moderadamente diversificados, predominando a presença de siltes argilosos e argilas siltosas, contando com a ocorrência de materiais granulares e sem a presença de matéria orgânica em sua composição. As
argilas da Formação Guabirotuba apresentam, de forma característica, elevado sobreadensamento e consistência, indo de rijas a duras (KORMANN, 2002).
Russo Neto (2005) avaliou os efeitos da interação solo-estrutura em um edifício sobre fundação profunda construído no campus da PUC-PR, em Curitiba, sobre solo pertencente à Formação Guabirotuba. Nesse estudo realizou-se medições de recalques e estudou-se a relação carga x recalque de cada um dos pilares, calculando-se os coeficientes de mola de cada um deles e determinando-se os recalques de cada estaca através de um processo iterativo, considerando a ISE. Concluiu-se que houve uma uniformização nas deformações verticais ao longo do tempo e uma maior variabilidade de recalques nos pilares extremos e, na maioria dos pilares, a diferença entre os recalques calculados e os recalques medidos foi de menos de 10%.
Amari e Macarini (2017) deram continuidade a esse trabalho e realizaram um estudo para analisar a influência da interação solo-estrutura nos recalques finais e na redistribuição dos esforços na fundação, utilizando o software TQS para verificar os deslocamentos verticais do mesmo edifício estudado por Russo Neto (2005). Os autores realizaram a comparação dos resultados obtidos sem a consideração da interação solo-estrutura com modelos considerando a ISE, constatando que os pilares com maior recalque tendem a sofrer um alívio de carga, enquanto os pilares com menor recalque sofrem um acréscimo de carga.
3 REFERENCIAL TEÓRICO
3.1 PROGRAMAS COMPUTACIONAIS
Ao longo do desenvolvimento do presente trabalho foram utilizados dois softwares principais para suporte e viabilização dos cálculos e análises necessárias: o TQS na versão 21.9 e o SoilVision na versão 5.4.08, sendo ambas as licenças disponibilizadas por meio da Universidade Federal do Paraná.
O software TQS, licenciado por empresa de mesmo nome, é especializado em cálculo estrutural de edificações em concreto armado, protendido, pré-moldadas e de alvenaria estrutural. Com base em um pré-dimensionamento, a estrutura pode ser lançada no TQS e o mesmo realiza cálculos de verificação de estabilidade, dimensionamento de armaduras necessárias e quantitativo de materiais. Além disso, pode ser verificada a redistribuição de esforços na estrutura com base em valores de recalque previstos aos elementos de fundação (TQS INFORMÁTICA, [20--]).
Por sua vez, o software SoilVision, de propriedade da empresa Bentley, é um dos mais completos programas para análises geotécnicas, permitindo modelagens 2D e 3D para a verificação de estabilidade de encostas, deformação do solo, infiltração e outros. Utilizado para o dimensionamento de barragens, consolidação de rejeitos de minas, estruturas de contenção, fundações e afins, esse foi utilizado para a previsão dos recalques devido as cargas geradas por cada pilar através de modelagem do terreno (BENTLEY SYSTEMS, [20--]).
3.2 LANÇAMENTO E PRÉ-DIMENSIONAMENTO ESTRUTURAL
O lançamento é a etapa do projeto estrutural em que se define a disposição das peças da superestrutura. Segundo Clímaco (2016), devido às particularidades de cada projeto, é difícil estabelecer um passo-a-passo para o lançamento estrutural. No entanto, há alguns princípios básicos que devem ser seguidos:
Evitar que a resistência global da estrutura dependa de um número reduzido de peças ou algumas peças do conjunto sejam excessivamente solicitadas; buscar o menor trajeto possível para as cargas [...]; evitar peças excessivamente delgadas [...]; evitar interligar peças delgadas e espessas [...]; evitar o uso de peças muito espessas [...]; o lançamento da estrutura
deve contribuir para a facilidade de execução da obra, além de permitir acesso a atividades de manutenção [...]. (CLÍMACO, 2016, p. 74).
Araújo (2014) orienta que sejam locadas, primeiramente, as vigas no contorno da edificação e sob algumas paredes em posições capazes de gerar pórticos, que é o contraventamento principal da edificação. Após isso, deve-se locar os pilares nos pontos que sejam necessários apoios para as vigas, caracterizando as lajes de maneira automática.
O pré-dimensionamento dos elementos da superestrutura pode ser realizado através de vários métodos. Yamamoto (2019), sugere que para os pilares siga-se a metodologia de áreas de influência, para as vigas leve-se em consideração a classificação dos seus tramos e para as lajes considere-se suas condições de apoio.
3.2.1 Pré-dimensionamento dos pilares
De acordo com Yamamoto (2019), a tensão nos pilares é função da área destes e, também, do fck adotado para o concreto, conforme demonstrado pelas
equações (1) e (2).
σ = N
Ac (1)
σ = 0,4fck (2)
Onde:
σ = Tensão ideal de compressão (tf/m²); N = carga por pavimento (tf);
Ac = Área da seção transversal do pilar (m²);
fck = Resistência característica à compressão do concreto (tf/m²).
A área da seção transversal do pilar pode ser determinada pela equação (3) (YAMAMOTO, 2019), sendo que o valor mínimo para esta dimensão é de 360 cm² (ABNT NBR 6118, 2014).
Ac = βγN
σ (3)
Onde:
γ = Parâmetro de dimensão dos pilares (adimensional).
O parâmetro β depende da classificação do pilar e o parâmetro γ depende da menor dimensão do pilar (YAMAMOTO, 2019). Os valores assumidos para cada um destes parâmetros estão apresentados no QUADRO 1.
QUADRO 1 - VALORES ADOTADOS PARA OS PARÂMETROS β E γ
β γ Classificação Valor γ = 1,0 para b ≥ 19 cm Canto 1,4 Extremidade 1,2 γ = 1,95 – 0,05b para 14 cm ≤ b < 19 cm Intermediário 1,0 FONTE: Yamamoto (2019).
A carga N por pavimento é obtida multiplicando-se a carga média do pavimento e a área de influência do pilar, a qual é obtida dividindo-se pela metade as distâncias entre os eixos dos pilares e ligando as linhas adjacentes (YAMAMOTO, 2019).
3.2.2 Pré-dimensionamento das vigas
A definição da altura de cada viga é dada pela equação (4), onde considera-se o vão desta, de centro a centro de pilar, e a classificação de cada tramo que a compõe, podendo este ser interno, externo ou em balanço. Para cada classificação de tramo atribui-se um valor para o índice (YAMAMOTO, 2019):
• Tramo interno: ind = 12; • Tramo externo: ind = 10; • Tramo em balaço: ind = 5.
h = v
ind (4)
Onde:
h = Altura da viga (cm); v = Vão da viga (cm);
Segundo as orientações de Yamamoto (2019), a altura de uma viga é definida pela máxima altura necessária aos tramos que a compõe.
3.2.3 Pré-dimensionamento das lajes
Para o dimensionamento da espessura de cada laje é preciso inicialmente identificar a configuração de seus apoios e classificá-la entre um dos seis tipos possíveis (YAMAMOTO, 2019), demonstrados pela FIGURA 3.
FIGURA 3 - CLASSIFICAÇÃO DAS LAJES SEGUNDO SUAS CONDIÇÕES DE CONTORNO
FONTE: As autoras (2019).
De acordo com Yamamoto (2019), para lajes dos tipos 1, 3 e 6 considera-se Ly > Lx; para as lajes de tipo 2 considera-se Ly a dimensão do lado que se encontra engastado, e para lajes dos tipos 4 e 5 considera-se o Ly como sendo a dimensão que apresenta dois lados engastados. Cada tipo de laje possui um índice distinto e sua espessura é determinada de acordo com a expressão (5) (YAMAMOTO, 2019):
• Tipos 1 e 2: inddist = 2,8;
• Tipos 3, 4 e 5: inddist= 2,5; • Tipo 6: inddist= 2,2.
e = 1 + {inddist[mín (Lx ; 2
3Ly)]} (5)
Onde:
e = Espessura da laje (cm);
Lx, Ly = Dimensões das lajes (m);
No caso de lajes adjacentes não possuírem as mesmas dimensões, analisa-se a existência ou não de um engaste entre as mesmas (MARINO; MACHADO, 2019) conforme as considerações da FIGURA 4.
FIGURA 4 - LAJES CONTÍNUAS DE DIFERENTES DIMENSÕES
FONTE: Adaptado de Marino e Machado (2016).
3.3 DETERMINAÇÃO DOS CARREGAMENTOS DOS ELEMENTOS ESTRUTURAIS
O carregamento das lajes pode ser composto pelas seguintes parcelas: peso próprio, revestimentos, enchimentos, alvenarias e cargas acidentais. O peso dos revestimentos e enchimentos são obtidos multiplicando-se o valor do peso específico do material pela sua espessura correspondente. O peso devido à alvenaria é calculado considerando o peso específico do tijolo utilizado, a espessura da parede, a sua área líquida e o revestimento adotado na parede (YAMAMOTO, 2019). Já os valores para as cargas acidentais são obtidos através da ABNT NBR 6120 (1980).
Os valores de pesos específicos dos materiais estão presentes no QUADRO 2 e os valores, mais relevantes ao presente trabalho, das cargas acidentais estão apresentados no QUADRO 3.
QUADRO 2 - PESOS ESPECÍFICOS DOS MATERIAIS
MATERIAL DESCRIÇÃO PESO ESPECÍFICO
(kN/m³) Reboco Argamassa de cimento, cal e areia 19 Contrapiso Argamassa de cimento e areia 21
Alvenaria Tijolo furado 13
FONTE: ABNT NBR 6120 (1980). QUADRO 3 - CARGAS ACIDENTAIS
LOCAL DESCRIÇÃO CARGA (kN/m²) Escadas Com acesso ao público 3
Escolas Salas de aula 3
Corredor Com acesso ao público 3 FONTE: ABNT NBR 6120 (1980)
O carregamento das vigas é composto pelo peso próprio das mesmas, pelas reações de apoio das lajes e eventuais vigas apoiadas nessas, onde a transferência de cargas de uma viga para outra se dá através da reação de apoio da viga apoiada. Os pilares possuem seu carregamento composto pelo seu peso próprio e pelas reações de apoio das vigas que se apoiam nestes (MARINO; MACHADO, 2016).
3.4 ENSAIOS GEOTÉCNICOS LABORATORIAIS E DE CAMPO
3.4.1 Sondagens SPT e SPT-T
O SPT é um método de sondagem à percussão, cuja sigla é a abreviatura para o nome do ensaio em inglês Standard Penetration Test e significa ensaio de penetração padrão. Esse ensaio é normatizado pela ABNT NBR 6484 (2001), a qual descreve a metodologia correta para a execução de uma sondagem de simples reconhecimento de solos.
O procedimento do ensaio consiste na perfuração e na cravação dinâmica de um amostrador padrão a cada metro a fim de determinar o tipo de solo em suas respectivas profundidades, além do índice de resistência à penetração a cada metro e a posição do nível do lençol freático (ABNT NBR 6484, 2001). O ensaio SPT-T possui o mesmo processo, mas com o adicional de medição de torque (RANZINI,3 1988 citado por KORMANN, 2002, p. 111).
3.4.2 Ensaio de cone
O Ensaio de Cone ou CPT, abreviado do inglês Cone Penetration Test, tem como principal objetivo a obtenção da estratigrafia do terreno, permitindo a avaliação preliminar dos parâmetros geotécnicos (CAMPANELLA4, 1995 citado por
KORMANN, 2002, p. 125). Composto de uma ponteira de aço instrumentada em forma de cone (mecânica ou elétrica), ligada a uma haste de cravação de mesmo material que penetra através do terreno sob velocidade padronizada obtendo
_______________
3 RANZINI, S. M. T. Solos e Rochas, v. 11, n. único, p. 29-30, 1988.
4 CAMPANELLA, R. G. Guidelines for geotechnical design using the cone penetrometer test and
informações contínuas a respeito desse, permitindo até mesmo a detecção de camadas de solo de pequena espessura. Ao longo do ensaio, são realizadas medidas de atrito lateral e resistência de ponta (ABNT NBR 12069, 1991), podendo também ser feito o monitoramento da poropressão gerada durante a cravação através do ensaio modificado, conhecido como piezocone ou CPTu (KORMANN, 2002).
No entanto, se destaca que pela complexidade das condições de contorno do ensaio e do comportamento do solo, as abordagens de interpretação dos resultados não deixam de ser semiempíricas (KORMANN, 2002).
3.4.1 Ensaios com pressiômetro autoperfurante
Esse ensaio consiste na inserção de uma sonda tubular de paredes finas no terreno, projetada para aplicar uma tensão uniforme no furo de sondagem e monitorar a deformação subsequente da parede da cavidade. A técnica autoperfurante foi desenvolvida buscando minimizar os efeitos de amolgamento e a perturbação do solo durante a inserção do equipamento. Nesse tipo de ensaio, durante a cravação, as partículas de solo deslocadas pelo equipamento são fragmentadas por uma sapata cortante e removidas a superfície por meio de um fluxo de água (SCHNAID; ODEBRECHT, 2012).
3.4.2 Ensaios laboratoriais de caracterização
De modo a avaliar as propriedades básicas do solo, realiza-se os ensaios rotineiros da prática geotécnica, sendo eles: análise granulométrica (ABNT NBR 7181, 1984); limites de consistência que incluem o limite de liquidez (ABNT NBR 6459, 1984), o limite de plasticidade (ABNT NBR 7180, 1984) e o limite de contração (ABNT NBR 7138, 1982); massa específica real dos grãos (ABNT NBR 6508, 1984) e umidade higroscópica (ABNT NBR 6457, 1986).
A análise granulométrica objetiva determinar a curva de distribuição de granulometria da amostra, sendo obtida através do peneiramento em uma série padrão de peneiras e analisando a massa de material retida em cada uma (ORTIGÃO, 2007). Se necessário pode ser realizado uma etapa de sedimentação para a avaliação das partículas finas.
Os chamados Limites de Atterberg dividem a umidade que uma argila pode apresentar em limites correspondentes ao estado aparente do material. Os limites definidos foram os de contração (LC), plasticidade (LP) e liquidez (LL), demarcando a transição entre os estados sólido, onde não ocorre variação de volume, semissólido e plástico, onde o volume varia com a umidade, e líquido (ORTIGÃO, 2007).
A massa específica real dos grãos é a relação entre o peso específico das partículas sólidas e o peso específico de água pura de igual volume, sendo função dos materiais constituintes e de sua porcentagem no solo (ALMEIDA, 2005).
A umidade higroscópica pode ser definida como a umidade residual de uma amostra de solo seca ao ar, e por sua vez, a umidade de um solo seria a relação entre a massa de água presente em certo volume de solo para a massa de partículas sólida nesse mesmo volume (ALMEIDA, 2005).
3.4.3 Ensaio laboratorial triaxial consolidado não-drenado
O ensaio triaxial corresponde à compressão de uma amostra de solo cilíndrica com a variação das tensões axiais e radiais. Em geral, o ensaio possui uma fase onde é aplicada a tensão confinante na câmara do equipamento, e outra consistindo no cisalhamento da amostra, onde é aumentada a tensão axial para valores constantes de tensão de confinamento. Esse ensaio é utilizado para se analisar a resistência do solo e também de suas relações tensão-deformação (ORTIGÃO, 2007).
Esse ensaio pode ser efetuado em diferentes configurações e possui classificações de acordo com as condições de drenagem utilizadas. O ensaio triaxial consolidado não-drenado (CU), apresenta a fase de consolidação da tensão de confinamento sob condições drenadas e a etapa de cisalhamento é executada em condições não-drenadas com a medida de poropressão (ORTIGÃO, 2007).
3.5 FUNDAÇÕES
3.5.1 Critérios de projeto e alternativas de fundações
No campo da engenharia de fundações, o profissional precisa lidar com um material natural sob o qual se há pouco poder de atuação, ou seja, é preciso aceitá-lo
como se apresenta, com suas propriedades e comportamentos específicos, desde o início da concepção do projeto (VELLOSO; LOPES, 2004).
A elaboração de projetos de fundação requer o enfoque do projetista em diversos critérios de diferentes naturezas, buscando atender aos requisitos básicos esperados a essa estrutura, incluindo a verificação de estados limites de utilização (como deformações aceitáveis sob as condições de trabalho) e de estados limites últimos (como a segurança adequada ao colapso do solo de fundação - estabilidade externa, e a segurança adequada ao colapso de elementos estruturais - estabilidade interna). Buscando determinar a melhor solução de projeto, além dos conhecimentos a respeito das solicitações a que a estrutura está sujeita e as ações atuantes nas fundações, alguns critérios são necessários para seu desenvolvimento. Desses pode se citar (VELLOSO; LOPES, 1999):
• Topografia local: conhecimentos de levantamentos topográficos planialtimétricos da área, dados a respeito da existência de taludes e encostas no terreno ou próximo a esse, dados de erosão ou alterações geomorfológicas;
• Dados geológico-geotécnicos: investigações de subsolo, mapas, imagens aéreas, artigos sobre a experiência local;
• Dados da estrutura: tipo e uso, sistema estrutural e carregamentos; • Dados sobre construções vizinhas: tipo de estrutura e fundações, número
de pavimentos, desempenho das fundações, existência de subsolo, possíveis consequências de escavações e vibrações.
Desses critérios, muitos podem ser avaliados por meio de visitas ao local de construção, sendo que em zonas urbanas, as condições de vizinhança boa parte das vezes se mostra como fator decisivo na definição da solução de fundação a se utilizar (VELLOSO; LOPES, 1999).
Convencionalmente, as fundações podem ser separadas em dois grupos distintos: as fundações rasas e as profundas. As fundações rasas constituem de elementos que transmitem os carregamentos da estrutura ao terreno predominantemente por meio das pressões distribuídas sob sua base, tendo a profundidade de assentamento em relação ao terreno inferior a duas vezes a menor dimensão do elemento. Elas incluem as sapatas, os blocos, os radier, as sapatas
associadas, as vigas de fundação e as sapatas corridas (VELLOSO; LOPES, 1999) (FIGURA 5).
FIGURA 5 - PRINCIPAIS TIPOS DE FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS
FONTE: Adaptado de Velloso; Lopes (2004).
Por sua vez, as fundações profundas se constituem de elementos que transmitem os carregamentos ao terreno através de sua base (resistência de ponta), por sua superfície lateral (atrito lateral) ou por uma combinação das duas parcelas. São elementos assentados em uma profundidade superior ao dobro de sua menor dimensão em planta e a pelo menos 3 m de profundidade. Incluem-se nesse grupo as estacas, os tubulões e os caixões (ABNT NBR 6122, 2010) (FIGURA 6).
FIGURA 6 - PRINCIPAIS TIPOS DE FUNDAÇÕES PROFUNDAS
Além dessas, podem também ser utilizadas fundações mistas, sendo uma combinação de técnicas de fundações rasas e profundas (VELLOSO; LOPES, 1999) (FIGURA 7).
FIGURA 7 - EXEMPLOS DE FUNDAÇÕES MISTAS
FONTE: Adaptado de Velloso; Lopes (2004).
Dentro dessas alternativas, algumas características da obra podem impor um tipo específico de solução, levando grande influência do material predominante na constituição do solo local. Em obras que possam permitir o uso de diferentes alternativas, é recomendado realizar a escolha embasada em uma comparação econômica e de tempo de execução de cada uma delas (VELLOSO; LOPES, 1999).
3.5.2 Capacidade de carga de estacas
Devido ao método de transferência de carga das estacas, a resistência às solicitações nas mesmas é gerada através de uma parcela resistente do fuste e de outra parcela resistente da ponta da estaca. Ou seja, a capacidade de carga de uma estaca é basicamente definida pela expressão (6) (DÉCOURT; ALBIERO; CINTRA, 1999).
Qu = Qs + Qp (6)
Onde:
Qu = Capacidade de carga última (kN);
Qs = Capacidade de carga do fuste (kN); Qp = Capacidade de carga da ponta (kN).
A capacidade de carga das estacas pode ser obtida através de métodos empíricos, onde é estimada com base apenas na classificação das camadas de solo atravessadas, ou estáticos, que são subdivididos em (VELLOSO; LOPES, 2010):
• Racionais ou teóricos: utilizam soluções teóricas e parâmetros do solo; • Semiempíricos: baseiam-se em ensaios de campo (CPT e SPT). Os métodos teóricos mesmo podendo estabelecer melhor a influência dos parâmetros do solo na capacidade de carga das fundações não são muito utilizados na prática, pois alguns dos parâmetros do solo necessários são de difícil obtenção. Já os métodos semiempíricos conseguem fornecer boas correlações que são simples de serem obtidas com a realização de ensaios in situ (DÉCOURT; ALBIERO; CINTRA, 1999).
Um dos métodos semiempíricos mais utilizados é o Aoki-Velloso5 (1975,
citado por VELLOSO; LOPES, 2010, p. 310), o qual foi desenvolvido incialmente correlacionando o atrito lateral e a tensão da ponta com os dados obtidos no ensaio CPT (DÉCOURT; ALBIERO; CINTRA, 1999). Dessa maneira, a capacidade resistente da estaca pelo método em questão é obtida através da equação (7).
Qult = Apqc
F1+ U ∑ fs
F2ΔL (7)
Onde:
Qult = Capacidade de carga última da estaca (kN);
Ap = Área da ponta (m²); qc = Tensão da ponta (kPa); U = Perímetro do fuste (m);
fs = Tensão devido ao atrito lateral (kPa);
ΔL = Segmento da estaca (m);
F1 e F2 = Fatores que ponderam a diferença no comportamento da estaca e do cone do CPT, além da influência do método executivo de cada tipo de estaca (adimensionais) (FARO, 2018).
_______________
5 AOKI, N.; VELLOSO, D. A. An approximate method to estimate the bearing capacity of piles. In: PAN AMERICAN CSMFE. Proceedings, Buenos Aires, 1975, v. 1, p. 367-376.
Os valores desses fatores foram obtidos através de uma retroanálise e de relações entre F1 e F2 estabelecidas por Monteiro6 (1997) (citado por VELLOSO;
LOPES, 2010, p. 311). Os valores obtidos para esses fatores estão expostos no TABELA 1.
TABELA 1 - VALORES DOS FATORES F1 E F2 DO MÉTODO AOKI-VELLOSO
TIPO DE ESTACA F1 F2
Franki de fuste apiloado 2,3 3,0
Franki de fuste vibrado 2,3 3,2
Metálica 1,75 3,5
Pré-moldada de concreto cravada a percussão 2,5 3,5 Pré-moldada de concreto cravada a prensagem 1,2 2,3 Escavada com lama bentonítica 3,5 4,5
Raiz 2,2 2,4
Strauss 4,2 3,9
Hélice contínua 3,0 3,8
FONTE: Monteiro (1997, citado por VELLOSO; LOPES, 2010, p. 312)
Dentro dos métodos teóricos para o cálculo da resistência de ponta de estacas encontra-se o proposto por Terzaghi7 (1943, citado por VELLOSO;
LOPES, 2010, p. 286). Baseada na teoria da plasticidade, essa solução considera que a ruptura do solo abaixo da base da estaca não ocorre sem o deslocamento desse para as laterais e para cima, e sendo o solo na lateral mais compressível que o da base, os deslocamentos produzem tensões cisalhantes desprezíveis em torno desse comprimento. Dessa forma, definiu-se que a influência do solo envolvendo a estaca é equivalente a uma sobrecarga dada pelo comprimento da estaca multiplicado pelo peso específico do solo (VELLOSO; LOPES, 2010). Com isso, a resistência de ponta para estacas circulares pode ser obtida através da equação (8).
qp,ult= (1,2cNc+ γLNq+ 0,6γB
2Nγ) Ap (8)
Onde:
qp,ult = Capacidade de ponta última da estaca (kN); c = Coesão (kPa);
γ = Peso específico do solo (kN/m³); L = Comprimento da estaca (m);
_______________
6 MONTEIRO, P. F. Capacidade de carga de estacas – método Aoki-Velloso. Relatório interno de estacas Franki LTDA, 1997.
B = Diâmetro da estaca (m);
Nc, Nq e Nγ = Fatores de capacidade de carga com base no ângulo de atrito do solo (adimensionais) (TABELA 2).
TABELA 2 - VALORES DOS FATORES Nc, Nq E Nγ DO MÉTODO DE TERZAGHI Φ (graus) Nc Nq Nγ 0 5,7 1,0 0,0 5 7,3 1,6 0,5 10 9,6 2,7 1,2 15 12,9 4,4 2,5 20 17,7 7,4 5,0 25 25,1 12,7 9,7 30 37,2 22,5 19,7 35 57,8 41,4 42,4 40 95,7 81,3 100,4 45 172,3 173,3 297,5
FONTE: Adaptado de Bowles (1968, citado por VELLOSO; LOPES, 2010, p. 287)
Alguns anos depois, foi proposto o método de Meyerhof8 (1953), também
baseado na teoria da plasticidade e análogo ao método proposto por Terzaghi (1943), tendo como diferença a consideração da ruptura lateral do solo, onde a nova solução considera linhas de ruptura acima do plano da base da estaca, ao invés de apenas nesse mesmo plano (FIGURA 8) (citados por VELLOSO; LOPES, 2010, p. 286-287).
FIGURA 8 - COMPARAÇÃO DA CONCEPÇÃO DE RUPTURA DE TERZAGHI E MEYERHOF
FONTE: Adaptado de Velloso; Lopes (2004).
_______________
8 MEYERHOF, G. G. The bearing capacity of foundations under eccentric and incmidruled loads. In: ICSMFE. Proceedings, Zurich, 1953, v. 1.
Desse modo, a resistência de ponta para estacas em solo argiloso saturado pode ser obtida através da equação (9).
qp,ult= (9,5Su+ γL)Al (9)
Onde:
qp,ult = Capacidade de ponta última da estaca (kN); Su = Coesão não drenada (kPa);
γ = Peso específico do solo (kN/m³); L = Comprimento da estaca (m); Al = Área lateral (m²).
De forma a obter a segunda parcela, referente a resistência lateral, da equação (7), visando complementar os métodos teóricos apresentados, existe a consideração do método α ou Enfoque em Tensões Totais para solos argilosos saturados. Relacionando a resistência lateral com a resistência ao cisalhamento não drenada, a solução proposta é dada pela equação (10) (VELLOSO; LOPES, 2010).
τl,ult= (αSu)Al (10)
Onde:
τp,ult = Capacidade lateral última da estaca (kN); α = Coeficiente do Tomlinson (adimensional); Su = Coesão não drenada (kPa).
O coeficiente α é obtido através de curvas que consideram a consistência da argila, a natureza da camada de solo do local e a relação entre o diâmetro ou lado da estaca com seu comprimento (VELLOSO; LOPES, 2010). A FIGURA 9 exemplifica as curvas para a obtenção do coeficiente α no caso de argila média a rija.
FIGURA 9 - CURVAS PARA O COEFICIENTE α
FONTE: Adaptado de Velloso; Lopes (2004).
3.5.3 Dimensionamento dos blocos de capeamento para as estacas
Os valores dos lados em planta dos blocos de fundação são definidos de acordo com o número de estacas e com o respectivo diâmetro destas, sendo que as estacas devem estar dispostas de forma a conduzir blocos com medidas mínimas. Assim sendo, as dimensões dos blocos são determinadas de acordo com o exposto na FIGURA 10, onde os valores indicados são definidos de acordo com as equações (11) e (12) (CONSTANCIO, D.; CONSTANCIO, L. A., 2004).
FIGURA 10 - DIMENSÕES EM PLANTA DOS BLOCOS DE CAPEAMENTO DAS ESTACAS DE FUNDAÇÃO
FONTE: Adaptado de Constancio e Constancio (2004).
s = 3ϕ (11)
c =ϕ
2 + 15 cm (12)
Onde:
s = Espaçamento de centro a centro de estaca (cm); ϕ = Diâmetro da estaca (cm);
c = Espaçamento do centro da estaca a borda do bloco (cm).
As alturas dos blocos são definidas através da altura útil do bloco, conforme a equação (13), que por sua vez precisa obedecer aos limites demonstrados na equação (14). Além disso, é necessário verificar se a altura útil adotada não excede a tensão de compressão limite, demonstrada na equação (15), da biela formada (FIGURA 11). Para tanto, verifica-se a tensão relativa ao pilar com a equação (16) e a tensão relativa à estaca através da equação (17), utilizando o Método das Bielas ou Blévot (BASTOS, 2017).
FIGURA 11 - ÁREA DA BIELA (Ab) DE CONCRETO COMPRIMIDO NA BASE DO PILAR E NO TOPO DA ESTACA
FONTE: Adaptado de Bastos (2017).
h = d + 5 cm (13) dmín= X (e −ap 2) , dmáx= Y (e − ap 2) (14) σcd,limite = CKRfcd (15) σcd,pilar = Nd Apsen2α (16) σcd,est = Nd nAesen2α (17) Onde: h = Altura do bloco (cm); d = Altura útil do bloco (cm);
e = Espaçamento do centro a centro entre estacas (cm); ap = Dimensão do lado do pilar (cm);
σcd,limite = Tensão limite de cálculo de compressão na biela (kN/cm²); KR = Coeficiente que leva em consideração o efeito Rüsch (adimensional); fcd = Tensão de cálculo de resistência à compressão do concreto (kN/cm²); σcd,pilar = Tensão de cálculo de compressão na biela relativa ao pilar (kN/cm²);
Nd = Carregamento de cálculo do pilar (kN);
Ap = Área do pilar (cm²);
α = Ângulo de inclinação da biela com a horizontal (adimensional);
σcd,est = Tensão de cálculo de compressão na biela relativa à estaca (kN/cm²); n = Número de estacas (adimensional);
Ae = Área da estaca (cm²).
Os demais coeficientes apresentados nas fórmulas estão explicitados na TABELA 3.
TABELA 3 - VALORES DOS COEFICIENTES X, Y E C
2 ESTACAS 3 ESTACAS 4 ESTACAS
X 0,50 0,58 0,71
Y 0,71 0,83 1,00
C 1,40 1,75 2,10
FONTE: Bastos (2017)
As bielas comprimidas de concreto não apresentam risco de ruptura por punção, desde que 40º ≤ α ≤ 55º para blocos com 2 ou 3 estacas e 45º ≤ α ≤ 55º para blocos com 4 estacas. Sendo assim, e como α é função da altura útil, é importante verificar se o ângulo final atende as condições supracitadas através das equações (18), (19) e (20) para blocos com 2, 3 e 4 estacas respectivamente (BASTOS, 2017).
tan α = e d 2 − ap 4 (18) tan α = d e√33 − 0,3ap (19) tan α = d e√22 − ap√24 (20) 3.6 INTERAÇÃO SOLO-ESTRUTURA
A técnica de consideração da interação solo-estrutura estabelecida por Chamecki9 (1954) consiste em calcular as reações de apoio da estrutura considerando
os apoios rígidos e, a partir desses valores, estimar as dimensões dos elementos de fundação e obter o valor do recalque total destes. Em seguida, determina-se o coeficiente de mola da fundação. Após, faz-se uma nova análise de esforços, onde os apoios rígidos são substituídos pelos coeficientes de molas obtendo-se novos valores para: reações de apoios, recalques e coeficientes de molas. Assim, procede-se iterativamente até os recalques ou as reações de apoio convergirem a um mesmo valor ou permanecem dentro de uma pequena faixa de variação, da ordem de 5% (citado por GUARNIERI et al., 2018, p. 432).
3.6.1 Método de Winkler
O solo é um material complexo devido a, dentre outras características, sua heterogeneidade. Sendo assim, é difícil prever o seu comportamento frente a um carregamento (GUARNIERI et al., 2018). O usual é adotar algumas hipóteses simplificadoras e estudar o problema.
Os modelos mais utilizados para a consideração da ISE são os que separam a estrutura do maciço e representam a deformabilidade do solo por meio de molas elásticas, considerando as propriedades mecânicas e a compatibilização dos recalques do solo (ANTONIAZZI, 2011).
O modelo de comportamento proposto por Winkler10 (1867) admite o solo
como um meio elástico onde o deslocamento de cada ponto do maciço é diretamente proporcional à pressão da fundação neste (citado por ANTONIAZZI, 2011, p. 35), conforme demonstrado pela equação (21).
σ(x, y) = kvρ(x, y) (21)
Onde:
σ(x, y) = Tensão de contato média na base da fundação (tf/cm²); kv = Coeficiente de reação vertical do solo (tf/cm³);
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9 CHAMECKI, S. Consideração da Rigidez da Estrutura no Cálculo dos Recalques da Fundação. In: Separata dos Anais do I Congresso Brasileiro de Mecânica dos Solos – Volume I, Porto Alegre, 1954, p. 35 - 80.
ρ(x, y) = Recalque (cm).
Este modelo apresenta limitações, uma vez que considera o solo como um sistema de molas independentes com uma constante de proporcionalidade kv. Uma das hipóteses assumidas é a de que os deslocamentos determinados são para a região imediatamente abaixo do ponto de carregamento, sendo considerados nulos os deslocamentos de pontos adjacentes (COLARES, 2006), o que não reflete a realidade uma vez que o solo é um meio contínuo e há ainda o efeito de grupo que as fundações implicam na determinação dos recalques, o qual é desconsiderado nesse modelo (ANTONIAZZI, 2011).
3.6.2 Coeficiente de reação vertical
Conforme demonstrado na equação (21), para que seja possível a consideração das molas é necessária a consideração de um coeficiente de mola que represente a deformação do solo (ANTONIAZZI, 2011). O mesmo é denominado coeficiente de reação vertical do solo e pode ser obtido por meio de: ensaio de placa; tabelas de valores típicos da literatura ou cálculo do recalque real da fundação (VELLOSO; LOPES, 2004). Esse valor pode ainda ser obtido através de correlações com os resultados de ensaios geotécnicos de campo ou laboratoriais (ANTONIAZZI, 2011).
Dentre os meios mencionados, o ensaio de placa é o que apresenta maior representatividade, uma vez que é um ensaio de prova de carga de fundação superficial. Contudo, o coeficiente fornecido pelo ensaio é denominado ks1, onde o
subscrito indica que o valor do coeficiente é relativo a uma placa quadrada de um pé de lado. Assim sendo, é necessário fazer uma correção desse valor, em relação à dimensão e à forma da fundação utilizada, através da equação (22) (VELLOSO; LOPES, 2004). kv = ks1( b B) n (22) Onde:
kv = Coeficiente de reação vertical do solo corrigido (tf/cm³); b = Dimensão da placa utilizada no ensaio (cm);
B = Dimensão da fundação adotada (cm);
n = Coeficiente que varia entre 0,5 e 0,7 (adimensional).
3.6.3 Método de previsão de recalque
Os métodos de previsão de recalques de fundações profundas são divididos em (VELLOSO; LOPES, 2010):
• Métodos baseados na Teoria da Elasticidade; • Métodos numéricos.
Os métodos baseados na Teoria da Elasticidade possuem a premissa de que o solo é um material que apresenta um comportamento tensão x deformação linear (RUSSO NETO, 2005). Já os métodos numéricos possuem uma análise mais refinada, uma vez que são baseados no método das diferenças finitas, dos elementos finitos e dos elementos de contorno (AMARI; MACARINI, 2017).
Para a modelagem de solos existem diferentes modelos constitutivos desenvolvidos e aperfeiçoados ao longo da história. Esses são formulações matemáticas que buscam modelar o comportamento reológico dos materiais, tendo a precisão de semelhança entre o modelo e o comportamento do material determinada pelo número de parâmetros contemplados em sua equação constitutiva. O modelo constitutivo permite se relacionar tensões com deformações unitárias geradas no interior do material baseados em parâmetros dependentes das propriedades mecânicas do solo (ALMEIDA, 2010).
Dentre os modelos existentes, os elastoplásticos buscam considerar na análise da deformação total a componente de deformação elástica e a componente plástica. Desenvolvidos para suprir limitações encontradas nos modelos elásticos, esses compõem modelos mais versáteis, realistas e abrangentes, tendo como principal diferença a possibilidade de saber a cada instante do carregamento quais as deformações plásticas do material (ALMEIDA, 2010).
O modelo elastoplástico clássico de Mohr-Coulomb assume que no referente as tensões no solo, o comportamento desse material segue o regime elástico até atingir a tensão de ruptura, e ao atingi-la, o solo continua a se deformar (PEIXOTO, 2014).
3.6.4 Fatores que influenciam a interação solo-estrutura
O comportamento do conjunto solo-fundação-estrutura sofre influência de muitos fatores, dependendo do tipo de fundação adotada. Alguns deles são: a rigidez relativa solo-estrutura, as etapas de construção, a existência de construções vizinhas, o efeito tridimensional de pórtico, a altura da camada compressível do solo (SANTOS, 2014), o número de pavimentos e a forma em planta da edificação (ANTONIAZZI 2011).
3.6.4.1 Rigidez relativa solo-estrutura
A rigidez relativa solo-estrutura pode ser definida através de um parâmetro obtido com a razão entre a rigidez da superestrutura e a rigidez do solo (MEYERHOF,11 1953 citado por ANTONIAZZI, 2011, p. 20). Lopes e Gusmão12 (1991)
denominaram esse parâmetro como Kss (citados por ANTONIAZZI, 2011, p. 20).
Este fator é determinante para o desempenho da edificação quanto aos recalques totais e diferenciais, sendo estes mais sensíveis a esta relação (IGLESIA, 2016). Quanto maior for a rigidez da estrutura em relação à do solo, maior é o valor do parâmetro e menores são os recalques diferenciais (KAWANO; SUEKANE; TRATZ, 2018), conforme pode ser verificado na FIGURA 12.
FIGURA 12 - RIGIDEZ RELATIVA SOLO-ESTRUTURA X RECALQUE DIFERENCIAL
FONTE: Lopes e Gusmão (1991, citados por ANTONIAZZI, 2011, p. 21).
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11 MEYERHOF, G. G. Some recent foundation research and its application to design. Structural Engineering. Londres, 1953.
12 LOPES, F. R.; GUSMÃO, A. D. On the influence of soil-structure interaction in the distribution of foundation loads and settlements. In: European Conference on Soil Mechanics and Foundation Engineering, 10, Firenze, 1991. Proceedings. Rotterdam, A. A. Balkema, v. 2, p. 505-9, 1991.
