UNIVERSIDADE NOVE DE JULHO CURSO: ENGENHARIA CIVIL FUNDAÇÕES E OBRAS DE TERRA II - TEXTO DE AULA

UNIVERSIDADE NOVE DE JULHO CURSO: ENGENHARIA CIVIL FUNDAÇÕES E OBRAS DE TERRA II - TEXTO DE AULA 5. Estabilidade de Taludes Os métodos para a análise da estabilidade de taludes, atualmente em uso, baseiam-se na hipótese de haver equilíbrio numa massa de solo, tomada como um corpo rígido-plástico, na iminência de entrar em um processo de escorregamento. Daí a denominação geral de métodos de equilíbrio-limite. Com base no conhecimento das forças atuantes, determinam-se as tensões de cisalhamento induzidas, por meio das equações de equilíbrio. A análise termina com a comparação dessas tensões com a resistência ao cisalhamento do solo em questão. A condição de estabilidade é definida através do Fator de Segurança (FS). Matematicamente esse fator é definido como a expressão do balanço entre as forças resistivas (que tendem a manter o sedimento imóvel) e as forças cisalhantes (que forçam os sedimentos a se movimentarem talude abaixo) ou simplesmente como a razão entre a resistência cisalhante média e a tensão cisalhante ao longo da superfície crítica de ruptura. Valores de FS maiores que 1 indicam estabilidade, valores de FS menores do que 1 indicam instabilidade e valores de F igual a 1 indicam condições limites de estabilidade. No entanto, deve-se observar que a probabilidade de ocorrência de um deslizamento não é função linear do fator de segurança. Para que o movimento de massa efetivamente ocorra, é necessário que um mecanismo disparador inicie o processo. Os principais mecanismos disparadores de origem natural estão associados a ondas de choque geradas por terremotos e a sobrecarga cíclica gerada pela passagem de ondas de tempestades. As ondas sísmicas são ondas compressionais e/ou cisalhantes que causam a aceleração nas partículas de sedimentos. Dependendo da intensidade do terremoto e da distância do epicentro, a aceleração gerada poderia diminuir a resistência do solo de tal forma que ele entre em movimento. Por outro lado, a variação na pressão hidrostática resultante da passagem de cavas e picos das ondas geraria um carregamento cíclico que resultaria em um aumento na poropressão e redução na tensão efetiva do solo, e consequentemente a sua resistência. Outros mecanismos disparadores estão associados a variações 1

acentuadas em escala mundial do nível do mar. Porém estas ocorrem em outra escala de tempo geológico e podem ser consideradas irrelevantes. 5.1 Fator de Segurança O fator de segurança define o estado da estabilidade de uma encosta. Os métodos de análise de estabilidade mais empregados são os analíticos, baseados no equilíbrio limite, em que considera que as forças que induzem a ruptura são balanceadas pelas forças resistentes. O fator de segurança consiste na relação entre a as forças resistentes e as forças solicitantes ao escorregamento. FS = forças resistentes forças atuantes (resistência ao cisalhamento disponível) (resistência mobilizada) Quando a fator de segurança tem valor unitário (FS=1), a encosta encontra-se na condição de equilíbrio limite (estável instável). Quando FS 1, indica que o talude está instável ou na iminência de romper, e FS >1, indica a condição de estabilidade. A água da chuva que se infiltra no solo age das seguintes formas: aumentando o peso próprio (W) e a pressão da água (U); e reduzindo a resistência do solo (τ). Estas mudanças devido à infiltração reduzem as forças resistentes e consequentemente o fator de segurança do talude. Quando o fator de segurança é igual a um (1), o talude atinge o equilíbrio limite ocorrendo o deslizamento. Isso explica a importância de um bom sistema de drenagem, cobertura vegetal e/ou impermeabilização das encostas, dificultando a infiltração das águas superficiais, para evitar escorregamentos. Nas encostas não saturadas, a água intersticial permanece sob ação das forças capilares, em condições de pressão neutra negativa, ou seja, sob tensões de sucção. Com as precipitações pluviométricas intensas, a infiltração da água da chuva gera uma frente de umedecimento, que avança no interior do maciço, em direção ao lençol freático. Segundo WOLLE (1988), a maioria das encostas naturais encontra-se no estado não saturado, com baixo grau de saturação e, mesmo sob fortes precipitações pluviométricas, a profundidade da frente de saturação não é grande. Em função da umidade, o solo pode apresentar-se em três situações distintas: seco (mais correto chamar de natural), não-saturado ou saturado. O solo saturado pode apresentar peso específico submerso ou não submerso, dependendo do nível d água. Os solos não saturados geralmente apresentam nível d água mais profundo. Nesta segunda situação, a água no solo está sofrendo pressão neutra negativa, conhecida por sucção. A sucção dos solos não saturados tende a aumentar a tensão efetiva, a rigidez e a resistência, ou seja, o fator de segurança. 2

Sobre fatores de segurança, a norma NBR 11.682/01 considera nas análises usuais de segurança, o desprezo das deformações que ocorrem naturalmente no talude ou na encosta e que o valor do Fator de Segurança (FS) tem relação direta com a resistência ao cisalhamento do material do talude. Admite-se, portanto, que um maior valor de FS corresponde a uma segurança maior contra a ruptura. Entretanto, no caso de encostas, a variabilidade dos materiais naturais pode reduzir significativamente a segurança, aumentando a probabilidade de ocorrência de uma ruptura da encosta. Na metodologia recomendada a seguir, admite-se que o valor de FS pode variar em função da situação potencial de ruptura do talude, no que diz respeito ao perigo de vidas humanas e à possibilidade de danos materiais e de danos ao meio ambiente. Devem ser consideradas as situações atuais e futuras, previstas ao longo da vida útil do talude estudado. Os valores de FS indicados a seguir são válidos para todos os casos de carregamentos definidos pelo engenheiro civil que elaborou o projeto, incluindo hipóteses sobre a situação do nível de água, sobrecargas, alterações previstas na geometria, ação de sismos e outros. Os Fatores de Segurança (FS) considerados nesta norma têm a finalidade de cobrir as incertezas naturais das diversas etapas de projeto e construção. Dependendo dos riscos envolvidos, deve-se inicialmente enquadrar o projeto em uma das seguintes classificações de Nível de Segurança, definidas a partir da possibilidade de perdas de vidas humanas (Tabela 4) e de danos materiais e ambientais (Tabela 5): Tabela 4. Nível de segurança desejado contra a perda de vidas humanas. NBR 11682 Nível de segurança Alto Médio Baixo Critérios Áreas com intensa movimentação e permanência de pessoas, como edificações públicas, residenciais, ou industriais, estádios, praças e demais locais, urbanos ou não, com possibilidade de elevada concentração de pessoas. Ferrovias e rodovias de tráfego intenso. Áreas e edificações com movimentação e permanência restrita de pessoas. Ferrovias e rodovias de tráfego moderado. Áreas e edificações com movimentação e permanência eventual de pessoas. Ferrovias e rodovias de tráfego reduzido. 3

Tabela 5. Nível de segurança desejado contra danos materiais e ambientais. NBR 11682 Nível de segurança Alto Médio Baixo Critérios Danos Materiais: Locais próximos a propriedades de alto valor histórico, social ou patrimonial, obras de grande porte e áreas que afetem serviços essenciais. Danos ambientais: Locais sujeitos a acidentes ambientais graves, tais como nas proximidades de oleodutos, barragens de rejeito e fábricas de produtos tóxicos. Danos Materiais: Locais próximos a propriedades de valor moderado. Danos ambientais: Locais sujeitos a acidentes ambientais moderados. Danos Materiais: Locais próximos a propriedades de valor reduzido. Danos ambientais: Locais sujeitos a acidentes ambientais reduzidos. O enquadramento nos casos previstos nas Tabelas 4 e 5 deverá ser justificado pelo engenheiro civil geotécnico, sempre de comum acordo com o contratante do projeto e atendendo às exigências dos órgãos públicos competentes. O fator de segurança mínimo a ser adotado no projeto, levando-se em conta os níveis de segurança preconizados nas Tabelas 4 e 5, deverá ser estipulado de acordo com a Tabela 6 (NBR 11682). Os fatores de segurança indicados na Tabela 6 referem-se às análises de estabilidade interna e externa do maciço, sendo independentes de outros fatores de segurança recomendados por normas de dimensionamento dos elementos estruturais de obras de contenção, como por exemplo, do concreto armado e de tirantes injetados no terreno. Entende-se por estabilidade interna aquela que envolve superfícies potenciais de escorregamento localizadas, a serem estabilizadas pela estrutura de contenção, como no caso de uma cunha de empuxo ativo. Por outro lado, a estabilidade externa é aquela que envolve superfícies de escorregamento globais. No caso de estruturas de arrimo reforçadas por tirantes, tiras, grampos ou geossintéticos, por exemplo, as superfícies localizadas interceptam os elementos de reforço (estabilidade interna), enquanto que as superfícies globais não interceptam estes elementos (estabilidade externa). 4

Tabela 6. Fatores de segurança mínimos para deslizamentos. NBR 11682. Nível de segurança Contra danos a vidas humanas Contra danos materiais Contra danos ambientais Alto 1,5 1,5 1,4 Médio 1,5 1,4 1,3 Baixo 1,4 1,3 1,2 Esta tabela não se aplica para os casos de rastejo, voçorocas, ravinas, e queda ou rolamento de blocos. 5.2 Métodos de Cálculo Utilizado o livro: Fundamentos de Engenharia Geotécnica. Braja M. Das. Editora Thomson. Superfícies de ruptura planas, páginas: 472 a 479 da 7ª edição. Superfícies de ruptura circular, páginas: 458 a 463 da 6ª edição. 6. Estabilização e Reparo de Taludes Principais medidas mitigadoras: 1 Modificação da geometria do talude Remover material da área que induz a ruptura Adicionar material na área que fornece estabilidade Reduzir o ângulo do talude 2 Drenagem Drenagem superficial Trincheiras preenchidas com material drenante. Poços verticais auto-drenantes ou com bombeamento Drenos sub-horizontais 3 Estruturas de Contenção Muros de gravidade Crib-wall Gabião Estacas Aterros reforçados Redes de contenção 4 Reforço interno do talude Tirantes; Solo grampeado; Colunas de solo/cimento. 5

As Figuras 25 a 27 apresentam exemplos de medidas mitigadoras. Figura 25. Sistema de drenagem em taludes. Drenagem Drenagem Figura 26. Drenagem superficial Figura 27. Estrutura de contenção. 7. Empuxos de terra Entende-se por empuxo de terra a ação horizontal produzida por um maciço de solo sobre as obras com ele em contato. A determinação do valor do empuxo de terra é fundamental para a análise e o projeto de obras como muros de arrimo, cortinas de estacas-prancha, construção de subsolos, etc. O empuxo atuando sobre o elemento estrutural provoca deslocamentos horizontais. Em função da elasticidade do material (E e µ) verifica-se existir uma proporcionalidade entre a tensão vertical e a correspondente tensão horizontal. O material recebe o esforço e se deforma segundo seus parâmetros de elasticidade. E = módulo de elasticidade = tensão / deformação µ = coeficiente de Poisson = deformação horizontal / deformação vertical Teoria da elasticidade 6

O empuxo é definido pelas tensões horizontais; sendo resultado do coeficiente de empuxo de terra (K) pela tensão efetiva vertical, acrescido da parcela da poropressão (u), quando for o caso da presença do N.A. no maciço. Assim, como descrito acima: K = σ H / σ v σ H = k. σ v + u σ H σ H tensão principal horizontal efetiva σ v Tensão principal vertical efetiva K- coeficiente de empuxo u - poropressão O valor de K depende de vários parâmetros geotécnicos do solo dentre os quais se podem citar: ângulo de atrito, índice de vazios, razão de pré-adensamento 1, etc. A determinação do coeficiente de empuxo na condição de repouso pode ser feita a partir de ensaios de laboratório e ensaios de campo, teoria da elasticidade ou correlações empíricas. As teorias clássicas sobre empuxo de terra foram formuladas por Rankine (1856) e Coulomb (1773), sendo desenvolvidas por Poncelet, Culmann, Rebhann, Krey, Caquot, Ohde, Terzaghi, Brinch Hansen e outros. Rankine baseou-se na hipótese de que uma ligeira deformação no solo é suficiente para provocar uma total mobilização da resistência de atrito, produzindo o estado ativo se o solo sofre expansão (tração no solo) e passivo se sofre compressão. Este texto se baseia na teoria de Rankine. 7.1. Diagrama de tensões horizontais: Caso se desloque um volume de massa de solo de uma região, podemos substituí-lo por um plano cujo traço é OO`, conforme Figura 28. Terrapleno Caso 1 - Maciço de solo homogêneo, com uma única camada sem N.A. e com o terrapleno horizontal (i = 0), isto é, não há desenvolvimento de pressão neutra. Solo sem coesão (c = 0). σ h = k. γ.h γ - peso específico do solo H altura do maciço K coeficiente de empuxo Figura 28. Diagrama de tensões horizontais (caso 1). 1 É a relação entre a máxima tensão vertical já experimentada pelo solo e a tensão vertical efetiva atual de campo, ou seja, é a razão entre a tensão de pré-adensamento do solo e a sua tensão vertical efetiva em campo. OCR = σ vmáx / σ vcampo = σ vp / σ vcampo. 7

Traçando-se o diagrama de pressões horizontais ou pressões laterais que agem sobre o plano, teremos condições de calcular a resultante deste esforço horizontal, que é simplesmente chamado de empuxo, que corresponde a área do diagrama de pressões horizontais e age no centro de gravidade do mesmo, isto é, no terço inferior de sua altura, se a figura geométrica for um triângulo. Dedução da equação do empuxo: (considerando o diagrama da figura 28) E = E = H H H H. dh = k.. dh = k.. H. dh = k γ. H. dh 0 σ H 1 2 2 k. γ. H E = 0 σ V 1 2 0 γ. 0 2 k. γ. H Representa a área do triângulo: (B x H)/2 Caso 2 - No caso de maciços homogêneos, com terrapleno horizontal, em presença de N.A., o gráfico de tensões horizontais, fica da seguinte maneira: Nível de terra = nível de água H Caso 2 Solo sem coesão. O empuxo neste caso fica: E = ½ k. γ sub.h 2 + ½ γ a.h 2 σ h = k. γ sub.h Solo submerso σ h = γa.h água Onde: γ a - peso específico da água Figura 29. Diagrama de tensões horizontais em presença de N.A. 8

Caso 3 - No caso de maciços homogêneos e solos com coesão (argilas), com terrapleno horizontal, o gráfico de tensões horizontais, fica da seguinte maneira: Coesão do solo trapézio Caso 3 Solo com coesão. A área relativa à coesão, do lado esquerdo do plano, é deduzida do diagrama das tensões existentes do lado direito do mesmo plano. Sendo a área considerada para cálculo do E, o trapézio resultante (Figura 30.B). σ h = (A) σ h = (B) - A área do trapézio pode ser dividida em um retângulo e um triângulo (Figura 30.C). z Neste caso o empuxo fica: E = ½ k a. γ.z 2-2.c`.z.k a γ.z.ka 2c. ka γ.z.ka -2 c`. ka (C) + O empuxo se anula (Ea=0), quando a altura for = 2.z 0. Denominada de altura crítica (h crit ). Figura 30. Diagrama de tensões horizontais em solos coesivos. 7.2. Empuxo no estado ativo, passivo e no repouso. Quando determinada estrutura é construída para suportar um maciço de solo, as forças que o solo exerce sobre a estrutura são de natureza ativa. O solo empurra a estrutura, que reage, tendendo a afastar-se do maciço. Na Figura 31 estão apresentadas algumas obras deste tipo. 9

Mas, no caso contrário, quando é a estrutura que é empurrada contra o solo, a força exercida pela estrutura sobre o solo é de natureza passiva. Um caso típico deste tipo de interação solo-estrutura é o de fundações que transmitem ao maciço, forças de elevada componente horizontal, como é o caso de pontes em arco (Figura 32). Em determinadas obras, a interação solo-estrutura pode englobar simultaneamente as duas categorias referidas. É o caso da Figura 33, onde se representa um muro-cais ancorado. Quando não há movimentos do muro na lateral, o empuxo é dito no repouso. Figura 31. Exemplos apresentando empuxo de natureza ativa. Figura 32. Exemplo apresentando empuxo de natureza passiva. Figura 33. Muro-cais ancorado apresentando pressões passivas e ativas. 10

Os gráficos das Figuras 34 e 35 apresentam as tensões atuantes (ativas, passivas e repouso) de acordo com o movimento do muro ou parede. K - Coeficientes de empuxo de terra Figura 34. Variações no tipo de empuxo com o deslocamento da parede. Figura 35. Variação da magnitude da pressão lateral de terra com a inclinação do muro. Tabela 7. Valores típicos de La/H e Lp/H (variações do deslocamento horizontal em relação a altura do muro). 11

Segundo Rankine, quando o empuxo é ativo, a parede AB se afasta do terrapleno e a pressão vertical será maior que a horizontal (Figura 36 A). Neste caso e para solos não coesivos: Ka = σ`a / σ`0 = tg 2. (45 o - φ/2) No empuxo passivo, para que se produza o deslizamento, o empuxo deverá ser maior do que o peso do terrapleno, assim, a pressão principal maior é a horizontal e a menor, a vertical (Figura 36 B). Neste caso e para solos não coesivos, Kp = σ`p / σ`0 = tg 2. (45 o + φ`/2) Movimento do plano Movimento do plano (A) (B) Figura 36. Ângulos e planos de deslocamento no empuxo ativo e passivo. Substituindo os valores de Ka e Kp nas equações da tensão horizontal, temos: σ = γ. h. tg (45 a φ ) 2c. tg(45 2 ) 2 2 o o φ o φ` o σ `p = γ. h. tg (45 + ) + 2c`. tg(45 + 2 2 φ ` ) 2 A Tabela 8 apresenta os coeficientes de empuxo ativo e passivo de acordo com o ângulo de atrito interno do solo. Tabela 8. Coeficiente de empuxo ativo e passivo. φ (graus) Ka Kp 0 1,00 1,00 10 0,70 1,42 20 0,49 2,04 25 0,41 2,47 30 0,33 3,00 φ (graus) Ka Kp 35 0,27 3,69 40 0,22 4,40 45 0,17 5,83 50 0,13 7,55 60 0,07 13,90 12

Valores de K 0, como já mencionado, podem ser calculados através da teoria da elasticidade, ficando: K 0 = µ / 1- µ No caso dos solos o Coeficiente de Poisson é variável em função do material e da situação de estar drenado ou não. Desta maneira, A Tabela 9 apresenta estes valores calculados. E a Tabela 10 apresenta de uma forma genérica, os valores para K 0 segundo CAPUTO, 1987. Ainda, JAKY (1944) propõe a seguinte equação empírica considerada para solos normalmente adensados: K 0 = 1- sen φ. Tabela 9. Valores de K 0 calculados. Solo K 0 efetivo drenado K 0 total sem drenagem Argila média (mole) 0,6 1,0 Argila dura 0,5 0,8 Areia solta 0,6 - Areia compacta 0,4 - Considerado o coeficiente de Poisson para solos: 0,25 < µ < 0,5. Tabela 10. Valores genéricos de K 0 (Caputo, 1987). Solo K 0 Argila 0,70 a 0,75 Argila solta 0,45 a 0,50 Areia compacta 0,40 a 0,45 Resolvido em sala exercícios considerando o nível de água abaixo da superfície do maciço e considerando solos estratificados (mais de uma camada). 8. Muros de Contenção Muros são estruturas corridas de contenção de parede vertical ou quase vertical, apoiadas em uma fundação rasa ou profunda. Podem ser construídos em alvenaria (tijolos ou pedras) ou em concreto (simples ou armado), ou ainda, de elementos especiais. Os muros de arrimo podem ser de vários tipos: gravidade (construídos de alvenaria, concreto, gabiões ou pneus), de flexão (com ou sem contraforte) e com ou sem tirantes. 13

Figura 37. Terminologia. Na verificação de um muro de arrimo, seja qual for a sua seção, devem ser investigadas as seguintes condições de estabilidade: tombamento, deslizamento da base, capacidade de carga da fundação e ruptura global, como indica a Figura 38. Figura 38. Estabilidade de muros de arrimo. Nos casos de estabilidade de muros de gravidade e de muros de flexão, deverão ser atendidos os seguintes fatores de segurança: Tabela 11. Requisitos para estabilidade de muros de contenção - NBR 11682: Verificação da segurança Fator de segurança mínimo Tombamento 2,0 Deslizamento na base 1,5 Capacidade de carga da fundação 3,0 Obs.: Na verificação da capacidade de carga da fundação, poderão ser alternativamente utilizados os critérios e fatores de segurança preconizados pela NBR-6122. 14

8.1. Método construtivo Durante a compactação do retro aterro surgem esforços horizontais adicionais associados a ação dos equipamentos de compactação. Os empuxos resultantes podem ser superiores aos calculados pelas teorias de empuxo ativo. Há na literatura alguns trabalhos que tratam do assunto. Na pratica, alguns engenheiros preferem aplicar um fator de correção da ordem de 20% no valor do empuxo calculado. Outros sugerem alterar a posição da resultante para uma posição entre 0,4H a 05H, contado a partir da base do muro, ao invés de H/3. 8.2. Parâmetros de resistência Os parâmetros de resistência são usualmente obtidos para a condição de ruptura (pico da curva tensão-deformação) do solo e, dependendo da condição de projeto, devem ser corrigidos por fatores de redução, conforme indicado abaixo: Onde: φ d e c d são, respectivamente, o ângulo de atrito e a coesão para dimensionamento. φ p e c p são, respectivamente, o ângulo de atrito e a coesão de pico; e FSφ e FSc são os fatores de redução para atrito e coesão, respectivamente. Os valores de FSφ e FSc devem ser adotados na faixa entre 1,0 e 1,5, dependendo da importância da obra e da confiança na estimativa dos valores dos parâmetros de resistência φ p e c p. No contato do solo com a base do muro, deve-se sempre considerar a redução dos parâmetros de resistência. O solo em contato com o muro é sempre amolgado e a camada superficial é usualmente alterada e compactada, antes da colocação da base. Assim sendo, deve-se considerar: Ângulo de atrito solo muro (φ) = 2φ/3 Adesão (a) = 2c/3 a 3c/4 8.3. Segurança contra o Tombamento Para que o muro não tombe em torno da extremidade externa (ponto A da Figura 39), o momento resistente deve ser maior do que o momento solicitante. O momento resistente (Mres) corresponde ao momento gerado pelo peso do muro. O momento solicitante (Msolic) é definido como o momento do empuxo total atuante em relação 15

ao ponto A. O coeficiente de segurança contra o tombamento é definido como a razão: 2,0 2,0 Figura 39. Segurança contra o tombamento. 8.4. Segurança contra o Deslizamento A segurança contra o deslizamento consiste na verificação do equilíbrio das componentes horizontais das forças atuantes, com a aplicação de um fator de segurança adequado: onde: Σ F res = somatório dos esforços resistentes; Σ F solic = somatório dos esforços solicitantes; FS desliz = fator de segurança contra o deslizamento. A Figura 40 ilustra os esforços atuantes no muro. O fator de segurança contra o deslizamento será: Onde: Ep = empuxo passivo; Ea = empuxo ativo; S = esforço cisalhante na base do muro. O empuxo passivo, quando considerado, deve ser reduzido por um Fator de segurança entre 2 e 3, uma vez que sua mobilização requer a existência de 16

deslocamentos significativos. Alternativamente, esta componente pode ser simplesmente desprezada. Figura 40. Segurança contra o deslizamento. O valor de S é calculado pelo produto da resistência ao cisalhamento na base do muro vezes a largura; isto é: As duas medidas ilustradas na Figura 41 permitem obter aumentos significativos no fator de segurança: base do muro é construída com uma determinada inclinação, de modo a reduzir a grandeza da projeção do empuxo sobre o plano que a contém; muro prolongado para o interior da fundação por meio de um dente ; dessa forma, pode-se considerar a contribuição do empuxo passivo. Figura 41. Medidas para aumentar o FS contra deslizamento na base do muro. 17

8.5. Capacidade de Carga da Fundação A capacidade de carga consiste na verificação da segurança contra a ruptura e deformações excessivas do terreno de fundação. A análise geralmente considera o muro rígido e a distribuição de tensões linear ao longo da base. Se a resultante das forças atuantes no muro localizar-se no núcleo centra da base do muro, o diagrama de pressões no solo será aproximadamente trapezoidal. O terreno estará submetido apenas a tensões de compressão. A Figura 42 apresenta os esforços atuantes na base do muro. A distribuição de pressões verticais na base do muro apresenta uma forma trapezoidal e esta distribuição não uniforme é devida à ação combinada do peso W e do empuxo E sobre o muro. Figura 42. Capacidade de carga da fundação. Para evitar a ruptura do solo de fundação do muro, o critério usualmente adotado recomenda que: Sendo q max a capacidade de suporte calculada pelo método clássico de Terzaghi- Prandtl (Terzaghi e Peck, 1967), considerando a base do muro como sendo uma sapata, conforme mostra a equação: q máx = q c`. N c + qs. N + 0,5. γ. B`.N γ f Onde: B = B - 2e = largura equivalente da base do muro (parcela referente ao atrito); c = coesão do solo de fundação; γ f = peso específico do solo de fundação; Nc, Nq, Nγ = fatores de capacidade de carga; 18

qs= sobrecarga efetiva no nível da base da fundação (qs = 0, caso a base do muro não esteja embutida no solo de fundação.) 8.6. Segurança contra a Ruptura Global A última verificação refere-se à segurança do conjunto muro-solo. A possibilidade de ruptura do terreno segundo uma superfície de escorregamento ABC (Figura 43) também deve ser investigada. Para isso, devem ser utilizados os conceitos de análise da estabilidade geral. Figura 43. Estabilidade global. Para o cálculo do fator de segurança pode ser utilizado qualquer método de cálculo de equilíbrio limite, normalmente empregado para avaliação da estabilidade de taludes. Como por exemplo, Método das Fatias Fellenius. Este método consiste em dividir a massa de solo em fatias e considerar as forças atuantes em cada uma delas. 8.7. INFLUÊNCIA DA ÁGUA Grande parte dos acidentes envolvendo muros de arrimo está relacionada ao acúmulo de água no maciço. A existência de uma linha freática no maciço é altamente desfavorável, aumentando substancialmente o empuxo total. O acúmulo de água, por deficiência de drenagem, pode duplicar o empuxo atuante. O efeito da água pode ser direto, resultante do acúmulo de água junto ao tardoz interno do muro, ou indireto, produzindo uma redução da resistência ao cisalhamento do maciço em decorrência do acréscimo das pressões intersticiais. A resistência ao cisalhamento dos solos é expressa pela equação: 19

O efeito direto é o de maior intensidade podendo ser eliminado ou bastante atenuado, por um sistema de drenagem eficaz. Todo cuidado deve ser dispensado ao projeto do sistema de drenagem para dar vazão a precipitações excepcionais e para que a escolha do material drenante seja feita de modo a impedir qualquer possibilidade de colmatação ou entupimento futuro. 20