Prova de Carga em Estacas Escavadas de Pequeno Diâmetro em Solos Sedimentares
Fabiano A. Nienov e Rinaldo J. B. Pinheiro
PPGEC, Universidade Federal de Santa Maria, Santa Maria, Brasil
RESUMO: Apresenta-se neste trabalho a implantação do Campo Experimental de Engenharia Geotécnica da Universidade Federal de Santa Maria que situa-se no Campus da universidade. A implantação está sendo realizada em três etapas. Inicialmente, foi definida e localizada a área e feito o mapeamento, incluindo o levantamento plani-altimétrico. Na segunda etapa compreendeu as investigações geotécnicas detalhadas da área e na última etapa, em execução, já foram realizados estudos de fundações profundas com provas de carga em estacas escavadas de pequeno diâmetro de uso corrente na região. Este trabalho apresenta os resultados de 6 provas de carga em estacas escavadas com profundidade de 3 a 5m.
PALAVRAS-CHAVE: Fundações, Estacas Escavadas, Campo Experimental, Investigação Geotécnica.
1 INTRODUÇÃO
O Município de Santa Maria está localizado na região central do Estado do Rio Grande do Sul, entre as coordenadas geográficas 53°30’44’’ e 54°19’32”, longitude oeste e 29°20’28” e 30°00’16”, latitude sul. Compreende uma área total de 1823,1 km2, altitude média de 113 m acima do nível do mar, população em torno de 245.000 habitantes e está distante aproximadamente 300km de Porto Alegre.
Maciel Filho (1988) descreve que o local é composto por uma seqüência de arenitos e argilas arenosas de cores variegadas (arenito basal da Formação Santa Maria).
Recentemente, segundo trabalhos não publicados, admite-se tratar de Formação mais jovem que a Santa Maria, possivelmente Terciário ou Pleistoceno. Nesta unidade informal predominam arenitos de constituição variegada, contendo muitas vezes feldspatos.
Na base desta seqüência podem ser encontrados conglomerados. Os arenitos são permeáveis.
Abaixo desta seqüência pode estar o lamito vermelho típico da fácies do membro superior Alemoa da Formação Santa Maria ou o arenito da fácies do membro inferior Passo das Tropas.
Pedologicamente o solo da área foi classificado como um Alissolo Hipocrômico da Unidade de Mapeamento Santa Maria.
2 INVESTIGAÇÃO GEOTÉCNICA
As investigações de campo foram realizadas em três locais diferentes (áreas 1, 2 e 3), sendo em cada local realizada uma sondagem de simples reconhecimento (SPT), sondagens a trado e trincheiras superficiais e profundas. Essas investigações foram apresentadas por Emmer (2004). Na Figura 1 está representado o croqui da área do campo experimental.
Figura 1. Croqui da área do campo experimental.
Os perfis esquemáticos das sondagens de simples reconhecimento, SP-1, SP-2 e SP-3, que foram realizadas, respectivamente, nas áreas 1, 2 e 3 do campo experimental são mostrados na Figura 2.
M AR
CEN AR
IA
Pode-se observar que os perfis de sondagens são similares. O substrato do campo experimental é composto, basicamente, por duas camadas distintas. A camada superficial, até 5m de profundidade, é classificada como argila arenosa com consistência média a rija, resistência à penetração (NSPT) variando entre 9 a 18 golpes. O valor médio de NSPT da camada é de 13 golpes. Abaixo desta camada, encontra-se uma camada de areia fina a média muito compacta. O NSPT aumenta com a profundidade e atinge valores que variam de 27/15 a 22/3 golpes, seu valor médio correspondente é de 25/7 golpes.
S P 1
9 1 1
1 3 1 8
1 0 1 5
8 9
2 7 /1 5 - 2 2 /1 2 - 2 3 /1 0 - 2 5 /1 0 - 2 9 /1 1 - 2 5 /6 - 2 7 /7 - 2 6 /5 - 2 2 /3 -
1 º - 2 º 2 º - 3 º
1 2 3 4 5 6 7 8 9 1 0 1 1 1 2 1 3
7 9
7 8
1 2 1 5
1 4 1 5
4 4 -
- 2 7 /5 - 2 7 /5 - 2 9 /5 - 2 9 /5 - 3 0 /4 - 3 0 /4 - 3 0 /4 -
1 º - 2 º 2 º - 3 º
1 1 1 3
1 1 1 3
1 3 1 4
1 3 1 4
1 6 2 2 /1 5 - 3 0 /1 5 - 3 0 /1 5 - 2 7 /3 - 2 7 /3 - 2 9 /3 - 2 9 /3 - 2 9 /3 -
1 º - 2 º 2 º - 3 º
4 4
1 3
solo solo soloS P 2 S P 3
profun.
A rg ila A ren o sa ; V a rie g a d a ; P la stica ; C on sisten cia rig a
A reia fin a a m é d ia ; V a rieg a d a ; friá v el C om p a cid a de m u ito com p a ca ta
Figura 2. Perfis de sondagem do Campo Experimental.
3 ENSAIOS GEOTÉCNICOS
Ensaios em laboratório foram realizados em amostras deformadas e indeformadas coletadas das trincheiras, do material oriundo da tradagem e do amostrador padrão durante as sondagens penetrométricas. As amostras deformadas foram submetidas aos ensaios de caracterização, químicos e mineralógicos e as indeformadas a ensaios especiais (cisalhamento direto, compressão edómetrica e colapsividade).
As Figuras 3 e 4, de maneira ilustrativa, apresentam a variação das frações do solo e os limites de consistência com a profundidade em um dos perfis estudados na área do campo experimental.
0,0 1,0 2,0 3,0 4,0 5,0 6,0 7,0 8,0 9,0 10,0 11,0 12,0
0 20 40 60 80 100 (%)
Profundidade (m)
F Argila F Silte F Areia
Figura 3. Variação das frações argila, silte e areia com a profundidade.
Geologicamente, a camada superior (até 5m de profundidade) é proveniente da Formação Santa Maria do membro superior Alemoa. Na classificação textural, que usa resultados de ensaios granulométricos, denominou-se esta camada como sendo de argila silto-arenosa, confirmando a designação obtida nos ensaios de SPT.
0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 5,0
0 20 40 60 80 100 (%)
Profundidade (m) LL
LP IP wn
Figura 4. Variação dos limites de consistência (limite de liquidez (LL), limite de plasticidade (LP) e índice de plasticidade (IP)) e teor de umidade natural (wn).
De acordo com a classificação HRB este solo é denominado de argila plástica com presença de matéria orgânica (A7-6) e pelo sistema unificado (SUCS) de argila muito
plástica (CH). A cor predominante desta camada é bruno amarelado com mosqueado cinza-claro e nas amostras secas ao ar prevalece a coloração bruno avermelhado-claro.
Predomina a fração argila com teor médio de 43 %. Esta fração tem tendência de diminuir com a profundidade. Os solos desta camada apresentaram índice de plasticidade superior a 15 %, sendo classificados quanto à plasticidade de altamente plásticos.
Nas amostras indeformadas da camada superior os valores médios dos índices físicos são: peso específico real dos grãos (γs) = 28,14 kN/m³, peso específico natural (γ) = 18,99 kN/m³, peso específico aparente seco (γd) = 14,80 kN/m³, índice de vazios (e) = 0,93, grau de saturação (S) = 89,48 % e porosidade (n) = 47,69 %. A mineralogia predominante nesta camada é interestratificado ilita- montmorilonita, aparecendo também a caulinita.
Em termos de resistência os solos da camada superior, analisando em relação à ruptura, a inundação influencia significativamente o intercepto coesivo (seu valor médio de 30,7kPa reduz para 8,5kPa) e o ângulo de atrito interno não sofre alterações (valor médio de 23º).
Quanto à compressibilidade, todos os parâmetros são influenciados pela inundação. A deformação máxima e os índices recompressão, compressão e descompressão apresentam acréscimos de no máximo 50 %, enquanto que a pressão de pré-adensamento média de 465kPa reduz para 380kPa. Os solos desta camada não apresentaram tendência de colapsividade para as pressões analisadas (até 200kPa, na fase de inundação nos corpos de prova do ensaio de cisalhamento direto).
Geologicamente, a camada inferior, que tem espessura superior a 9m (impenetrável ao SPT), é proveniente da Formação Santa Maria (membro inferior Passo das Tropas). Predomina na sua constituição a fração areia fina a média, variegada, friável e compacidade muito compacta. A classificação textural, que utiliza resultados de ensaios granulométricos, confirmou a classificação táctil-visual dos ensaios de SPT, pois denominou esta camada de areia média siltosa. Pela classificação HRB é enquadrada como sendo composta por finos de
baixa compressibilidade (A2-4) e pela classificação unificada (SUCS) de areia siltosa (SM). A cor predominante, para amostras secas ao ar, é bruno muito-claro-acinzentado.
Prevalece a fração arenosa (teor médio de 78%, sendo 54% de areia média) e os solos não apresentam plasticidade. Em relação aos argilo- minerais, encontram-se como traços de montmorilonita, ilita e caolinita.
4 RESULTADOS DAS PROVAS DE CARGA
Para o estudo do comportamento à compressão de estacas escavadas de pequeno diâmetro foram realizadas 6 provas de carga (Tabela 1).
Tabela 1. Propriedades das estacas ensaiadas
Estaca Ø
(cm)
Prof.
(m)
fck (MPa) EC1
EC2 3,0
EC3
EC4 4,0
EC5 5,2 EC6
20
5,3
20
Obs.: fck = resistência característica do concreto a compressão aos 28 dias.
O sistema de reação era composto de duas estacas de reação, com 30cm de diâmetro e 6m de comprimento, situadas em cada lado da estaca a ser ensaiada, porém, no mesmo alinhamento e unidas por uma viga metálica de reação formada por um perfil “I” de 452mm de altura, 152mm de largura e 3,14m de comprimento.
Figura 5. Prova de carga em estaca escavada.
O ensaio de prova de carga foi executado pelo método de carregamento lento (SML), de
acordo com as recomendações descritas na NBR 12131. A Figura 5, mostra o sitema montado e a aplicação da pré carga.
Os resultado das provas de carga (Figura 6) podem ser descritos como curvas compostas por dois trechos retilíneos. O primeiro, corresponde a mobilização da resistência lateral e o segundo já com a mobilização da resistência de ponta apresenta grandes deformações com o mesmo incremento de carga.
0,0 2,0 4,0 6,0 8,0 10,0 12,0 14,0 16,0 18,0 20,0 22,0 24,0 26,0 28,0 30,0
0 5 10 15 20 25 30 35 40 45 50
Carga ( t )
Recalque ( mm )
EC1 EC3 EC5 EC6 EC4 EC2
Figura 6. Comportamento da curvas carga x recalque.
Os ensaios de provas de carga apresentaram deslocamentos permanentes não reversíveis quando a estaca foi totalmente descarregada. A Tabela 2 apresenta os valores da carga de ruptura para os critérios utilizados neste trabalho.
Tabela 2. Carga de Ruptura estimada Método de Ruptura ( t ) EST.
QNBR QD QMK QK QVD QMA QM QR
EC1 19,0 18,5 17,0 17,5 27,0 27,0 25,6 26,2 EC2 32,1 31,0 28,0 29,0 48,0 45,0 44,6 49,4 EC3 32,0 31,0 27,5 29,0 50,0 50,0 43,8 50,4 EC4 29,2 28,0 21,7 25,2 55,0 55,0 52,4 53,1 EC5 36,2 35,5 32,5 33,2 57,0 57,0 42,7 46,2 EC6 39,0 38,2 33,5 36,0 63,0 63,0 56,7 47,6
QNBR: carga de ruptura segundo a NBR 6122(1996);
QD: carga de ruptura segundo Davisson
(1972);
QMK: carga de ruptura segundo o critério de intersecção das tangentes (Mansur e Kaufman 1956, citado por Kulhawy F.H., Hirany A., 1989).
QK: carga de ruptura segundo o critério da Inclinação das Tangentes (Kulhawy, et al, 1983);
QVD: carga de ruptura segundo Van Der Veen (1953);
QMA: carga de ruptura segudno o critério de Mazurkiewicz (1972);
QM: carga de ruptura segundo o critério de Massad (1986);
QR: carga de ruptura segundo Décourt (1996).
5 CONCLUSÕES
O primeiro segmento retilíneo da curva dos gráficos correspondente à mobilização lateral, com recalques sempre inferiores a 2mm. O segundo segmento retilíneo, devido à mobilização da resistência de ponta, mostra um crescimento dos recalques praticamente linear até grandes deslocamentos. Esse trecho curvo, que une os dois segmentos retilíneos, tem início em torno de um deslocamento de 0,12% a 0,40% do diâmetro das estacas e fim em torno de 1,5% a 3,0% do diâmetro da estaca.
O comportamento na curva carga-recalque das estacas EC2, EC3, EC4 e EC5 foi similar. A estaca EC1, apresentou a menor rigidez e a EC6 maior rigidez.
As estacas apoiadas na camada superior não apresentaram valores significativos com o aumento do comprimnto, já as estacas apoiadas na camada inferior tiveram um aumento considerável, tendo como critério a NBR 6122/96.
Não foi possível definir de forma nítida a carga de ruptura, necessitando obedecer alguns critérios para obter esse valor, os quais estão mostrados na Tabela 2.
Há uma dispersão entre os métodos de determinação da carga de ruptura, que podem ser separados em três grupos: (a) métodos que apresentam valores menores de estimativa de carga, que são os métodos gráficos (Mansur e Kaufman 1956, Kulhawy 1983); (b) métodos
que apresentaram valores mais elevados de carga de ruptura que adotam algum critério de extrapolação da curva carga-recalque (Van der Veen 1953, Mazurkiewicz 1972, Massad 1986, e Décourt 1996); e (c) métodos que limitam o recalque ou encurtamento elástico da estaca (NBR 6122 1996, e Davisson 1972), que apresentaram valores um pouco superiores aos métodos gráficos. Os valores dos coeficientes de variação quando comparados todos os métodos foram elevados, porém quanto comparados métodos do mesmo grupo estes valores reduzem-se significantemente.
Os métodos para determinação da carga de ruptura sugeridos por Davisson (1972), Mansur e Kaufman (1956), Kulhawy (1983), apresentaram valores na ordem de 0,85 a 0,97%
da carga obtida pela NBR 6122/96.
Os métodos de extrapolação da carga de ruptura sugeridos por Van der Ven (1953), Mazurkiewicz (1972), Massad (1986), e Décourt (1996), apresentaram valores superiores aos obtidos pela NBR 6122/96, da ordem de 42% a 59 %.
REFERÊNCIAS
Associação Brasileira de Normas Técnicas. Estacas – Prova de carga estática: NBR 12131. Rio de Janeiro, 1992.
Associação Brasileira de Normas Técnicas. Projeto e Execução de Fundações: NBR 6122. Rio de Janeiro, 1996.
Davisson, M.T. Estimating Buckling for Piles. 2ª PCSMFE, São Paulo, 1963.
Décourt, L. Ruptura de Fundações e Coeficientes de Segurança a Luz do Conceito de Rigidez. In.
COBRAMSEG, 11., 1998, Brasília. Anais..Brasília:
Vol III, p, 1599 -1606.
Emmer, R. . Implantação do Campo Experimental de Engenharia Geotécnica da UFSM. Dissertação de Mestrado, PPGEC/UFSM, Santa Maria, 2004.
Kulhawy, F. H. & Hirany, A.; “Interpretation of load tests on drilled shafts part 2: Axial uplift”; Foundation Engineering: Current Principles and Practice, vol. 2, pp. 1150-1159; ASCE; 1989
Kulhawy, F. H., Trautmann, C. H., Beech, J.F., O´rourke, T. D., Mcguire, W., Wood, W.A. & Capano, C.;
“Transmission line structure foundations for uplift/compression loading, Report EL 2870, Elec.
Power Res. Inst.; Palo Alto; 1983
Maciel Filho, C. L. Mapa geológico da folha de Camobi.
Texto Explicativo. Santa Maria: Imprensa Universitária/UFSM, 1988. mapa n. 1, 10p.
Massad, F. Notes on the interpretation of failure load
from routine pile loads tests. Solos e Rochas, v. 9, n.
1, p. 33-36, 1986.
Mazurkiewicz, B.K. Test loading of Piles According to Polish Regulations. Swedish Academy of Eng.
Sciences. Prel. Report nº 35. 1972.
Van Der Veen, C. The bearing capacity of pile.
International Conference of Soil Mechanics and Foundation Engineering, 3., 1953, Zurich. v. 2, p.
84-90.
