ESTRUTURA-DE-FUNDAÇÕES-E-CONTENÇÕES

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SUMÁRIO 
 
SUMÁRIO ................................................................................................................... 2 
1 INTRODUÇÃO .............................................................................................. 4 
2 FUNDAÇÕES ............................................................................................... 5 
3 FUNDAÇÕES RASAS .................................................................................. 5 
3.1 Execução de fundações rasas ...................................................................... 7 
3.1.1 Métodos dos cavaletes ............................................................................... 10 
3.1.2 Método das tábuas corridas ........................................................................ 10 
3.1.3 Equipamentos topográficos ........................................................................ 11 
3.2 Capacidade de carga das fundações e tensão admissível dos solos ......... 11 
3.3 Recalques ................................................................................................... 12 
3.4 Recalques admissíveis ............................................................................... 13 
4 FUNDAÇÕES PROFUNDAS ...................................................................... 15 
4.1 Fundações por estacas ............................................................................... 16 
4.1.1 Classificação das estacas ........................................................................... 17 
4.1.2 Definições e métodos construtivos das estacas ......................................... 18 
4.1.3 Critérios para escolha do tipo de estaca ..................................................... 22 
4.1.4 Capacidade de carga das estacas .............................................................. 22 
4.2 Fundações por tubulões ............................................................................. 22 
4.2.1 Tubulões a céu aberto ................................................................................ 23 
4.2.2 Tubulões a ar comprimido .......................................................................... 24 
4.2.3 Prescrições normativas de tubulões ........................................................... 25 
4.2.4 Capacidade de carga dos tubulões............................................................. 26 
5 ESTRUTURA DE CONTEÇÕES .......................................................................... 27 
3 
 
 
5.1 Estrutura de contenção rígida ..................................................................... 28 
5.2 Estrutura de contenção flexível ................................................................... 28 
5.3 Tipos de muros ........................................................................................... 28 
5.3.1 Muro de gravidade ...................................................................................... 29 
5.3.1.1 Muro de alvenaria de pedras ...................................................................... 47 
5.3.1.2 Muro de gabiões ......................................................................................... 48 
5.3.1.3 Muro de concreto ciclópico ......................................................................... 49 
5.3.1.4 Muro de saco solo-cimento ......................................................................... 49 
5.3.1.5 Muro de solo reforçado ............................................................................... 50 
5.3.1.6 Muro de flexão em concreto armado .......................................................... 50 
5.3.1.7 Muro em fogueira (“crib wall”) ..................................................................... 51 
5.3.1.8 Muro de pneus ............................................................................................ 52 
5.3.2 Solo grampeado ......................................................................................... 52 
5.3.3 Cortina ancorada ........................................................................................ 54 
5.4 Sistema de drenagem ................................................................................. 55 
5.4.1 Sistema de drenagem superficial ................................................................ 55 
5.4.2 Sistema de drenagem subsuperficial .......................................................... 55 
5.5 Segurança contra a ruptura global .............................................................. 56 
6 REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS............................................................ 57 
 
4 
 
 
1 INTRODUÇÃO 
 
 
Prezado aluno! 
 
 
O Grupo Educacional FAVENI, esclarece que o material virtual é semelhante 
ao da sala de aula presencial. Em uma sala de aula, é raro – quase improvável - um 
aluno se levantar, interromper a exposição, dirigir-se ao professor e fazer uma 
pergunta, para que seja esclarecida uma dúvida sobre o tema tratado. O comum é 
que esse aluno faça a pergunta em voz alta para todos ouvirem e todos ouvirão a 
resposta. No espaço virtual, é a mesma coisa. Não hesite em perguntar, as 
perguntas poderão ser direcionadas ao protocolo de atendimento que serão 
respondidas em tempo hábil. 
Os cursos à distância exigem do aluno tempo e organização. No caso da 
nossa disciplina é preciso ter um horário destinado à leitura do texto base e à 
execução das avaliações propostas. A vantagem é que poderá reservar o dia da 
semana e a hora que lhe convier para isso. 
A organização é o quesito indispensável, porque há uma sequência a ser 
seguida e prazos definidos para as atividades. 
 
Bons estudos! 
5 
 
 
2 FUNDAÇÕES 
 
Fundações são elementos estruturais cuja função é transmitir as cargas 
atuantes sobre a superestrutura da edificação para o maciço de solo. Portanto, o 
tipo de fundação utilizado depende das cargas transmitidas pela estrutura e das 
características geotécnicas do maciço de solo. A topografia do terreno e as 
características das construções vizinhas também influenciam no projeto de 
fundações (VELLOSO; LOPES, 2010). 
Assim, analisa-se a possibilidade de utilizar os vários tipos de fundação, em 
ordem crescente de complexidade e custos (WOLLE, 1993). 
As fundações podem ser classificadas em rasas ou profundas. Nas 
fundações rasas, a transmissão de cargas se dá nas primeiras camadas do maciço 
de solo. Nas fundações profundas, por outro lado, a capacidade de suporte 
necessária para resistir às cargas transmitidas pela edificação somente é obtida em 
camadas mais profundas do maciço de solo (SANTOS, 2017). 
Incertezas estão presentes em todo o canteiro de obra, até mesmo em 
construções com alto nível de planejamento. No caso da fundação de uma 
edificação o cuidado na decisão deve ser ainda maior. Logo que um construtor inicia 
o projeto de sua obra, ele se depara com uma das decisões mais impactante do seu 
empreendimento: definir qual tipo de fundação irá executar para sustentar sua 
edificação. Ainda mais desafiante que optar por um ou outro método, é lidar com a 
possível carência de conhecimento técnico do proprietário da obra, em que muitas 
vezes culmina em total “terceirização” da tomada de decisão ao projetista ou aos 
fornecedores que executam o serviço. Todavia, a inexistência de discussões sobre 
o tema pode ocasionar indesejados custos ou até mesmo problemas à edificação 
(NUERNBERG 2018). 
Fundações bem projetadas correspondem de 3% a 10% do custo total do 
edifício; porém, se forem mal concebidas e mal projetadas, podem atingir 5 a 10 
vezes o custo da fundação mais apropriada para o caso (BRITO, 1987). 
 
3 FUNDAÇÕES RASAS 
 
As fundações rasas — também denominadas superficiais — são aquelas em 
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que a transmissão de cargas ocorre logo nas primeiras camadas do maciço de solo. 
De modo geral, considera-se como fundação rasa aquela executada com até 2 m 
de profundidade. 
Nas fundações rasas, as cargassão transmitidas diretamente ao terreno 
pelas pressões distribuídas sob a base da fundação. Isso resulta na mobilização de 
esforços resistentes exclusivamente na superfície de contato entre a base da 
fundação e o solo (CINTRA; AOKI; ALBIERO, 2011). Desse modo, as fundações 
rasas são classificadas como fundações diretas. 
O projeto de fundações rasas deve satisfazer os seguintes critérios, de 
acordo com REBELLO (2008, p. 41): 
 
As camadas superficiais do maciço de solo devem possuir resistência 
suficiente para resistir às cargas transmitidas pelos elementos de 
fundação; 
Os elementos de fundação devem ser executados com profundidade 
máxima de 2 m, visto que profundidades superiores elevariam os custos 
deescavação e reaterro. 
 
As fundações rasas podem ser divididas, de acordo com as suas 
características estruturais, em quatro grupos principais: blocos, sapatas, vigas de 
fundação e radiers. Veja no Quadro 1 as principais características de cada grupo. 
 
Quadro 1. Principais grupos de fundações rasas 
 
GRUPO DESCRIÇÃO 
Bloco Elemento de fundação superficial de concreto, dimensionado 
de modo que as tensões de tração nele resultantes sejam 
resistidas pelo concreto, sem necessidade de armadura. 
Pode ter as faces verticais, inclinadas ou escalonadas e 
apresentar planta de seção quadrada ou retangular. 
Sapata Elemento de fundação 
superficial, de 
concreto armado 
dimensionado de 
modo que as tensões 
Sapatas 
isoladas 
Cada elemento de 
fundação recebe e 
transmite o 
carregamento de um 
único pilar. 
7 
 
 
 de tração nele 
resultantes sejam 
resistidas pelo 
emprego de armadura 
especialmente 
dispostas para esse 
fim. Pode ter 
espessura constante 
ou variável e sua 
base em planta é 
normalmente 
quadrada, retangular 
ou trapezoidal. 
Sapatas 
associadas 
Sapata comum a mais 
de um pilar. 
 
Sapatas 
corridas ou 
baldrames 
 
Sapata sujeita à 
ação de uma carga 
distribuída 
linearmente ou de 
pilares ao longo de 
um mesmo 
alinhamento. 
Vigas de 
fundação 
As vigas de fundação são elementos de fundação lineares, 
formados por vigas de concreto armado, que recebem vários 
pilares situados no mesmo alinhamento. O cruzamento de 
várias vigas de fundação resulta em uma estrutura 
denominada grelha de fundação. 
Radier Elemento de fundação superficial que abrange parte ou 
todos os pilares de uma estrutura, distribuindo os 
carregamentos. 
Fonte: Adaptado de ABNT (2019). 
 
 
3.1 Execução de fundações rasas 
 
Antes de iniciar a execução das fundações, o profissional responsável deve 
verificar se os seguintes serviços foram realizados: 
 
 Estudo geotécnico do maciço de solo, determinando o tipo de solo, a 
sua resistência e a existência e posição do lençol freático; 
 Projeto arquitetônico e estrutural, indicando as dimensões, posições e 
alinhamentos dos elementos de fundação; 
 Limpeza do terreno, de modo a retirar a cobertura vegetal, resíduos e 
dejetos orgânicos e não orgânicos da área onde a obra será executada. 
Satisfeitas essas exigências, o profissional responsável pode dar início à 
execução da obra, por meio da locação das fundações. A locação consiste na 
demarcação, no terreno, da posição dos elementos de fundação, de acordo com as 
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informações constantes no projeto arquitetônico e estrutural. Os procedimentos de 
locação variam de acordo com a complexidade da obra e da disponibilidade de 
recursos humanos, materiais e financeiros (YAZIGI, 2009). 
Após a locação dos elementos de fundação, providencia-se a escavação do 
terreno. Nota-se que a escavação resultará em maior ou menor volume, 
dependendo do tipo de fundação a ser executado. Na execução de blocos e sapatas 
isoladas ou associadas, é necessária apenas a abertura de uma cava; já na 
execução de sapatas corridas e vigas de fundação, é necessária a abertura de valas 
lineares. Para a execução de radier, todo o solo sobre a construção deverá ser 
escavado, visto que o elemento de fundação consiste em uma laje que recebe toda 
a estrutura da construção. 
A escavação deve ser realizada até a cota de apoio da fundação, respeitando 
uma folga de 20 cm na abertura, em relação à dimensão de projeto, de modo a 
permitir a execução posterior das fôrmas de concretagem. A cota de apoio não deve 
ser inferior a 70 cm, a fim de garantir a proteção do elemento de fundação aos 
agentes atmosféricos e ao fluxo de água. A escavação é iniciada a partir do 
elemento de fundação mais profundo (YAZIGI, 2009). 
A escavação em terrenos inclinados deve ser realizada de forma escalonada, 
conforme apresentado na Figura 1a. A abertura de valas inclinadas, conforme 
Figura 1b, resulta em um plano de escorregamento, que pode acarretar patologias 
e risco de ruptura para a construção (BORGES 2009). 
 
Figura 1. Escavação em terrenos inclinados. 
 
 
Fonte: Adaptado de Borges (2009). 
 
A escavação deve ser realizada de modo a garantir o nivelamento do fundo 
da vala. O nivelamento pode ser verificado por meio de nível a laser ou nível de 
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mangueira. Em seguida, o fundo da vala deve ser compactado e regularizado, até 
5 cm abaixo da cota de apoio, com um soquete de 5 kg ou com um compactador 
mecânico do tipo sapo (YAZIGI, 2009). 
Durante a escavação, o profissional deve sempre atentar para a existência 
de formigueiros ou a presença de matéria orgânica. Formigueiros consistem em 
vazios no maciço de solo que podem causar recalques imediatos e danificar a 
estrutura. Solos com matéria orgânica tendem a apresentar menor resistência 
mecânica e maior deformabilidade, prejudicando a segurança e estabilidade da 
estrutura (BORGES 2009). 
Após a regularização, deve-se executar um lastro de concreto simples, com 
5 cm de espessura, no fundo da vala. O lastro de concreto tem por objetivo 
regularizar a superfície onde o elemento de fundação será executado e uniformizar 
a transmissão das cargas que descarregam na fundação (YAZIGI, 2009). 
Para a execução do elemento de fundação, confeccionam-se fôrmas de 
madeira, que são construídas com sarrafos e tábuas de madeira. Essas fôrmas 
devem ser escoradas em estacas de madeira apoiadas no fundo e nas laterais da 
vala. O alinhamento, nivelamento e esquadro das fôrmas deve ser verificado 
durante e após o seu posicionamento na vala (YAZIGI, 2009). 
Após o posicionamento das fôrmas, insere-se a armadura de aço, quando 
necessário. Em geral, as sapatas possuem apenas armadura inferior e armadura 
de cisalhamento, enquanto o radier e as vigas de fundação possuem armadura 
inferior e superior, além da armadura de cisalhamento. A definição do diâmetro e da 
disposição das armaduras de aço depende de projeto estrutural prévio (YAZIGI, 
2009). 
 
Figura 2. Disposição das armaduras de aço em uma sapata de fundação. 
10 
 
 
 
Fonte: Adaptado de Multistock/Shutterstock. 
 
O concreto utilizado deve apresentar resistência compatível com as 
necessidades do projeto. De acordo com a complexidade da obra e disponibilidade 
de recursos, o concreto utilizado poderá ser produzido in loco ou em central, sendo 
lançado por meio de bombeamento (YAZIGI, 2009). 
 
3.1.1 Métodos dos cavaletes 
Nesse processo, os elementos construtivos são locados por meio de fios de 
náilon amarrados a pregos fixados em cavaletes opostos. Os cavaletes são 
formados por uma travessa pregada a duas estacas fixadas ao solo. A principal 
desvantagem do método, reside na facilidade de deslocamento dos cavaletes, 
devido a choques de carrinhos de mão e pontapés. O método dos cavaletes é 
recomendado para obras simples ou de pequeno porte (BORGES 2009). 
 
3.1.2 Método das tábuas corridas 
Nesse processo, são fixados ao solo pontaletes de pinho afastados 1,50 m 
entre si e 1,20 m em relação à face externa do elemento de fundação. Nos 
pontaletes, são fixadas tábuas sucessivas, delimitando a área a ser construída e 
permitindo a locação dos elementos de fundação. A locação por tábuascorridas 
implica maior gasto que o processo por cavaletes, mas confere maior precisão e 
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segurança à locação das fundações, devido à impossibilidade de deslocamento dos 
pontos marcados. O método é utilizado em construções de pequeno e médio porte 
(BORGES, 2009). 
 
3.1.3 Equipamentos topográficos 
 
Em obras de maior complexidade e com maior disponibilidade de recursos 
financeiros, a locação pode ser realizada com o auxílio de equipamentos 
topográficos eletrônicos, por exemplo, a estação total. A utilização desse processo 
demanda a contratação de empresa especializada (BORGES, 2009). 
 
3.2 Capacidade de carga das fundações e tensão admissível dos solos 
 
A capacidade de carga de uma fundação (σr) é definida como: 
 
A tensão transmitida pelo elemento de fundação capaz de provocar a 
ruptura do solo ou a sua deformação excessiva. 
 
A capacidade de carga das fundações depende de uma série de variáveis, 
como por exemplo, das dimensões do elemento de fundação, da profundidade de 
assentamento, das características dos solos. 
Segundo a NBR 6122/2019, a capacidade de carga dos solos pode ser 
calculada por vários métodos, destacando-se: 
 Provas de carga sobre placas, cujos resultados devem ser 
interpretados levando-se em consideração as relações de comportamento entre a 
placa e a fundação real; 
 Métodos teóricos, como as formulações clássicas desenvolvidas por 
Terzaghi (1943), Meyehof (1963), Vésic (1974), que são baseadas principalmente 
nas propriedades de resistência ao cisalhamento e compressibilidade dos solos; 
 Métodos empíricos, nos quais a capacidade de carga é obtida com 
base na descrição das condições do terreno e em tabelas de tensões básicas; 
 Métodos semi-empíricos: aqueles em que as propriedades dos 
materiais são estimadas por meio de correlações e são usadas em teorias da 
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Mecânica dos Solos. 
De acordo com a NBR 6122/2019, a tensão admissível de uma fundação 
direta é: 
A tensão aplicada ao solo que provoca apenas recalques que a construção 
pode suportar sem inconvenientes, oferecendo segurança satisfatória 
contra a ruptura ou o escoamento do solo ou do elemento estrutural, 
 
Podendo ser obtida segundo duas filosofias de projeto diferentes: 
 Aplicando-se um fator de segurança global à capacidade de carga obtida por 
qualquer um dos métodos citados anteriormente. Neste caso, o valor deste fator de 
segurança depende da precisão da metodologia empregada para o cálculo da 
capacidade de carga, sendo normalmente, definida pelo seu autor em função das 
incertezas envolvidas (estimativas dos carregamentos, propriedades dos solos) 
(CINTRA et al., 2003); 
 Pela aplicação dos fatores de segurança parciais, aos parâmetros de 
resistência do maciço de solos. Neste caso, a tensão admissível é igual ao valor da 
capacidade de carga obtida por qualquer método a partir dos parâmetros de 
resistência do solo empregados (CINTRA et al., 2003). 
 
3.3 Recalques 
 
Os recalques de uma fundação superficial podem ser definidos como o 
deslocamento vertical, para baixo, da base do elemento de fundação em relação ao 
indeformável, sendo resultante basicamente das deformações que ocorrem no 
maciço de solo sob a ação da carga atuante (CINTRA et al., 2003). 
Segundo CINTRA et al. (2003), os recalques apresentados pelas fundações 
superficiais podem ser classificados em: 
 
 Recalque total ou absoluto (ρ): deslocamento total e individual do 
elemento de fundação superficial; 
 Recalque diferencial ou relativo (δ): diferença entre os recalques totais 
de dois elementos de fundação circunvizinhos; 
 Distorção angular ou recalque diferencial específico (δ/l): calculado 
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como a razão entre o recalque diferencial entre dois elementos de fundação e a 
distância (l) entre eles. 
 
A grande variabilidade das características do subsolo, as estimativas das 
cargas provenientes da estrutura, a variabilidade das dimensões dos elementos de 
fundação, faz com que a ocorrência de recalques diferenciais seja praticamente 
inevitável (CINTRA et al., 2003). 
Uma medida indireta dos recalques diferenciais pode ser feita a partir da 
determinação da magnitude dos recalques totais ou absolutos, que são formados 
por duas parcelas, conforme mostrado na equação seguinte: 
 
ρ = ρc + ρi 
 
 
Onde: 
ρc: recalque por adensamento do solo; 
ρi: recalques imediatos. 
Os recalques por adensamento (ρc) são resultantes das deformações 
volumétricas dos solos, especialmente em argilas saturadas. Este tipo de recalque 
ocorre pela expulsão da água existentes nos vazios dos solos, que se dá ao longo 
de períodos de tempo prolongados, e são calculados pela Teoria do Adensamento 
(CINTRA et al., 2003). 
Os recalques imediatos (ρi) são provenientes das deformações a volume 
constante, que ocorrem em um tempo muito curto, se comparado com aquele 
necessário para a ocorrência dos recalques por adensamento, ou seja, quase 
simultaneamente com a aplicação do carregamento. Os recalques imediatos são 
normalmente calculados pela Teoria da Elasticidade da Mecânica dos Solos, que 
considera o solo como um material elástico, hipótese está bem razoável para níveis 
de tensão inferiores à tensão admissível dos solos (CINTRA et al., 2003). 
 
3.4 Recalques admissíveis 
A tensão admissível e a carga admissível dependem da sensibilidade da 
14 
 
 
construção projetada aos recalques que futuramente irão ocorrer, principalmente os 
recalques diferenciais que causarão distorções angulares nas peças estruturais. 
Elevados recalques nas fundações poderão levar à ruptura das estruturas e 
consequentemente à ruína da construção devido ao acréscimo de esforços 
produzidos nas peças estruturais, ou ainda prejudicar a sua funcionalidade (NBR 
6122/2019). 
Com base em observações de cerca de uma centena de edifícios, foi 
associado ocorrência de danos com valores-limite para a distorção angular δ/l, onde 
δ é o recalque diferencial entre dois pilares, e l a distância entre eles (SKEMPTON- 
MACDONALD, 1956). 
Os valores-limite e seus efeitos estabelecidos por SKEMPTON- 
MACDONALD (1956) foram: 
 
• δ/l = 1:300 – trincas em paredes; 
• δ/l = 1:150 – danos estruturais em vigas e colunas de edifícios 
correntes. 
Se uma estrutura sofresse recalques totais igualmente ao longo de toda a 
sua extensão não deveria ser causado nenhum tipo de dano, mesmo para valores 
elevados de recalque. Entretanto, a ocorrência de recalques totais uniformes não 
ocorre, devido a várias causas, como excentricidade da carga, incertezas sobre a 
real grandeza das cargas atuantes, heterogeneidade do subsolo, sendo, portanto, 
a limitação do recalque total uma das maneiras de se limitar os recalques 
diferenciais (TEIXEIRA, 1996). 
Para estruturas usuais de aço ou concreto, apresentam as seguintes 
recomendações para os recalques diferenciais e para os recalques totais limites 
(SKEMPTON-MACDONALD, 1956): 
 Para areias: 
Recalque diferencial máximo = 25 mm 
Recalque total máximo = 40 mm para sapatas isoladas; 
Recalque total máximo = 40 a 65 mm para radier. 
 Para argilas: 
Recalque diferencial máximo = 40 mm 
15 
 
 
Recalque total máximo = 65 mm para sapatas isoladas; 
Recalque total máximo = 65 a 100 mm para radier. 
Estes valores não se aplicam aos casos de prédios em alvenaria portante, 
para os quais os critérios devem ser mais rigorosos. Os danos causados por 
movimentos de fundações são agrupados em três categorias (SKEMPTON- 
MACDONALD apud TEIXEIRA e GODOY 1996): 
 Arquitetônicos: são aqueles visíveis ao observador comum, causando 
algum tipo de desconforto: trincas em paredes, recalques de pisos, desaprumo de 
edifícios; 
 Funcionais: são aqueles que comprometem a utilização da 
construção; 
 Estruturais: são aqueles causados a estrutura propriamente dita, isto 
é pilares, vigas e lajes, podendo comprometer a sua estabilidade. 
 
4 FUNDAÇÕES PROFUNDAS 
 
As fundações profundasse caracterizam por transmitir as cargas 
provenientes da estrutura por meio da sua base (resistência de ponta), da sua 
superfície lateral (resistência de fuste ou resistência de atrito lateral) ou da 
combinação das duas. Desse modo, essas fundações são classificadas como 
indiretas (VELLOSO; LOPES, 2010). 
Nas fundações profundas a profundidade de assentamento deve ser maior 
que o dobro da menor dimensão em planta do elemento de fundação, conforme 
esquematicamente mostrado na Figura 3 (NBR 6122/2019). 
 
Figura 3. Fundação profunda segundo a NBR 6122/2019. 
16 
 
 
 
Fonte: Adaptado de NBR 6122/2019. 
 
 
De acordo com a NBR 6122/2019, se enquadram na definição apresentada 
acima os seguintes elementos: 
Quadro 1. Grupos de fundações profundas 
 
GRUPO DESCRIÇÃO 
Estacas Elemento de fundação profunda executado com o auxílio de 
ferramentas ou equipamentos sem que haja descida de operário em 
qualquer fase de execução (cravação a percussão, prensagem,
 vibração, ou por escavação), podendo ser 
constituído de madeira, aço, concreto. 
Tubulões Elemento cilíndrico de fundação profunda que, em pelo menos na 
sua fase final, ocorre descida de operário, podendo ser executado 
a céu aberto ou a ar comprimido, e ter ou não, a base alargada. 
Caixões Elemento de fundação de forma prismática, concretado na 
superfície do terreno, e instalado por escavação interna, podendo-
se ainda na sua instalação usar, ou não, ar 
comprimido, e ter, ou não, a sua base alargada. 
Fonte: Adaptado de ABNT (2019). 
 
As fundações profundas são normalmente utilizadas quando os solos 
superficiais não apresentam capacidade de suportar elevadas cargas, ou 
estão sujeitos a processos erosivos, e também, quando existe a 
possibilidade da realização de uma escavação futura nas proximidades da 
obra (VELLOSO; LOPES, 2010). 
 
 
4.1 Fundações por estacas 
 
17 
 
 
4.1.1 Classificação das estacas 
 
Atualmente é grande a variedade de estacas empregadas como elementos 
de fundação nas obras civis correntes, diferindo-se entre si basicamente pelo 
método executivo e materiais de que são constituídas. 
Vários são os critérios para a classificação das estacas, dentre os quais se 
destacam: 
 Efeito produzido no solo: 
Grande deslocamento; 
Pequeno deslocamento; 
Sem deslocamento; 
 
 
 Processo de execução: 
o Estacas moldadas in loco: 
Estacas tipo Franki; 
Estacas sem lama bentonítica: estacas tipo Strauss, estacas escavadas 
mecanicamente com trado helicoidal, estacas tipo broca; 
Estacas tipo hélice contínua; 
Estacas escavadas com lama bentonítica; 
Estacas injetadas: micro estacas e as estacas-raiz; 
 
 
o Estacas pré-moldadas: 
Estacas de concreto; 
Estacas de madeira; 
Estacas metálicas; 
 
 Forma de funcionamento: 
Estacas de ponta: trabalham basicamente pela resistência de ponta; 
Estacas de atrito ou flutuante: trabalham somente por atrito lateral 
desenvolvido no fuste; 
Estaca mista; 
 
 
18 
 
 
 Forma de carregamento: 
Estacas de compressão; 
Estacas de tração; 
Estacas de flexão. 
 
4.1.2 Definições e métodos construtivos das estacas 
 
A seguir são apresentadas as definições, processos executivos, vantagens e 
desvantagens de alguns dos principais tipos de estacas empregadas no Brasil como 
elemento de fundação: 
 
 Estaca tipo Franki 
 
Estaca moldada in loco executada pela cravação, por meio de sucessivos golpes de 
um pilão, de um tubo de ponta fechada por uma bucha seca constituída de pedra e 
areia, previamente firmada na extremidade inferior do tubo por atrito. Esta estaca 
possui base alargada e é integralmente armada (NBR 6122/2019). 
 
A estaca do tipo Franki foi introduzida como fundação há mais de 85 anos 
por Edgard Frankignoul na Bélgica, sendo empregada pela primeira vez no Brasil 
em 1935, na Casa Publicadora Baptista no Rio de Janeiro (HACHICH et al., 1998). 
 
Figura 4. Esquema representando a execução de uma estaca tipo Franki. 
19 
 
 
Fonte: Velloso e Lopes (2010, p. 207). 
 
 
 Estacas tipo broca 
Tipo de fundação profunda executada por perfuração com trado, e posterior 
concretagem in loco, normalmente com diâmetro variando entre 15 e 25 cm e 
comprimento de até 6,0 m. As estacas tipo broca são normalmente empregadas 
para pequenas cargas, pelas limitações que envolvem o seu processo de execução. 
As estacas tipo broca apresentam como vantagem o fato de não provocar 
vibrações durante a sua execução, evitando desta forma, danos nas estruturas 
vizinhas, além de poder servir de cortinas de contenção para construção de 
subsolos, quando executadas de forma justapostas. Entretanto, as principais 
desvantagens referem-se às limitações de execução em profundidades abaixo do 
nível d’água, principalmente em solos arenosos, devendo-se também evitar a sua 
execução em argilas moles saturadas, a fim de evitar possíveis estrangulamentos 
no fuste da estaca. 
Figura 5. Esquema de trado rotativo. 
 
 
Fonte: Rebello (2008, p. 70). 
 
 
 Estaca tipo Strauss 
 
Estaca executada por perfuração do solo com uma sonda ou piteira e 
revestimento total com camisa metálica, realizando-se gradativamente o 
lançamento e apiloamento do concreto, com retirada simultânea do 
20 
 
 
revestimento (NBR 6122/2019). 
 
A execução requer um equipamento constituído de um tripé de madeira ou 
de aço, um guincho acoplado a um motor (combustão ou elétrico), uma sonda de 
percussão munida de válvula em sua extremidade inferior, para a retirada de terra, 
um soquete com aproximadamente 300 kg, tubulação de aço com elementos de 2 
a 3 metros de comprimento, rosqueáveis entre si, um guincho manual para retirada 
da tubulação, além de roldanas, cabos de aço e ferramentas. 
 
 Estacas escavadas mecanicamente com trado helicoidal 
Este tipo de estaca é executado a partir de uma escavação prévia feita no 
terreno por um trado helicoidal mecânico onde, posteriormente, é feita a 
concretagem in loco. Pelas características do processo executivo pode-se observar 
que este tipo de estaca é encontra-se no grupo de estacas que não provocam 
descolamento do solo durante a sua execução. 
O equipamento para execução deste tipo de estaca compreende 
basicamente um trado helicoidal mecânico. Em geral o diâmetro das perfuratrizes 
varia de 0,2 m a 1,7 m, podendo-se executar estacas com profundidades variando 
de 6,0 a 10 m, conforme o comprimento do trado utilizado. 
 
 Estacas tipo hélice contínua 
 
Estaca de concreto moldada in loco, executada mediante a introdução no 
terreno, por rotação, de um trado helicoidal contínuo no terreno e injeção 
de concreto pela própria haste central do trado, simultaneamente à sua 
retirada, sendo a armadura introduzida após a concretagem da estaca 
(NBR 6122/2019). 
 
Dentre as principais vantagens deste tipo de estaca destacam-se a elevada 
produtividade, promovida pela versatilidade de equipamento, que por sua vez leva 
à economia devido à redução dos cronogramas de obra, pode ser executada na 
maior parte dos maciços de solo, exceto quando ocorrem matacões e rochas, não 
produz distúrbios e vibrações típicos dos equipamentos a percussão, controle de 
qualidade dos serviços executados, além de não causar a descompressão do 
terreno durante a sua execução. As principais desvantagens estão relacionadas ao 
21 
 
 
porte do equipamento, que necessita de áreas planas e de fácil movimentação, pela 
sua produtividade exige central de concreto no canteiro de obras, e pelo seu custo 
é necessário um número mínimo de estacas a se executar para compensar o custo 
com a mobilização do equipamento. 
 
 Estacas injetadas 
 
Estaca moldada in loco, armada, executada por perfuração rotativa ou 
rotopercussiva e injetada com calda de cimento por meio de um tubo com 
válvulas (manchete). 
 
As estacas injetadas diferem dos demais tipos por poderem ser executadas 
com maiores inclinações (0º a 90º), apresentar resistência de fuste bastante 
superior, se comparadaaos demais tipos de estaca com mesmos diâmetros, e 
resistir a esforços de compressão e tração, desde que convenientemente armadas, 
com a mesma eficiência, pelo fato de resistir à carga de trabalho praticamente 
apenas por atrito lateral (HACHICH et al., 1998). 
Dentre as suas aplicações podem ser citadas: estabilização de encostas, 
reforço de fundações, execução de fundações em terrenos com blocos de rocha ou 
antigas fundações, execução de fundações em alto mar (“offshore”). 
Em função do processo de injeção do agente aglutinante, as estacas 
injetadas são normalmente divididas em dois grupos: 
o Estacas-raiz: são aquelas em que se aplicam injeções de ar 
comprimido, a baixas pressões (inferiores a 5,0 MPa), imediatamente após a 
moldagem do fuste e no topo do mesmo, simultaneamente com a remoção do 
revestimento; 
o Micro estacas: as injeções são realizadas empregando-se válvulas 
tipo “manchete” instaladas nas escavações previamente realizadas. 
 Estacas pré-moldadas 
 
Estaca constituída de segmentos de pré-moldado ou pré-fabricado de 
concreto e introduzida no terreno por golpes de martelo de gravidade, de 
explosão, hidráulico ou por martelo vibratório. Para fins exclusivamente 
geotécnicos não há distinção entre estacas pré-moldadas e pré-fabricadas, 
e para os efeitos desta Norma elas são denominadas pré-moldadas (NBR 
6122/2019). 
22 
 
 
 
Pela natureza do processo executivo este tipo de estacas classifica-se como 
estacas de grande deslocamento. As estacas pré-moldadas são ainda subdivididas, 
conforme o material empregado na sua execução, em: 
o Estacas de concreto 
o Estacas de madeira 
o Estacas metálicas 
 
4.1.3 Critérios para escolha do tipo de estaca 
 
Segundo HACHICH et al., (1998), para a escolha do tipo de estaca a ser 
utilizada em uma determinada obra devem ser observados os seguintes aspectos: 
 Esforços nas fundações, procurando-se distinguir 
 Características do subsolo 
 Características da obra 
 Características de construções vizinhas 
 
 
4.1.4 Capacidade de carga das estacas 
 
A capacidade de carga de uma fundação profunda, estaca ou tubulão isolado, 
é definida como a força aplicada sobre o elemento de fundação que provoca apenas 
recalques que a construção pode suportar sem inconvenientes, oferecendo 
simultaneamente segurança satisfatória contra a ruptura do solo ou do elemento de 
fundação (NBR 6122/2019). 
Segundo ALONSO (1983), o cálculo da capacidade de carga de uma estaca 
pode ser feito por meio de dois métodos: 
 
 Realização de provas de carga; 
 Métodos semi-empíricos, dentre os quais destacam-se o método de 
Aoki e Velloso (1975), e o método de Decourt e Quaresma (1978). 
 
4.2 Fundações por tubulões 
23 
 
 
 
Elemento de fundação profunda em que, pelo menos na etapa final da 
escavação do terreno, faz-se necessário o trabalho manual em 
profundidade para executar o alargamento de base ou pelo menos para a 
limpeza do fundo da escavação, uma vez que neste tipo de fundação as 
cargas são resistidas preponderantemente pela ponta (NBR 6122/2019). 
 
4.2.1 Tubulões a céu aberto 
 
Os tubulões a céu aberto são elementos estruturais de fundação profunda 
construídos a partir da concretagem realizada em um poço aberto no terreno, 
geralmente dotado de base alargada (ALONSO, 1983). 
Os tubulões a céu aberto são normalmente executados acima do nível d’água 
natural ou rebaixado, ou, em casos especiais, em terrenos saturados onde seja 
possível bombear a água sem riscos de desmoronamento. No caso de o 
carregamento atuar apenas na direção vertical não há necessidade de se armar o 
tubulão, sendo necessário, neste caso, apenas uma ferragem de topo para a ligação 
do mesmo com o bloco de coroamento (ALONSO, 1983). 
Esses tubos podem ser feitos de concreto simples ou concreto armado. 
No caso de apenas cargas de compressão, apenas uma estrutura de conexão 
entre o tubo e o bloco de coroamento. (MARINHO, 2019). 
 Quanto ao processo de execução do tubulões a céu aberto, podemos 
resumir o seguinte: 
 Realizar escavação manual ou mecânica do poço até o nível do 
projeto. Quando necessário, camisas de concreto ou metal devem 
ser usadas para evitar o colapso do solo. 
 Então, após atingir o nível do projeto, expande-se a base. Além de 
verificar a limpeza do poço, um engenheiro ou profissional 
habilitado também deve realizar uma inspeção para comprovar que 
o solo no fundo da tubulação está de acordo com as expectativas 
do projeto para a liberação do concreto do poço. 
 A concretagem da tubulação deve ser realizada imediatamente 
após a inspeção. Em seguida, o concreto simples deve ser lançado 
24 
 
 
da superfície através de um funil com comprimento mínimo de 
1,5m. Como não é necessário vibrador, o concreto deve ser 
plástico o suficiente para ocupar todo o volume da fundação. 
(MARINHO, 2019). 
4.2.2 Tubulões a ar comprimido 
 
geralmente usado acima do lençol freático. No entanto, em circunstâncias 
especiais, o solo também pode ser usado em solo saturado, e a água pode ser 
bombeada de dentro do tubulão. Esses tubos podem ser feitos de concreto simples 
ou concreto armado. No caso de apenas cargas de compressão, apenas uma 
estrutura de conexão entre o tubo e a saliência é necessária, a qual é distribuída ao 
longo do eixo. 
Os tubulões a ar comprimido, com camisa de concreto, ou de aço, são 
utilizados quando se deseja executar tubulões em solos onde haja água e não seja 
possível o seu esgotamento devido ao perigo de desmoronamento das paredes da 
escavação (HACHICH et al., 1998). 
Neste tipo de tubulão, a pressão máxima de ar comprimido empregada é de 
3,4 atm (340 kPa, ou aproximadamente 34 mca), razão pela qual estes tubulões 
têm sua profundidade limitada a aproximadamente 30 m abaixo do nível d’água. É 
importante ressaltar que no caso de utilização de ar comprimido, em qualquer etapa 
de execução, deve-se observar que o equipamento deve permitir que se atendam 
rigorosamente os tempos de compressão e descompressão prescritos pela boa 
técnica e pela legislação vigente, só se admitindo trabalhos sobre pressões 
superiores a 150 kPa quanto as seguintes providências forem tomadas (HACHICH 
et al., 1998): 
 Equipe permanente de socorro médico à disposição da obra; 
 Câmara de descompressão equipada disponível na obra; 
 Compressores e reservatórios de ar comprimido de reserva; 
 Renovação de ar garantida, sendo o ar injetado satisfatório para o 
trabalho humano. 
O processo de execução pode ser resumido da seguinte forma: 
25 
 
 
 Deve ser feito um poço primário com um diâmetro de 1,0 ma 2,0 m, servindo 
de apoio as formas, se o revestimento for de concreto, servindo de prumo para 
as camisas de metal. 
 Em seguida, a escavação manualmente ou mecanicamente deverá continuar 
até que o nível da água seja alcançado. O andamento da escavação deve 
acompanhar as concretagens da camisa de concreto ou soldas de camisas 
metálicas. Para revestimentoda camisa de concreto, a resistência de projeto do 
concreto deve ser considerada. 
 Quando o nível da água é atingido, uma campânula de ar comprimido é 
instalada na parte superior da camisa para permitir o trabalho a seco no bico. 
A partir daí, serão realizadas escavações de 1,0 ma 1,5 m de profundidade 
para concretar as camisa de concreto ou solda da camisa metálica. 
 Deverá ser executada esta sequência "escavação-concreto-escavação" até 
que o nível de assentamento do projeto seja alcançado. Então, neste momento, 
o engenheiro ou profissional habilitado desce até o fundo da tubulação para 
inspecionar o fundo e autorizar a concretagem. 
 O concreto deve ser derramado imediatamente após a inspeção. Utilza-se de 
campânula por meio do cachimbo de concretagem até a concretagem total do 
tubulão. (MARINHO, 2019). 
 
4.2.3 Prescrições normativas de tubulões 
 
 
De acordo com a NBR 6122:2019, o diâmetro mínimo do fuste é de 70 cm. 
No entanto, aNR 18 do Ministério do Trabalho e Emprego decidiu que esse diâmetro 
só poderá ser utilizado com a defesa técnica do engenheiro responsável pela 
fundação. Se não houver esse motivo, a NR 18 determina que o diâmetro mínimo seja 
de 80 cm. 
Alargamento da base: altura máxima da base do tubulão seja de 1,80 m. 
Porém, para o tubo de ar comprimido, desde que a estabilidade da inclinação da base 
seja garantida durante o processo de abertura, a altura máxima da base é de 3,0 m. 
26 
 
 
O alargamento da base deve ter a forma de tronco cónico, com rodapé de 20 
cm na base, com inclinação máxima de 60º. (MARINHO, 2019). 
 Fonte:(MARINHO, 2019) 
 
Com formato circular ou de falsa elipse. 
 
 Fonte:(MARINHO, 2019) 
 
 A especificação determina que, no caso de executar tubulões próximos de 
diferentes níveis, o mais profundo deve ser executado primeiro e, em seguida, o mais 
raso. Além disso, foi determinado que a extensão da base não pode ser realizada 
simultaneamente em dois túbulos menores que 2,5 vezes o diâmetro máximo da base. 
Por fim, a especificação determina que o solo de sustentação do duto deve ser 
aprovado por profissionais qualificados antes do lançamento do duto. (MARINHO, 
2019). 
4.2.4 Capacidade de carga dos tubulões 
 
27 
 
 
Para a capacidade de carga dos tubulões é válida a mesma definição dada 
pela NBR 6122/2019, e já apresentada anteriormente, para as fundações 
profundas. O cálculo da capacidade de carga dos tubulões normalmente é feito por 
um dos seguintes processos (ALONSO, 1983): 
 
 Formulação clássica de Terzaghi, analogamente ao que já foi exposto 
para o cálculo da capacidade de carga das sapatas, uma vez, que no 
dimensionamento dos tubulões só é levada em consideração a sua resistência de 
ponta; 
 Com base em ensaios de laboratório, como por exemplo, no caso das 
argilas, em que a tensão admissível pode ser adotada como: 
 s = pa 
Onde: 
pa: tensão de pré-adensamento das argilas; 
 
 Com base no valor médio da resistência à penetração medida no 
ensaio SPT numa profundidade igual a duas vezes o diâmetro da base, a partir da 
cota de assentamento do tubulão: 
  
Nspt 
 
 
(Mpa) 
s 
30
 
 
 
 
 
5 ESTRUTURA DE CONTEÇÕES 
 
 
São estruturas projetadas para resistir a empuxos de terra e/ou água, cargas 
estruturais e quais quer outros esforços induzidos por estruturas vizinhas ou 
equipamentos adjacentes (JOOPERT JR.,2007). 
A estrutura de contenção deve proporcionar a integridade dos vizinhos durante 
a escavação. A necessidade de executarmos as contenções, ou ao menos 
delimitarmos a escavação por taludes, é evidente: a segurança (JOOPERT JR.,2007). 
 
 
28 
 
 
Podemos estudar diversas técnicas de execução de contenção enfocando- 
as de diferentes maneiras. Por exemplo: 
 Pela existência ou não de contenção em si; 
 Pela transitoriedade da contenção; 
 Pelo funcionamento estrutural da contenção; 
 Pela forma de obtenção de equilíbrio. 
 
 
5.1 Estrutura de contenção rígida 
 
As estruturas de contenção rígidas geralmente são estruturas corridas 
verticais ou quase verticais, geralmente apoiadas sobre uma fundação rasa. Podem 
ser construídas em alvenaria (tijolos ou pedras) ou em concreto (simples ou armado) 
ou ainda de elementos especiais (JOOPERT JR.,2007). 
Nesse tipo de estrutura de contenção, o peso próprio do muro exerce uma 
contribuição significante para a estabilidade da estrutura, ficando sujeita apenas a 
deslocamento de translação e de rotação e não apresenta praticamente 
deformações por flexão, como é o caso dos muros de suporte de gravidade 
(JOOPERT JR.,2007). 
5.2 Estrutura de contenção flexível 
 
As estruturas de contenção flexíveis são definidas como: 
 
Estruturas relativamente pouco espessas, que apresentam elevada 
resistência à flexão, dando o peso próprio da parede uma contribuição 
insignificante para a estabilidade da estrutura. 
 
Já TERZAGHI (1943) é mais pragmático, definindo as estruturas de 
contenção flexíveis como: 
 
Cortinas que experimentam em serviço deformações por flexão e essas 
deformações são susceptíveis de condicionar a grandeza e a distribuição 
dos empuxos. 
 
 
5.3 Tipos de muros 
 
29 
 
 
5.3.1 Muro de gravidade 
 
Muros de gravidade são estruturas corridas que se opõem aos empuxos 
horizontais pelo peso próprio. Geralmente, são utilizadas para conter desníveis 
pequenos ou médios, inferiores a cerca de 5m. Os muros de gravidade podem ser 
construídos de pedra ou concreto (simples ou armado), gabiões ou ainda, pneus 
usados (GEO-RIO, 2014). 
 Dimensionamento de muro de gravidade 
 
Podemos dividir o dimensionamento do muro de gravidade em três estágios: 
 Cálculo de empuxo; 
 Pré-dimensionamento do muro de arrimo: as dimensões iniciais do muro de 
gravidade; 
 Verificação da estabilidade do muro: verifica-se o equilíbrio do muro e a 
tensão no solo. (MARINHO, 2019). 
 
 Pré-dimensionamento 
 
Na prática, pré-dimensionamento para as três geometrias de muros de arrim 
de gravidade mais comumente usadas são: 
 Muro de seção retangular 
Utilizadas para pequenas alturas de conteção. Podemos usar a equação 
da figura abaixo para pré-projetar este tipo de muro com pedra de argamassa 
ou concreto ciclópico.Observe que, normalmente,que os pré-
dimensionamentos de muros começam a partir da altura do solo a ser contida, 
geralmente esse é o dado inicial que conhecemos. (MARINHO, 2019). 
30 
 
 
 
Fonte:(MARINHO, 2019) 
 
 Muro de seção trapezoidal 
 
Talvez sejam os muros de gravidade mais comumente usadas. Este tipo 
de estrutura de pré-dimensionamento poderá ser construido de acordo com a 
equação mostrada na figura abaixo. 
Fonte:(MARINHO, 2019) 
 
31 
 
 
 Muro com perfil escalonado 
Este tipo de muro é uma solução amplamente utilizada em estruturas 
cujo material de construção é a pedra de argamassa. (MARINHO, 2019). 
 Fonte:(MARINHO, 2019) 
 
 Condições de estabilidade 
Considere o empuxo ativo agindo no muro de gravidade. 
 
 Fonte:(MARINHO, 2019) 
 
32 
 
 
Reconheça-se que o empuxo ativo causa duas tendências no muro: deslizar 
ao longo da base e tombamento do muro. 
Fonte:(MARINHO, 2019) 
 
Portanto, podemos dizer que considerando o equilíbrio estático do muro, 
temos. 
Onde: 
 FH: forças horizontais atuantes no muro; 
 MA: momentos em torno do ponto A. 
 
 Verificação de estabilidade ao deslizamento 
33 
 
 
 
Fonte:(MARINHO, 2019) 
 
Observe que o empuxo ativo tende a mover o muro de contenção para 
a esquerda, enquanto o empuxo passivo e o atrito entre o solo e o muro na 
base da estrutura resistem ao movimento oposto ao empuxo 
ativo.Chamaremos as forças que tendem a causar deslocamento no muro de 
FD, no caso FD=Ea. E as que resistem a esse movimento de FR. (MARINHO, 
2019). 
 
Em que: 
Em que μ é o coeficiente de atrito entre a base do muro de arrimo e o 
solo. 
Para garantir a estabilidade do muro em relação ao deslizamento, é 
utilizado um fator de segurança, geralmente considerado 1,5, mas pode ser 
utilizado um valor superior. (MARINHO, 2019). 
34 
 
 
Portanto, temos: 
 Verificação de estabilidade ao tombamento 
Analise a figura abaixo com as forças atuantes no muro e seus pontos 
de aplicação. 
Fonte:(MARINHO, 2019) 
 
Observe que o empuxo ativo tende a tombar o muro em relação ao ponto 
A, enquanto o peso do muro e o empuxo passivo causam momentos de 
resistência a esse tombamento. Chamemos MT de momento de tombamento e 
MR de momento resistente ao tombamento. (MARINHO, 2019). 
 
 
É geralmente considerado que o fator de segurança é 1,5 para garantir 
a estabilidade do muro ao tombamento. 
Portanto, temos: 
35 
 
 
 
 
 Capacidadede carga da fundação 
Verificar a capacidade de carga na base do muro de arrimo nada mais 
é do que garantir que o solo da área da base não seja excessivamente 
deformado. Para muros de arrimo de gravidade, geralmente os tratamos como 
corpos rígidos, de modo que a tensão na base será distribuída de maneira 
linear. Dizemos que a base do muro terá a compressão advinda do seu peso 
próprio e a flexão na base ocasionada pelos empuxos de terra e por uma 
possível excentricidade do seu peso. (MARINHO, 2019). 
Fonte:(MARINHO, 2019) 
 
Calcula-se as tensões da base, através das fórmulas das mecânicas dos 
solos para flexocompressão normal. As formulações apresentadas são válidas 
para a análise longitudinal de 1,0m de muro de arrimo. (MARINHO, 2019). 
 
 
36 
 
 
 
Onde: 
 P: somatório das cargas verticais; 
 A: área da base da fundação; 
 M: somatório dos momentos na base; 
 b: dimensão transversal da base do muro. (MARINHO, 2019). 
 
 Verificação de ruptura global 
 
A verificação da estabilidade do sistema muro-solo em relação à 
estabilidade geral é realizada analisando a ruptura global do maciço. Na 
imagem é demonstrada a situação de possibilidade de ruptura do maciço. A 
superfície de escorregamento da cunha de solo é indicada pelo trecho ABC. 
(MARINHO, 2019). 
Fonte:(MARINHO, 2019) 
 
Verifica-se o equilíbrio da cunha, sendo utilizados os métodos de cálculo de 
equilíbrio limite, que são os mesmos utilizados na avaliação de estabilidade de 
37 
 
 
taludes. (MARINHO, 2019). 
 
Cálculo - Exemplo: 
Dimensionar um muro de gravidade em concreto ciclópico
 para um desnível de 3,0 m, utilizando como solução 
um muro de seção escalonada. 
Dados do solo local: 
 
Seguindo as instruções para realizar o pré-dimensionamento temos: 
 
Fonte:(MARINHO, 2019) 
 
Forças atuantes sobre o muro. 
 Empuxos do solo (ativo e passivo); 
38 
 
 
 Peso próprio do muro; 
 Peso de solo sobre o muro, na região escalonada; 
 Força de atrito na base do muro. 
 
Na representação das forças sobreo muro temos: 
Fonte: (MARINHO, 2019) 
 
A seguir, calcula-seremos todas as ações que atuam no muro por metro 
de largura, ou seja, para os cálculos a seguir, considera-se uma largura de muro 
de 1,0 m. 
 Cálculo dos empuxos ativo e passivo atuantes sobre o muro: 
 Cálculo das tensões horizontais, e por consequência, os empuxos atuantes 
39 
 
 
no muro: 
 Empuxo ativo e passivo e seus pontos de aplicação no muro, que são o 
centroide dos respectivos prismas de tensões: 
 
 
Lembre-se que este tipo de nível de aplicação de carga (veja a imagem 
acima) está sendo calculado em relação ao ponto A na base do muro, que é o 
ponto de verificação da estrutura inclinada. (MARINHO, 2019). 
 
 Cálculos dos pesos próprios 
Para calcular o peso próprio , do muro e o solo acima do muro, conforme 
mostrado na foto acima, dividimos em várias parcelas. Calcula-se cada ponto 
e o ponto de aplicação correspondente em relação ao ponto A, e finalmente 
determina-se o peso total e seu ponto de aplicação. (MARINHO, 2019). 
 
 
 
 
 
 
 
 
40 
 
 
 
Agora que ja se conhece todas as parcelas do peso próprio do muro, 
sabe-se que o peso total é a soma de todas as pacelas e, de acordo com o 
conceito mecânico. (MARINHO, 2019). 
 O ponto de aplicação do peso total pode ser calculado pela seguinte 
fórmula: 
 
 
41 
 
 
Para calcular o peso do solo acima do muro, usa-se o mesmo raciocínio, 
portanto temos: 
 
Após o cálculo todas as forças atuantes sobre o muro de gravidade, 
vamos para as verificações de deslizamento, tombamento e capacidade de 
carga do solo. (MARINHO, 2019). 
 
 Verificação ao deslizamento 
Analisando as forças no muro de gravidade, temos as seguintes 
soluções: 
 
 
 
 
42 
 
 
 
Fonte: (MARINHO, 2019) 
 
Para a verificação de deslizamento, temos que: 
 
Por equilíbrio de forças verticais, podemos deduzir: 
Logo: 
 
Temos, portanto, que: 
Em outras palavras, podemos garantir que o muro de gravidade está 
43 
 
 
seguro. Observe também que, como o fator de segurança é muito maior do que 
1,5, também pode-se retornar ao estágio de pré-determinação do tamanho e 
sugerir o uso de um muro menos robusto. (MARINHO, 2019). 
 
 Verificação ao tombamento 
Fonte: (MARINHO, 2019) 
 
 
 A seguir, introduziremos as forças calculadas com seus pontos de aplicação, 
e calcularemos os momentos relacionado ao ponto de tombamento A. (MARINHO, 
2019). Notamos que os momentos causados pelo peso próprio do muro, o peso do 
solo e o empuxo passivo tendem a estabilizar o muro. O momento causado pelo 
empuxo ativo tende a tombar o muro de gravidade. (MARINHO, 2019). 
 Dessa forma, os momentos resistente e tombante são: 
 
https://www.guiadaengenharia.com/wp-content/uploads/2019/04/verificacao-tombamento.png
https://www.guiadaengenharia.com/wp-content/uploads/2019/04/verificacao-tombamento.png
44 
 
 
 
 
Logo, o fator de segurança ao tombamento, será: 
 
 Verificação da capacidade de carga da base 
 Para verificar a capacidade de carga da base do muro de gravidade, deve-se 
analisar os momentos e as forças de compressão que trabalham na base do muro 
que estão sempre relacionados ao centro de gravidade da base. (MARINHO, 2019). 
Na figura abaixo, tome o ponto C como centro da base, que está a 1,5m do 
ponto A previamente delineado. (MARINHO, 2019). 
Desta forma, a força e o momento que atua na base do muro são: 
Fonte: (MARINHO, 2019) 
 
45 
 
 
Quando aplica-se uma força vertical ao centro da base (ponto C), deve-se 
também considerar seus momentos em relação a este ponto. (MARINHO, 2019). 
Então, obtemos os momentos de GT e WT em relação ao ponto C como: 
 
Observe que como a convenção de momentos negativos tem sentido anti-
horário, estamos utilizando o sinal negativo do momento causado por WT, ou seja, 
agora temos a seguinte configuração: 
Fonte: (MARINHO, 2019) 
 
Então, calculando o momento resultante do ponto C: 
 
 
46 
 
 
Fonte: (MARINHO, 2019) 
 
 
Agora que concentramos a carga no centro da base e geramos um momento 
naquele ponto, podemos usar a fórmula para determinar a tensão máxima e mínima. 
(MARINHO, 2019). 
 
 
Então pode-se ver que a tensão máxima é menor que a tensão do solo 
admissível , ou seja, pode-se também garantir a estabilidade 
do muro para garantir a capacidade de carga do solo na área de fundação. 
(MARINHO, 2019). 
47 
 
 
 
Além disso, podemos observar que como não há tensão negativa ao longo da 
base, o solo é comprimido em toda a fundação do muro, sendo o indicado. 
 
Fonte: (MARINHO, 2019) 
 
 
Realizamos o dimensionamento e as verificações de estabilidade para um 
muro de gravidade. 
 
5.3.1.1 Muro de alvenaria de pedras 
 
Os muros de alvenaria de pedra são os mais antigos e numerosos. 
Atualmente, devido ao custo elevado, o emprego da alvenaria é menos frequente, 
principalmente em muros com maior altura (GEO-RIO, 2014). 
No caso de muro de pedras arrumadas manualmente, a resistência do muro 
resulta unicamente do embricamento dos blocos de pedras. Este muro apresenta 
como vantagens a simplicidade de construção e a dispensa de dispositivos de 
drenagem, pois o material do muro é drenante. Outra vantagem é o custo reduzido, 
especialmente quando os blocos de pedras são disponíveis no local. No entanto, a 
estabilidade interna do muro requer que os blocos tenham dimensões 
aproximadamente regulares, o que causa um valor menor do atrito entre as pedras 
(GEO-RIO, 2014). 
Muros de pedra sem argamassa devem ser recomendados unicamente para 
a contenção de taludes com alturas de até 2m. A base do muro deve ter largura 
mínima de 0,5 a 1,0m e deve ser apoiada em uma cota inferior à da superfície do 
48 
 
 
terreno, de modo a reduzir o risco de ruptura por deslizamento no contato muro- 
fundação (GEO-RIO, 2014). 
Quanto a taludes de maior altura (cerca de uns3m), deve-se empregar 
argamassa de cimento e areia para preencher os vazios dos blocos de pedras. 
Neste caso, podem ser utilizados blocos de dimensões variadas. A argamassa 
provoca uma maior rigidez no muro, porém elimina a sua capacidade drenante. É 
necessário então implementar os dispositivos usuais de drenagem de muros 
impermeáveis, tais como dreno de areia ou geossintético no tardoz e tubos 
barbacãs para alívio de poro pressões na estrutura de contenção (GEO-RIO, 2014). 
 
Figura 6. Muro de alvenaria de pedras. 
 
Fonte: GEO-RIO (2014). 
 
 
5.3.1.2 Muro de gabiões 
 
Os muros de gabiões são gaiolas metálicas preenchidas de pedras 
arrumadas manualmente. Estas pedras podem ser originadas de rochas 
naturais como os seixos rolados ou artificiais como britas. 
 
Os diâmetros das pedras devem estar entre 1 a 2 vezes maior que a 
dimensão da malha de aço. Já as gaiolas são constituídas de fios de aço 
galvanizado com dupla torção, que preserva a mesma de deformações caso ocorra 
ruptura de algum dos fios. As gaiolas são de seções transversais quadradas ou 
retangulares, sobrepostas umas às outras e amarradas entre si (GEO-RIO, 2014). 
A face deste muro é drenante devido as pedras não serem argamassadas, 
49 
 
 
sendo necessário, no entanto o uso de geotêxtil associado a uma camada granular 
junto ao tardoz para evitar o carreamento dos grãos finos do solo (GEO-RIO, 2014). 
 
5.3.1.3 Muro de concreto ciclópico 
 
Muros de concreto ciclópico são estruturas de contenção construídas com 
blocos de rochas e concreto. Esses blocos de rocha são de dimensões 
diferentes e são tipicamente pedra de mão. 
 
Sua execução é feita através da montagem da forma e preenchimento com 
concreto e blocos. É indicado para pequenas alturas e sua seção transversal é 
normalmente trapezoidal (GEO-RIO, 2014). 
 
5.3.1.4 Muro de saco solo-cimento 
 
Este tipo de contenção é constituído de sacos preenchidos por solo e 
cimento, dispostos em camadas. Sua maior vantagem é sua facilidade de 
adaptação à topografia do local, além de ser de fácil execução. 
 
Conforme GEO-RIO (2014), a execução consiste das seguintes etapas: 
 
 
 Peneiramento do solo de granulometria predominantemente granular 
em malha de 9mm; 
 Mistura do solo em seguida com o cimento na proporção entre 1:10 a 
1:15; 
 Adição de água potável na quantidade 1% acima da umidade ótima de 
compactação Proctor Normal e colocação da mistura em sacos de poliéster, 
preenchendo dois terços do volume total; 
 Empilhamento dos sacos em camadas desencontradas em relação a 
imediatamente anterior e posterior, garantindo maior entrosamento. 
 
Figura 7. Muro de saco solo-cimento. 
50 
 
 
 
Fonte: GEO-RIO (2014). 
 
 
5.3.1.5 Muro de solo reforçado 
 
Os muros de solo reforçado são realizados através de solo compactado com 
algum elemento de reforço, que proporciona maior desempenho mecânico ao solo. 
Segundo ELIAS, CHRISTOPHER E BERG (2001) apud EHRLICH E 
BECKER (2009): 
 
Muro em solo reforçado é uma solução de fácil execução, não necessita 
de mão de obra especializada, sendo assim econômica e prazo de 
execução reduzido. 
 
O reforço é determinado pela estabilidade externa e interna e pode ser 
geotêxtil ou geogrelhas, materiais com resistência à tração. Já o solo deve ser de 
bom comportamento para compactação. A face do solo reforçado deve ser 
protegida com vegetação ou alvenaria. 
 
5.3.1.6 Muro de flexão em concreto armado 
 
São muros feitos com concreto armado para resistir a esforços de flexão 
provocados pelo empuxo. 
51 
 
 
Suas seções transversais na maior parte dos casos são em L, porém T 
invertido pode ser usado para proporcionar alturas maiores. Para maiores alturas 
pode ser usado contraforte que possibilita um melhor desempenho estrutural 
diminuindo a espessura da parede (GEO-RIO, 2014). 
Quando há limitação de espaço para base e a fundação for resistente, podem 
ser utilizadas ancoragens ou chumbadores na base do muro, atentando-se sempre 
para que a execução destes não prejudique obras no futuro. No caso de fundações 
em solos menos resistentes, há a possibilidade de substituir esse material de baixa 
capacidade por um material com boa resistência, através da compactação ou 
mistura com cimento (GEO-RIO, 2014). 
 
Figura 8. Muro de flexão em concreto armado. 
 
Fonte: GEO-RIO (2014). 
 
 
5.3.1.7 Muro em fogueira (“crib wall”) 
 
“Crib Walls” são: 
 
Estruturas formadas por elementos pré-moldados de concreto armado, 
madeira ou aço, que são montados no local, em forma de “fogueiras” 
justapostas e interligadas longitudinalmente, cujo espaço interno é 
preenchido com material granular graúdo. 
 
São estruturas capazes de se acomodarem a recalques das fundações e 
funcionam como muros de gravidade. 
52 
 
 
5.3.1.8 Muro de pneus 
 
Os muros de pneus são: 
 
Construídos a partir do lançamento de camadas horizontais de pneus, 
amarrados entre si com corda ou arame e preenchidos com solo 
compactado. 
 
Funcionam como muros de gravidade e apresentam com vantagens o reuso 
de pneus descartados e a flexibilidade. A utilização de pneus usados em obras 
geotécnicas apresenta-se como uma solução que combina a elevada resistência 
mecânica do material com o baixo custo, comparativamente aos materiais 
convencionais. 
Sendo um muro de peso, os muros de solo-pneus estão limitados a alturas 
inferiores a 5m e à disponibilidade de espaço para a construção de uma base com 
largura da ordem de 40 a 60% da altura do muro. No entanto, deve-se ressaltar que 
o muro de solo-pneus é uma estrutura flexível e, portanto, as deformações 
horizontais e verticais podem ser superiores às usuais em muros de peso de 
alvenaria ou concreto. Assim sendo, não se recomenda a construção de muros de 
solo-pneus para contenção de terrenos que sirvam de suporte a obras civis pouco 
deformáveis, tais como estruturas de fundações ou ferrovias. 
Como elemento de amarração entre pneus, recomenda-se a utilização de 
cordas de polipropileno com 6mm de diâmetro. Cordas de náilon ou sisal são 
facilmente degradáveis e não devem ser utilizadas. O peso específico do material 
solo-pneus utilizado em muro experimental foi determinado a partir de ensaios de 
densidade no campo e varia na faixa de 15,5 kN/m3 (solo com pneus inteiros) a 
16,5 kN/m3 (solo com pneus cortados) (MEDEIROS et al.; 1997). 
O posicionamento das sucessivas camadas horizontais de pneus deve ser 
descasado, de forma a minimizar os espaços vazios entre pneus. 
 
5.3.2 Solo grampeado 
 
Solo grampeado é uma contenção feita através de grampos introduzidos 
no terreno, resistentes à flexão composta, reduzindo a deformação do solo. 
53 
 
 
Esses grampos, conforme o GEO-RIO (2014), são elementos passivos que 
só são solicitados quando o solo sofre deformação, sendo no projeto considerado 
sua resistência a tração e em alguns casos sua resistência ao cisalhamento. 
A execução é realizada através da escavação em etapas. Em cada etapa 
uma espessura de solo, em geral de 1 a 2 m, é escavado e em seguida instalado o 
grampo. Antes da perfuração, os grampos devem receber tratamento anticorrosivo. 
A instalação é feita perfurando em aproximadamente 15° com horizontal o talude já 
escavado, com perfuração de diâmetros entre 75 mm e 125 mm. Após a perfuração, 
o grampo é inserido e injeta-se calda de cimento sem pressão (GEO-RIO, 2014). 
A execução da face é de fundamental importância para evitar a erosão 
superficial e a estabilidade do solo entre os grampos. A face comumente é realizada 
em concreto projetado, porém pode ser empregado a revegetação ou blocos pré- 
moldados. O concreto projetado é empregado com uma tela metálica para garantir 
a estabilidade superficial, sendo usado em áreas de fácil acesso (GEO-RIO, 2014). 
 
Figura 9. Etapas de escavação de uma contenção em solo grampeado. 
Fonte: GEO-RIO (2014). 
 
Figura 10. Fases de execução da 6° etapa evidenciada na Figura9. 
54 
 
 
 
 
 
Fonte: GEO-RIO (2014). 
 
 
5.3.3 Cortina ancorada 
 
Cortina ancorada funciona como uma contenção através de paredes 
verticais ou sub verticais de concreto armado com ancoragens fixadas no 
terreno. 
 
As paredes apresentam espessura entre 20 e 40 cm, sendo está definida 
através do espaçamento entre as ancoragens e das cargas solicitadas. 
Quando a cortina é executada para conter um talude que vai ser cortado, sua 
execução é realizada pelo método descendente em nichos. Cada faixa é escavada 
em nichos alternados, executando as ancoragens nos trechos cortados (GEO-RIO, 
2014). 
A ancoragem é composta por calda de cimento e barra de aço e pode ser 
dividido em dois trechos, o ancorado e o livre. O trecho ancorado transmite a carga 
de tração ao terreno através da calda de cimento e o trecho livre transmite a carga 
de tração entre a cabeça da ancoragem e o trecho ancorado (GEO-RIO, 2014). 
 
Figura 10. Seção transversal de uma cortina ancorada típica. 
55 
 
 
 
 
 
Fonte: GEO-RIO (2014). 
 
 
5.4 Sistema de drenagem 
 
Para um comportamento satisfatório de uma estrutura de contenção, é 
fundamental a utilização de sistemas eficientes de drenagem. Os sistemas de 
drenagem podem ser superficiais ou internos (GEO-RIO, 1999). 
 
5.4.1 Sistema de drenagem superficial 
 
Devem captar e conduzir as águas que incidem na superfície do talude, 
considerando-se não só a área da região estudada como toda a bacia de captação. 
Diversos dispositivos (canaletas transversais, canaletas longitudinais de descida 
(escada), dissipadores de energia, caixas coletoras) podem ser selecionados para 
o projeto, dependendo da natureza da área (ocupação densa, com vegetação), das 
condições geométricas do talude, do tipo de material (solo/rocha) (GEO-RIO, 1999). 
 
5.4.2 Sistema de drenagem subsuperficial 
 
Têm como função controlar as magnitudes de pressões de água e/ou captar fluxos 
que ocorrem no interior dos taludes (drenos horizontais, trincheiras drenantes 
longitudinais, drenos internos de estruturas de contenção, filtros granulares e 
geodrenos). Estes sistemas tendem a causar rebaixamento do nível piezométrico, 
sendo o volume de água que flui através dos drenos diretamente proporcional ao 
56 
 
 
coeficiente de permeabilidade e ao gradiente hidráulico. Com o rebaixamento do 
nível piezométrico, o gradiente hidráulico diminui e o fluxo então vai se reduzindo 
progressivamente até se restabelecer uma condição de regime permanente. Em 
solos de baixa condutividade hidráulica, esta redução pode significar a inexistência 
de um volume de drenagem visível a olho nu, a qual não deve, entretanto, ser 
associada à deterioração do dreno. Este tipo de comportamento muitas vezes gera 
dúvidas quanto à eficácia do sistema de drenagem, sugerindo a possibilidade de 
colmatação. Neste sentido, recomenda-se a monitoração contínua, através da 
instalação de piezômetros, comparando-se registros antes, durante e após a 
construção (GEO-RIO, 1999). 
 
5.5 Segurança contra a ruptura global 
 
A verificação de um sistema de contenção quanto a sua segurança em 
relação a estabilidade geral consiste na verificação de um mecanismo de ruptura 
global do maciço. Neste caso, a estrutura de contenção é considerada como um 
elemento interno à massa de solo, que potencialmente pode se deslocar como um 
corpo rígido. Normalmente essa verificação consiste em se garantir um coeficiente 
de segurança adequado à rotação de uma massa de solo que se desloca ao longo 
de uma superfície cilíndrica; isto é (NBR 11682/2009): 
 
 
FSglobal = 
 M
resistentes 
 M
instabilizantes 
1, 3obras provisórias 
 
 
 1, 5obras permanentes 
 
 
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 (NBR 11682/2009). 
57 
 
 
6 REFERÊNCIAS BIBLIOGRÁFICAS 
 
 
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ABNT, 2019. 
 
ABNT. NBR 11682: estabilidade de taludes – procedimento. Rio de Janeiro: ABNT, 
2009. 
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v. 1. 
 
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São Paulo: Oficina de Textos, 2011. 
 
Fundação Instituto de Geotécnica do Município do Rio de Janeiro - GEO-RIO - 
Edição do Manual Técnico de Drenagem e Proteção superficial, 1999. 
 
Fundação Instituto de Geotécnica do Município do Rio de Janeiro - GEO-RIO - 
Edição do Manual Técnico de Encostas, 2014. 
 
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gestão do projeto e execução. 1ª ed. PINI, 2007. 
 
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[s.n.], 1996. v. 1 
 
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VELLOSO, D. A; LOPES, F. R. Fundações: critérios de projeto, investigação do 
subsolo, fundações superficiais, fundações profundas. 2. ed. São Paulo: Oficina de 
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