Soluções de Escavação e Contenção Periférica com

Preservação de Fachadas Centenárias

Caso de Estudo – Hotel Rua Rosa Araújo 16

Paulo Alexandre Van Den Broeke Costa

Dissertação para obtenção do Grau de Mestre em

Engenharia Civil

Júri

Presidente: Prof. Jaime Alberto dos Santos

Orientador: Prof. Alexandre da Luz Pinto

Vogal: Eng.º Jorge Manuel Calado Mateus Leal

Março 2015

ii

iii

Agradecimentos

A realização desta dissertação, culminar do meu percurso académico e de uma etapa

memorável da minha vida, nunca poderia ter sido realizada sem a ajuda de diversas pessoas e

entidades.

Ao professor Alexandre Pinto, orientador desta dissertação, agradeço a disponibilidade quase

imediata e simpatia que demonstrou para esclarecer qualquer questão minha, além de colocar

ao meu dispor os seus conhecimentos e experiência neste ramo da Engenharia Civil. Esta tese

permitiu um contato direto com a construção de uma obra, tendo oportunidade de visualizar

processos transmitidos durante o curso mas nunca observados sendo, sem dúvida, uma

experiência enriquecedora.

Ao Eng.º Jorge Leal, da empresa Cerquia que promoveu o imóvel que serviu de caso de estudo

desta dissertação, que permitiu, sem qualquer condicionamento, as minhas visitas à obra, além

de que se demonstrou sempre disponível para esclarecer qualquer questão ou redirecionar-me

para as pessoas indicadas.

Ao Eng.º Nuno Guerra e ao Eng.º Ricardo Mota, da construtora HCI, pela acessibilidade à obra

e pela disponibilidade que tiveram para esclarecer qualquer dúvida relativamente à construção,

planeamento e faseamento da obra.

Ao Eng.º Jorge Silva e em especial ao Sr. David Costa, da empresa de fiscalização FFT, pela

paciência e tempo que teve em acompanhar-me nas visitas à obra, assim como a prontidão

que demonstrou para esclarecer qualquer dúvida em termos de pormenores construtivos que

se passavam na obra.

Aos meus colegas e amigos, que estiveram comigo não só em momentos bons como também

em momentos menos bons, e estiveram presentes especialmente em momentos em que

simplesmente era preciso esquecer os estudos durante alguns instantes. A eles agradeço, pois

levo boas memórias conjuntas desta etapa.

E um agradecimento especial aos meus pais e à minha família, que permitiram que eu

embarcasse nesta viagem e experiência que é tirar um curso superior, com todo o apoio e

carinho. Sem eles, nada disto teria sido possível. À minha irmã, por me ter “aturado” durante

esta etapa da minha vida. A eles, um obrigado especial.

iv

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Resumo

Em Portugal, o sector de construção foi um dos mais afetados pela crise, havendo um excesso

de fogos habitacionais nas periferias dos polos urbanos. Neste panorama, a reabilitação tem

vindo a ganhar relevância neste sector, originando obras com dificuldades e condicionamentos

particulares. É cada vez mais comum encontrarem-se estruturas de contenção de fachadas em

diversas zonas urbanas, fruto da qualificação destas como património. Nestas intervenções, é

também costume criarem-se espaços subterrâneos, devido à saturação do espaço em meio

urbano. Os estacionamentos nos centros urbanos, em particular nas suas zonas históricas, são

sempre alvo de grande procura, originando um valor acrescido para os imóveis.

Neste seguimento, começa a ser usual escavações em centros urbanos com a preservação de

fachadas centenárias. Nesta dissertação, foi feito um acompanhamento de uma obra deste

género no centro da cidade de Lisboa, o Hotel Rua Rosa Araújo nº16, desde o início dos

trabalhos até ao final dos processos de escavação. Esta obra recorreu a uma estrutura

metálica provisória para conter as fachadas, e à tecnologia de paredes tipo Munique para

contenção periférica de terras, suportada por ancoragens e escoramentos provisórios.

Destaca-se o Plano de Instrumentação e Observação, crucial neste tipo de obras para que se

possa executar os trabalhos em segurança e sem afetar as infraestruturas vizinhas, que nunca

deverão ter o seu quotidiano interrompido.

No final, foi feito um modelo numérico para comparar o comportamento da obra, registado na

monitorização, e os valores obtidos na modelação, através duma retronanálise, numa ótica de

tentar interpretar as diferenças dos resultados obtidos e extrapolar possíveis otimizações das

soluções.

Na interpretação dos resultados, verificou-se que os parâmetros adotados podem ter sido

demasiado conservativos, fruto da reduzida fiabilidade existente na caracterização dos solos.

Existe espaço para se fazerem estudos que levem a uma caracterização mais exata destes

solos, obtendo-se uma solução mais otimizada e consequentemente mais economicamente

viável.

PALAVRAS CHAVE: Contenção de fachadas, escavação em meio urbano, paredes de

Munique, Plano de Instrumentação e Observação, retroanálise

vi

vii

Abstract

In Portugal, the construction sector was one of the most severely affected by the economic

crisis we live in today, resulting in a surplus of dwellings in the cities outskirts. In this context,

rehabilitation is becoming more relevant in this sector, originating constructions with particular

difficulties. In urban centers, these kinds of constructions are using structures to retain historical

façades in order to comply with urban planning and preservation of symbolic buildings

regulations. One can often find deep excavations in some of these constructions, since the

amount of space is limited at the surface level. Parking is scarce in the cities centers so

underground parking lots add considerable value to the real estate.

Consequently, deep excavation at the historical city centers with preservation of centenary

façades is becoming a popular investment. This dissertation is based on a case study dealing

with a construction of this type, in the center of Lisbon - Hotel Rua Rosa Araújo nº16 - from the

beginning of the works until the end of excavation. The façade was retained using a temporary

steel structure, and the peripheral earth retaining walls were performed was secured using the

King Post Walls technology with temporary anchors and shorings to support it.

Particular importance was given to the instrumentation and observation plan. It is critical to

monitor these kinds of constructions, in order to ensure safety and to confirm that the

neighboring buildings remain unaffected.

In the end, a numerical analysis was made to enable a comparison between the values

obtained in the instrumentation and those obtained in the model, through a back analysis,

allowing an interpretation of any differences found between the results, allowing an optimization

of the solution.

In the interpretation of the results, it was verified that the geotechnical parameters adopted

might’ve been too conservative, as a result of the low reliability inherent of the soil investigation.

There is space, in the future, to make studies that would lead to a more exact characterization

of these soils, optimizing the solution and consequently making the construction more

economically viable.

KEY WORDS: Façade retention, excavation, King Post walls, instrumentation and observation,

back analysis

viii

ix

Índice

1. Introdução ............................................................................................................................. 1

1.1 Enquadramento Geral e Objetivos ................................................................................... 1

1.2 Estrutura da Dissertação ................................................................................................. 2

2. Estruturas de Contenção Periférica ....................................................................................... 3

2.1 Generalidades ................................................................................................................. 3

2.2 Tipos de Estruturas de Contenção ................................................................................... 4

2.3 Pressões de Terras ......................................................................................................... 5

2.3.1 Teoria de Coloumb ................................................................................................... 5

2.3.2 Diagramas de Terzaghi e Peck ................................................................................. 6

2.4 Influência das Escavações nas Construções Vizinhas ..................................................... 7

2.4.1 Falhas Estruturais ..................................................................................................... 8

2.4.2 Deslocamentos Excessivos ...................................................................................... 8

2.4.3 Vibrações Excessivas ............................................................................................... 8

2.4.4 Modificação do Regime Hidrogeológico .................................................................... 9

2.5 Modos de Rotura ........................................................................................................... 10

2.5.1 Rotura Rotacional ................................................................................................... 10

2.5.2 Rotura Devido ao Carregamento Vertical ................................................................ 10

2.5.3 Esforço Estrutural ................................................................................................... 11

2.5.4 Rotura Hidráulica .................................................................................................... 11

2.6 Paredes de Munique ou Berlim Definitivo....................................................................... 12

2.6.1 Generalidades ........................................................................................................ 12

2.6.2 Vantagens e Desvantagens .................................................................................... 12

2.6.3 Patologias Comuns ................................................................................................. 13

3 Estruturas de Suporte .......................................................................................................... 15

3.1 Escoramentos ............................................................................................................... 15

3.2 Bandas de Laje ............................................................................................................. 15

3.3 Ancoragens ................................................................................................................... 17

3.3.1 Generalidades ........................................................................................................ 17

3.3.2 Constituição das Ancoragens.................................................................................. 18

3.3.2.1 Cabeça ............................................................................................................ 19

x

3.3.2.2 Comprimento Livre ........................................................................................... 19

3.3.2.3 Comprimento de Selagem ................................................................................ 19

3.3.2.4 Armadura e Sistemas de Injeção ...................................................................... 20

3.3.3 Tipos de Rotura em Ancoragens ............................................................................. 20

3.3.3.1 Rotura Estrutural da Armadura ou da Cabeça da Ancoragem........................... 20

3.3.3.2 Rotura no contacto entre a Calda e o Terreno .................................................. 21

3.3.3.3 Rotura no contacto entre a Calda e a Armadura ............................................... 21

3.3.4 Controlo de Qualidade ............................................................................................ 22

3.4 Comparação entre Diferentes Soluções ......................................................................... 24

4 Caso de Estudo – Hotel Rua Rosa Araújo 16 ....................................................................... 26

4.1 Enquadramento Geral ................................................................................................... 26

4.1.1 Localização ............................................................................................................ 26

4.1.2 Áreas e Características ........................................................................................... 27

4.1.3 Elementos de Base................................................................................................. 28

4.2 Condicionantes ............................................................................................................. 28

4.2.1 De Natureza Construtiva ......................................................................................... 28

4.2.3 De Natureza Geológica e Geotécnica ..................................................................... 29

4.3 Solução Inicial ............................................................................................................... 32

4.3.1 Contenção Provisória de Fachadas ........................................................................ 32

4.3.2 Recalçamento das fachadas ................................................................................... 33

4.3.3 Contenção periférica e escavação .......................................................................... 34

4.3.4 Alterações ao Projeto Inicial .................................................................................... 35

4.3.5 Análise Económica entre Soluções ......................................................................... 36

4.4 Plano de Instrumentação e Observação ........................................................................ 37

4.4.1 Generalidades ........................................................................................................ 37

4.4.2 Grandezas Medidas e Meios de Medição ................................................................ 38

4.4.3 Frequência das Leituras ......................................................................................... 38

4.4.4 Critérios de Alarme e Medidas de Reforço .............................................................. 38

4.4.5 Evolução da Instrumentação ................................................................................... 39

4.4.5.1 Alvos Topográficos .......................................................................................... 39

4.4.5.2 Inclinómetros ................................................................................................... 41

xi

4.4.5.3 Células de Carga ............................................................................................. 43

4.4.5.4 Marcas Topográficas........................................................................................ 44

4.4.5.5 Fissurómetros .................................................................................................. 45

4.5 Processos Construtivos ................................................................................................. 46

4.5.1 Contenção de Fachadas ......................................................................................... 46

4.5.1.1 Generalidades ................................................................................................. 46

4.5.1.2 Aspetos Técnicos............................................................................................. 47

4.5.1.3 Montagem........................................................................................................ 49

4.5.2 Paredes tipo “Munique” ou “Berlim Definitivo” ......................................................... 57

4.5.2.1 Pré-tratamento dos Solos ................................................................................. 58

4.5.2.2 Pré-escavação geral ........................................................................................ 59

4.5.2.3 Colocação dos elementos resistentes .............................................................. 59

4.5.2.4 Execução da Viga de Coroamento e primeiro Nível de Painéis ......................... 63

4.5.2.5 Segundo Nível de Painéis ................................................................................ 64

4.5.2.6 Restantes Níveis de Painéis............................................................................. 67

4.5.3 Sistemas de suporte ............................................................................................... 67

4.5.3.1 Ancoragens ..................................................................................................... 67

4.5.3.2 Escoramentos .................................................................................................. 75

5. Modelação da Estrutura de Contenção de Terras ................................................................ 77

5.1 Introdução ao Programa ................................................................................................ 77

5.2 Solução Inicial ............................................................................................................... 80

5.2.1 Geometria .............................................................................................................. 81

5.2.2 Características dos Materiais .................................................................................. 83

5.2.3 Geração da Malha e Condições Iniciais .................................................................. 86

5.2.4 Cálculo ................................................................................................................... 86

5.2.5 Resultados ............................................................................................................. 88

5.3 Análise Paramétrica ...................................................................................................... 93

5.3.1 Módulo de deformabilidade ..................................................................................... 94

5.3.2 Pré-esforço ............................................................................................................. 96

5.4 Retroanálise .................................................................................................................. 97

6 Conclusões ........................................................................................................................ 100

xii

6.1 Aspetos Gerais ............................................................................................................ 100

6.2 Desenvolvimentos Futuros .......................................................................................... 101

Referências Bibliográficas ..................................................................................................... 104

Anexos ................................................................................................................................. 107

Anexo I – Resultados das sondagens realizadas em 2011, pela empresa CêGê, e em 2014,

pela empresa Tecnasol. .................................................................................................... 109

Anexo II – Registo fotográfico das amostras recolhidas nas sondagens. ............................ 121

Anexo III – Solução Inicial do projeto de contenção periférica e escavações ...................... 124

Anexo IV – Projeto de contenção de fachadas................................................................... 125

Anexo V – Projeto alterado de contenção periférica e escavações .................................... 127

Anexo VI – Evolução dos registos dos alvos topográficos .................................................. 128

Anexo VII – Resultados do ensaio de receção detalhado da ancoragem 9 ........................ 134

Anexo VIII – Esquema da execução de microestacas ........................................................ 136

Anexo IX – Esquema da execução de muros de Munique ................................................. 137

Anexo X – Constituição das ancoragens VSL .................................................................... 138

Anexo XI – Esquema da execução de ancoragens ............................................................ 139

Anexo XII – Localização dos pontos analisados no software Plaxis ................................... 140

xiii

Índice de figuras

Figura 2.1 – Relação entre impulsos mobilizados e deslocamentos de um muro de contenção . 5

Figura 2.2 – Análise dos esforços instalados nas escoras, que permitiram a compilação e

desenvolvimento dos diagramas aparentes de Terzaghi e Peck. ............................................... 7

Figura 2.3 – Diagramas aparentes de Terzaghi e Peck ............................................................. 7

Figura 2.4 – Efeitos de vibrações excessivas em edifícios vizinhos. .......................................... 8

Figura 2. 5 – Alteração do nível freático devido à impermeabilidade das paredes ...................... 9

Figura 2.6 – Assentamentos diferenciais devido a efeitos de “piping” ........................................ 9

Figura 2.7 – Modos de rotura rotacionais................................................................................. 10

Figura 2.8 – Equilíbrio vertical ................................................................................................. 11

Figura 2.9 – Representação das forças de percolação negativas à estabilidade do fundo de

escavação .............................................................................................................................. 11

Figura 2.10 – Encurvadura do perfil metálico, cravado pelo exterior da parede ........................ 14

Figura 3.1 – Bandas de laje. De notar os elementos treliçados, incompatíveis com a arquitetura,

e as microestacas que servem de suporte vertical para a estrutura ......................................... 16

Figura 3.2 – Andamento do estado de tensão do solo consoante a fase da execução da

ancoragem .............................................................................................................................. 18

Figura 3.3 – Constituição da ancoragem ................................................................................. 19

Figura 3.4 – Cabeça da ancoragem ........................................................................................ 19

Figura 3.5 – Rotura estrutural .................................................................................................. 21

Figura 3.6 – Rotura no contacto calda-terreno ......................................................................... 21

Figura 3.7 – Rotura no contacto calda-armadura ..................................................................... 22

Figura 4.1 – Localização da obra do hotel Rua Rosa Araújo .................................................... 26

Figura 4.2 – Planta da envolvente e geometria da obra. .......................................................... 27

Figura 4.3 – Extrato da carta geológica de Lisboa ................................................................... 29

Figura 4.4 – Perfil interpretativo próximo da área em estudo ................................................... 29

Figura 4.5 – Localização das sondagens (em planta e foto aérea) ........................................... 32

Figura 4.6 – Pormenor das vigas de recalçamento e das barras Gewi-Dywidag ..................... 34

Figura 4.7 – Break-even consoante diferentes custos diários. ................................................. 36

Figura 4.8 – Lucro expectável consoante dias poupados em relação aos custos indiretos. ...... 37

Figura 4.9 – Evolução da instrumentação na fachada exterior do alçado EF ............................ 40

Figura 4.10 – Localização dos inclinómetros ........................................................................... 42

Figura 4.11 – Evolução do inclinómetro 1 desde 15 de Julho a 17 de Setembro ...................... 42

Figura 4.12 – Célula de carga instalada em obra ..................................................................... 43

Figura 4.13 – Localização das células de carga e respetivo registo ......................................... 44

Figura 4.14 – Localização e histórico dos deslocamentos das marcas topográficas ................. 45

Figura 4.15 – Fissurómetro F1 ................................................................................................ 46

Figura 4.16 – Porta metálica no acesso ao interior da obra...................................................... 49

Figura 4.17 – Microestaca a ser introduzida no furo prévio, com zona roscada no topo do tipo

macho-fêmea para ligação ao próximo troço. .......................................................................... 50

xiv

Figura 4.18 – Válvula anti-retorno (manchete). Consiste num elastómero que impede que a

calda da injeção primária entre para dentro do tubo, e permite que a calda da injeção

secundária rebente a válvula, criando o bolbo de retorno ........................................................ 51

Figura 4.19 – Armadura da viga de recalçamento e maciço de encabeçamento da torre de

contenção de tardoz. É possível observar também a armadura helicoidal à volta das

microestacas, e a chapa soldada a esta. ................................................................................. 52

Figura 4.20 – Filme plástico e esferovite para proteger a fachada. Negativos de PVC para

futura execução das varas pré-esforçadas “Gewi-Dywadag”. .................................................. 52

Figura 4.21 – Chumbadouros para ligação à torre de contenção, através de ligações

aparafusadas. ......................................................................................................................... 53

Figura 4.22 – Módulo da torre de contenção a ser transportado para colocação em obra. ....... 54

Figura 4.23 – Pormenor das ligações cavilhadas. .................................................................... 54

Figura 4.24 – Pormenor do barrote de madeira ....................................................................... 55

Figura 4.25 – Pormenor do varão roscado ............................................................................... 55

Figura 4.26 – Pormenor da ligação da torre de contenção à fachada ....................................... 55

Figura 4.27 – Escoramentos de canto da fachada de tardoz e pormenor do betão projetado. .. 55

Figura 4.28 – Estrutura treliçada que funciona como suporte horizontal, do tipo aéreo. ........... 56

Figura 4.29 – Ferrolhos instalados na parte inferior da fachada para futura ligação à estrutura

nova........................................................................................................................................ 57

Figura 4.30 – Colunas de cimento verticais (corte tipo do alçado FGA).................................... 58

Figura 4.31 – Colunas de cimento subverticais, realizadas sob os edifícios vizinhos (corte tipo

do alçado ED) ......................................................................................................................... 58

Figura 4.32 – Execução do furo das colunas de cimento, com recurso a roto-percussão, sob

edifícios vizinhos (coluna subvertical.) ..................................................................................... 59

Figura 4.33 – Pormenor do cachorro metálico do tipo embebido, visto em planta .................... 60

Figura 4.34 – Pormenor do cachorro metálico do tipo embebido, visto de frente (corte 2-2 da

representação em planta) ....................................................................................................... 60

Figura 4.35 – Cachorro metálico do tipo embebido aplicado em obra ...................................... 60

Figura 4.36 – Introdução do cachorro metálico na microestaca, para futura soldagem a este. . 60

Figura 4.37 – Pormenor do cachorro metálico com ligações aparafusadas, vistos de frente .... 61

Figura 4.38 – Cachorro metálico com ligações aparafusadas .................................................. 61

Figura 4.39 – Espaçamento entre microestacas, em painéis primários (a riscado) e secundários

............................................................................................................................................... 62

Figura 4.40 – Mau alinhamento da microestaca ...................................................................... 63

Figura 4.41 – Mau alinhamento da microestacas (pormenor) ................................................... 63

Figura 4.42 – Escavação na periferia da obra para colocação dos painéis e apoio à cofragem

destes. .................................................................................................................................... 64

Figura 4.43 – Cofragem dos painéis no alçado AB, apoiados contra tábuas de madeira

encostadas ao terreno ............................................................................................................ 64

xv

Figura 4.44 – Painel do muro de contenção. Podemos constatar que a largura, neste painel, é

ligeiramente superior à de um painel secundário ..................................................................... 65

Figura 4.45 – Escavação do segundo nível. Além da frente de escavação ser comprida, pode

verificar-se as armaduras da ancoragem soltas, ou seja, ainda não pré-esforçadas. ............... 66

Figura 4.46 – Armadura da ancoragem já instalada no terreno, previamente à betonagem do

painel. ..................................................................................................................................... 66

Figura 4. 47 – Betonagem da sapata de fundação. A parede é betonada posteriormente. ....... 67

Figura 4.48 – Armação do último nível de painéis e sapata no alçado BC e CD. Podemos

verificar execução de microestacas que servirão de fundação indireta da estrutura. ................ 67

Figura 4.49 – Pormenor da armadura de reforço de flexão ...................................................... 69

Figura 4.50 – Pormenor da armadura de reforço de punçoamento .......................................... 69

Figura 4.51 – Negativo de PVC colocado no centro da armadura de reforço de punçoamento. 69

Figura 4.52 – Execução do furo com recurso a trado ............................................................... 70

Figura 4.53 – Operário a introduzir a armadura no furo, no alçado AB. Pode constatar-se as

fitas, repetidas ao longo da armadura, a cintar a armadura para que a introdução desta seja

mais fácil e acertada. .............................................................................................................. 71

Figura 4.54 – Pormenor do espaçador. ................................................................................... 72

Figura 4.55 – Pormenor do reforço em fibra de vidro no final dos cabos. ................................. 72

Figura 4.56 – Calda a afluir à boca do furo durante a injeção primária. .................................... 73

Figura 4.57 – Injeção Secundária. Pode verificar-se a saída do sistema dobrado de forma a

obturá-lo. ................................................................................................................................ 74

Figura 4.58 – Limpeza do sistema com água entre injeções secundárias. ............................... 74

Figura 4.59 – Marca da soldadura entre perfis para perfazer o comprimento necessário da

escora. .................................................................................................................................... 76

Figura 4.60 – Escoramento do canto A. Pode constatar-se os perfis HEB120 perpendiculares

às escoras. ............................................................................................................................. 76

Figura 5.1 – Relação tensão/deformação no modelo Mohr-Coloumb ....................................... 78

Figura 5.2 – Relação tensão/deformação no modelo Hardening Soil Model ............................. 78

Figura 5.3 – Endurecimento isotrópico que se traduz na expansão da superfície de cedência . 79

Figura 5.4 – Localização em planta do corte ........................................................................... 80

Figura 5.5 – Corte 1 ................................................................................................................ 81

Figura 5.6 – Geometria do modelo. ......................................................................................... 83

Figura 5.7 – Deformada da estrutura no final da escavação. ................................................... 89

Figura 5.8 – Deslocamentos horizontais no final da escavação. .............................................. 89

Figura 5.9 – Deslocamentos verticais no final da escavação. .................................................. 89

Figura 5.10 – Deslocamentos da cortina no final da escavação. .............................................. 90

Figura 5.11 – Deslocamento horizontal em profundidade da parede por fase de construção.... 91

Figura 5.12 – Distribuição de momentos fletores na parede .................................................... 93

Figura 5.13 – Deslocamentos horizontais no topo da cortina, consoante o valor do módulo de

deformabilidade (ponto A) ....................................................................................................... 94

xvi

Figura 5.14 – Deslocamentos horizontais ao nível da terceira ancoragem da cortina, consoante

o valor do módulo de deformabilidade (ponto B) ...................................................................... 95

Figura 5.15 – Deslocamentos horizontais no topo da cortina consoante o valor de pré-esforço

aplicado (ponto A) ................................................................................................................... 96

Figura 5.16 – Deslocamentos horizontais ao nível da terceira ancoragem consoante o valor de

pré-esforço aplicado (ponto B) ................................................................................................ 97

Figura 5.17 – Gráfico comparativo entre o valor das soluções modeladas com os valores do

registo da instrumentação ....................................................................................................... 99

Índice de tabelas

Tabela 2.1 – Condicionamentos técnicos e económicos de estruturas de contenção periférica. . 4

Tabela 2.2 – Vantagens e desvantagens da utilização de paredes de Munique. ...................... 13

Tabela 3.1 – Quadro resumo entre vantagens e desvantagens associadas aos tipos de

estrutura de contenção descritos……………………………………………………………………...25

Tabela 4.1 – Parâmetros geotécnicos (valores mais frequentes) ............................................. 30

Tabela 4.2 – Resultados das leituras nos piezómetros e do reconhecimento da cota de

fundação ................................................................................................................................. 31

Tabela 5. 1 – Características das ancoragens ......................................................................... 83

Tabela 5.2 – Valores recomendados para Rinter ....................................................................... 84

Tabela 5.3 – Características dos parâmetros adotados na modelação dos diferentes estratos 85

Tabela 5.4 – Caratacteristicas dos materiais estruturais .......................................................... 86

Tabela 5.5 – Comparação entre deslocamentos obtidos e critérios estabelecidos no projeto

(Sinal positivo – movimento para o interior da obra; Sinal negativo – movimento para o interior

do terreno) .............................................................................................................................. 92

Tabela 5.6 – Movimentos registados no alvo AL2A ................................................................. 98

Índice de símbolos

ψ – Ângulo de dilatância

φ’ – Ângulo de atrito interno do solo

φ – Diâmetro

νur – Coeficiente de Poisson na descarga/recarga.

ν - Coeficiente de Poisson

ε – Deformação axial

Δs – Incrementos de extensão elástica

xvii

ΔP – Incrementos de tensão

δ – Deslocamento horizontal

γunsat – Peso volúmico não saturado

γsat – Peso volúmico saturado

γ – Peso volúmico do solo

At – Secção transversal

c’/cref – Coesão efetiva do solo

cinter – Coesão da interface

E’ – Módulo de deformabilidade

- Módulo de deformabilidade endométrico tangente a 50% da tensão de rotura, para uma

pressão de referência

– Módulo de deformabilidade secante correspondente a 50% da tensão de rotura, em

estado triaxial, para uma pressão de referência

- Módulo de deformabilidade na descarga/recarga em estado triaxial, para uma pressão de

referência

H – Altura da escavação

I – Impulso do solo

K – Coeficiente de impulso do solo

K0 – Coeficiente de impulso do solo em estado de repouso

Ks – Coeficiente de fluência

Lapp – Comprimento livre aparente

LL – Comprimento livre

Ls – Comprimento de selagem

Lsup – Comprimento superficial da armadura

m – Expoente da lei de potencia que relaciona o nível de dependência entre a rigidez do solo e

a tensão verificada neste

p’ – Tensão isotrópica

xviii

P0 – Carga de blocagem

Pa – Carga inicial

Pp – Tração máxima de ensaio

pref – Pressão de referência

Pt0,1k – Tração característica da armadura à qual ocorre 0,1% da deformação permanente

Ptk – Carga característica da armadura

q’ – Tensão deviatórica

Ra – Resistência externa da armadura

Rf – Coeficiente de rotura, relacionando a tensão deviatórica na rotura com a hipérbole que

traduz o andamento tensão-deformação

Rinter – Fator que considera a interação entre solo-estrutura

w – Peso próprio da estrutura

1

1. Introdução

1.1 Enquadramento Geral e Objetivos

O panorama atual da construção em Portugal, atravessando uma crise de profundidades nunca antes

registadas, encontra-se numa fase extremamente delicada. Neste panorama, a reabilitação tem vindo

a ganhar uma preponderância cada vez maior em relação à construção nova, que se encontra de

certo modo obsoleta. Aliado ao facto de Portugal (e em particular Lisboa) ser um destino cada vez

mais procurado por viajantes e turistas - não só da Europa como também do resto do mundo - este

tipo de obra tem vindo a ser promovido de forma a recuperar imóveis com valor histórico, simbólico

ou arquitetónico em zonas nobres do país, em particular para fins de uso hoteleiro - um dos poucos

mercados em crescimento no panorama de crise que se vive.

Os factos apresentados remetem-nos para um tipo de construção particular e com dificuldades

específicas. É uma construção em meio urbano, havendo necessidade de construir sem disturbar o

funcionamento da vizinhança, além de que muitos dos imóveis alvo de reabilitação em meio urbano

são classificados, havendo restrições regulamentares impostas aos trabalhos que se podem efetuar

nestes. Muitas vezes, estes edifícios não conseguem suportar as infraestruturas de um edifício

moderno, pelo que se opta por demolir o interior mantendo as fachadas por questões regulamentares,

havendo assim a necessidade de executar uma estrutura temporária de suporte às fachadas. Nestes

edifícios também é usual optar-se por construir pisos enterrados, para viabilizar o negócio por todo o

valor acrescido que um parque de estacionamento traz, já que existem sempre problemas de

estacionamento em cidades. Isto traduz-se num conjunto de dificuldades técnicas interessantes do

ponto de vista da Engenharia Civil e em particular do ponto de vista geotécnico.

Posto isto, esta dissertação foi planeada com o objetivo principal de acompanhar uma obra em meio

urbano, permitindo um conhecimento mais profundo das dificuldades técnicas supracitadas

(presentes nesta obra) e uma visão genérica do que se pode esperar e encontrar numa obra desta

tipologia. Esta teve o seu início em Março de 2014, sendo de grande interesse pessoal acompanhar a

realização dos trabalhos interligados de contenção das fachadas, demolições interiores e escavações

e contenção periférica, fazendo-se um registo detalhado dos processos envolvidos e avaliando o

impacto que teve nas estruturas vizinhas. Permitiu, também, uma análise paralela entre o projeto de

execução e a respetiva implementação do projeto, possibilitando uma análise crítica à ordem e

faseamento dos trabalhos.

No final dos processos de escavação, procedeu-se à comparação dos resultados obtidos na

monitorização da obra - cujo funcionamento eficiente é vital para executar a obra em segurança e

prevenir antecipadamente potenciais problemas – através dos resultados obtidos num modelo criado

no software Plaxis 2D, de modo a permitir uma crítica construtiva à solução aplicada e a tentar

perceber se existem formas de otimizá-la.

2

1.2 Estrutura da Dissertação

O primeiro capítulo corresponde à introdução desta dissertação, perfazendo-se um enquadramento

geral do tema e uma breve descrição dos capítulos e sua respetiva organização.

No segundo capítulo é apresentada uma revisão bibliográfica introduzindo temas teóricos sobre

paredes de contenção periférica. Falou-se no seu método de funcionamento, dos principais modos de

rotura a que podem ser sujeitas e da influência que as escavações podem ter nas infraestruturas

vizinhas, fazendo-se uma especificação das paredes de Munique, tecnologia utilizada na obra que

servirá de caso de estudo.

O terceiro capítulo dá continuidade à revisão bibliográfica, mas sobre as estruturas que suportam as

paredes de contenção periférica, ou seja, as estruturas que têm a função de a travar horizontalmente,

resistindo aos impulsos gerados pelos solos e pelas cargas verticais no tardoz da escavação. São

abordados os sistemas de bandas de laje, escoramentos e ancoragens, dando ênfase especial a

estas últimas pela sua recorrente utilização neste tipo de obras.

O capítulo quatro incide sobre caso de estudo, a obra Hotel Rua Rosa Araújo nº16, futuro hotel do

grupo Vincci. Contempla um enquadramento da sua localização e condicionantes técnicas presentes

nesta obra, assim como uma análise ao projeto inicial de escavação e contenção de terras e às suas

alterações verificadas no decorrer da obra. Posteriormente destaca-se a importância do Plano de

Instrumentação e Observação, procedendo uma análise dos valores registados nestes. No final,

consta uma descrição detalhada dos trabalhos envolvidos em cada uma das fases dos processos

observados, fazendo-se um paralelismo entre o que é transmitido na teoria com o que efetivamente

acontece em obra.

No quinto capítulo, é apresentada uma modelação desenvolvida no software Plaxis 2D. Os

parâmetros do modelo foram calibrados de acordo com os resultados da prospeção geológica,

realizada antes do início das obras, fazendo-se uma análise dos valores obtidos por fase de

construção em termos de deslocamentos e de esforços. Posteriormente apresenta-se estudo

paramétrico, variando parâmetros chaves para observar a resposta do modelo face às variações

efetuadas e, também, uma retroanálise de modo a comparar o modelo efetuado com os valores

obtidos pela monitorização de obra.

Por fim, no sexto capítulo, apresentam-se as considerações finais retiradas desta dissertação, assim

como desenvolvimentos passíveis de serem feitos no futuro.

3

2. Estruturas de Contenção Periférica

2.1 Generalidades

Nos dias de hoje, o espaço em meio urbano é cada vez mais valorizado, mas devido ao índice de

ocupação já existente, a criação de novos espaços está praticamente limitada a pisos enterrados.

Pela crescente procura de lugares de estacionamento e de zonas comerciais nos grandes centros

urbanos, a criação deste tipo de espaço tem uma grande viabilidade económica mas, tendo em conta

a zona de intervenção, é necessário uma forte componente técnica, que permita realizar este tipo de

obras sem que haja um impacto significativo no quotidiano da zona.

Recorre-se a estruturas de contenção na periferia da escavação, visto a criação de taludes não ser

compatível com o espaço disponível nos centros urbanos. Estas estruturas de contenção têm a

função de suportar os impulsos dos terrenos adjacentes e dos incrementos de impulso

proporcionados pelas cargas verticais nas imediações do terreno: edifícios vizinhos, gruas, trânsito

adjacente, entre outros. Têm também função de garantir estanquicidade na zona de escavação (caso

o nível freático seja uma condicionante) e de limitar os assentamentos que ocorrerão devido à

descompressão dos terrenos na fase de escavação, de modo a serem compatíveis com o bom

funcionamento das estruturas vizinhas. Devido às evoluções tecnológicas no passado recente, estas

estruturas são cada vez mais esbeltas e elegantes, permitindo que o espaço ocupado pelos mesmos

praticamente não condicione a circulação junto à zona de intervenção. São realizadas em betão

armado, aço ou madeira (situações provisórias), e são travadas por escoras, ancoragens, troços de

laje ou impulsos passivos do terreno, sendo que a solução ótima passa, muitas vezes, por usar um

misto destas soluções

Existe uma grande variedade de estruturas de contenção, cabendo assim ao projetista escolher a

solução mais adequada face aos condicionamentos técnicos e económicos de cada projeto, dos

quais se enumeram alguns na seguinte tabela:

4

Tabela 2.1 – Condicionamentos técnicos e económicos de estruturas de contenção periférica.

Condicionamentos Técnicos Condicionamentos

Económicos

Condicionamentos geotécnicos e geológicos do solo a

conter e do solo de fundação.

Condições de vizinhança e deslocamentos

compatíveis.

Altura da escavação e nível de cargas adjacentes.

Espaço de estaleiro.

Espaço disponível no interior da escavação.

Espaço disponível a ocupar da via pública.

Caráter definitivo ou provisório da estrutura de

contenção.

Orçamentos disponível.

Prazos e custos indiretos

devido à execução do prazo.

Equipamentos e mão-de-

obra disponibilizados.

Custos de transportes de

materiais e equipamentos.

De destacar, das diferentes soluções, as paredes moldadas, cortinas de estacas, estacas prancha e

paredes de Berlim, provisório ou definitivo (também denominada por parede de Munique). No caso da

obra em estudo, a solução adotada foi a parede de Berlim definitivo, a que será dado particular

destaque nos futuros capítulos, excedendo do âmbito desta tese falar das outras.

Tendo em conta a natureza geotécnica deste tipo de obras, existe uma incerteza significativa na

definição dos parâmetros geotécnicos durante a fase de projeto. É, por isso, crucial fazer um

levantamento das condições de vizinhança e do seu estado de funcionamento, fazer ensaios ao

terreno e monitorizar o comportamento da obra com recurso ao plano de instrumentação e

observação. Isto permite que uma validação dos critérios assumidos em projeto, ou uma redefinição

destes em tempo útil. Há, portanto, uma constante retroanálise do projeto em fase de obra em função

da observação do comportamento desta [1].

2.2 Tipos de Estruturas de Contenção

O Eurocódigo 7 prevê a existência de três tipos de estruturas de contenção, que diferem entre si no

seu modo de funcionamento: estruturas de contenção rígidas ou muros de gravidade, estruturas de

contenção flexíveis ou cortinas e estruturas compósitas que englobam um misto das duas anteriores

[2].

As estruturas de contenção rígidas são estruturas cuja estabilização depende do seu peso próprio, ou

seja, as forças gravíticas contribuem significativamente para o bom funcionamento destas, pelo que a

espessura destes muros é considerável. Os movimentos associados são de corpo rígido, e as

pressões a que estão sujeitos podem ser estimadas com recurso a teorias clássicas de impulsos. De

entre estas estruturas, destacam-se os muros de gabiões, muros de alvenaria, muros de betão

armado e não armado. Devido à sua elevada espessura e processo construtivo, raramente são opção

em meio urbano.

5

As estruturas de contenção flexíveis são estruturas cujo peso próprio é desprezável e funcionam

sobretudo á flexão, sendo por isso mesmo estruturas esbeltas e de espessura reduzida. Estas

estruturas têm deformações em estado de serviço que alteram a distribuição de pressões e de

esforços induzidos nestas, logo o problema em causa é um problema de interação solo-estrutura.

Estas estruturas, por serem flexíveis, têm uma maior capacidade de redistribuir os momentos fletores,

no entanto isto sucede à custa de maiores deslocamentos do que sucederia em estruturas rígidas. De

referir que as pressões de terras instaladas na cortina, além de dependerem da deformabilidade

desta, dependem também das condições de apoio (posição e rigidez de estruturas de travamento).

São exemplos de estruturas de contenção flexíveis as paredes moldadas, estacas prancha, paredes

de Berlim (definitivo ou provisório) [3].

2.3 Pressões de Terras

2.3.1 Teoria de Coloumb

Como anteriormente referido, uma das principais funções das estruturas de contenção é a de

suportar impulsos impostos pelos terrenos adjacentes. Dependendo da interação entre o muro e o

solo, os impulsos podem ser estimados com base no nível de deslocamento mobilizado. A estimação

destes impulsos tem por base as teorias desenvolvidas por Coloumb, que assumem que existe uma

rotação em torno da base ou uma translação da estrutura de suporte, e que o material é

perfeitamente plástico. São teorias estabelecidas há várias décadas, que permitem uma abordagem

simples para estimar impulsos de terra. Em estruturas rígidas, continuam a ter uma grande viabilidade

para uma primeira estimativa das pressões de terras [4].

O Eurocódigo 7 preconiza, baseando-se nestas teorias, dois estados limites, o estado passivo e ativo,

e um valor base para deslocamentos reduzidos (estado de repouso).

Figura 2.1 – Relação entre impulsos mobilizados e deslocamentos de um muro de contenção (retirado de [5])

Pela análise da figura anterior, podemos verificar que, para uma escavação de altura H e um

deslocamento horizontal δ < (5*10^-4)H, estamos perante uma situação de estado de repouso do

solo. O estado ativo do solo é mobilizado quando a contenção tende a se deslocar para dentro da

6

escavação. Embora a pressão gerada sobre o muro seja menor, isto acontece à custa de

deslocamentos deste, da ordem dos δ > 0.001H [5]. Quando o movimento é para o interior do terreno,

mobilizamos o estado passivo do solo. A mobilização deste estado requer deslocamentos

significativos, pelo que é corrente não contabilizá-lo ou multiplicá-lo por um fator de segurança de 1/2

ou 1/3, já que os deslocamentos necessários para mobilizar este estado podem não ser compatíveis

com o bom funcionamento estrutural [1]. De recordar que os impulsos dos solos são dados pela

seguinte expressão:

(1)

onde K é o coeficiente de impulso do solo (seja de repouso, ativo ou passivo), γ o peso volúmico do

solo e H a altura da escavação.

2.3.2 Diagramas de Terzaghi e Peck

Como referido anteriormente, a geração do estado ativo e passivo tem por base uma rotação em

torno da base. Naturalmente, isto é válido para estruturas de suporte sem travamento horizontal,

perdendo a validade para estruturas travadas já que a rotação deixa de ser em torno da base e passa

a ser em torno do topo. Os diagramas de pressões gerados deixam, portanto, de ser triangulares

como acontecia no caso anterior. Ao se proceder à fixação do primeiro nível de travamento, os

deslocamentos adjacentes a esse ponto serão reduzidos, e vão aumentando à medida que a altura

livre da escavação aumenta. Ao se proceder à fixação do segundo nível de travamento voltamos a ter

a mesma situação, e isto repete-se até à estrutura ser fixa num estrato firme ou através da

mobilização de impulsos passivos através duma ficha suficientemente comprida. Consequentemente,

nenhuma teoria de impulsos clássica desenvolvida pode ser usada para explicar a pressão no contato

entre o solo e a estrutura. Esta depende da localização dos travamentos e da rigidez destes e da

cortina, sendo um problema de interação solo-estrutura. [6]

Foram feitas numerosas medições do nível de esforço aplicado em escoras instaladas em estruturas

de contenção e daí pôde-se tirar os diagramas de pressões aparentes (Figura 2.2). Pode constatar-se

que as pressões variam na própria obra, devendo-se isso a fatores relacionados com os processos

construtivos. Terzaghi e Peck analisaram e resumiram os resultados obtidos, desenvolvendo

diagramas de pressões aparentes, consoante o tipo de solo (Figura 2.3).

7

Figura 2.2 – Análise dos esforços instalados nas escoras, que permitiram a compilação e desenvolvimento dos diagramas aparentes de Terzaghi e Peck. (retirado de [6])

Figura 2.3 – Diagramas aparentes de Terzaghi e Peck (retirado de[6])

De salientar que estes diagramas são úteis para retirar uma estimativa do valor das forças que serão

instaladas nas escoras ou do nível de pré-esforço a aplicar nas ancoragens, numa ótica de pré-

dimensionamento [6].

2.4 Influência das Escavações nas Construções Vizinhas

Neste tipo de obras (contenção periférica em meio urbano), o grande risco não está na fase definitiva

da obra mas sim na fase de construção, em que os solos são expostos, descomprimindo-se. Esta

descompressão originada pela escavação induz deslocamentos para o interior da obra, pelo que

estes têm que ser bem estimados e controlados para não afetar em demasia os edifícios vizinhos. Os

danos causados na vizinhança podem ser desde ligeiros (fendilhações de pequena relevância) a

muito severas (situações em que são precisas obras de recuperação significativas ou total

recuperação dum edifício).

Além dos deslocamentos induzidos pela escavação, o uso de métodos que induzam vibração ou o

rebaixamento do nível freático também pode afetar o serviço das infraestruturas adjacentes.

Enumeram-se de seguida alguns dos fatores que podem influenciar o funcionamento das estruturas e

serviços vizinhos [8].

8

2.4.1 Falhas Estruturais

As falhas na estrutura de contenção podem ter consequências catastróficas, não só para a obra como

para toda a vizinhança envolvente a esta. Em casos extremos, podem-se dar deslizamentos

significativos de terreno, comprometendo a estabilidade das estruturas adjacentes. Podem acontecer

ao nível da parede em si, ao nível do sistema de travamento ou ao nível da estabilidade do fundo da

escavação.

2.4.2 Deslocamentos Excessivos

Em zonas não urbanas, é geralmente suficiente a garantia de que a escavação é estável, no entanto,

em meio urbano, o mesmo não acontece. É necessário garantir que os deslocamentos não

comprometam o bom funcionamento dos edifícios e serviços na vizinhança.

Os deslocamentos são difíceis de estimar pela complexa interação solo-estrutura. No entanto, caso a

parede não seja dimensionada propriamente (demasiado flexível, sistema de travamento demasiado

aligeirado) ou no caso de haver erros no processo construtivo (demasiada frente de escavação

aberta, ou demasiada profundidade de escavação), poderão ser mobilizados deslocamentos laterais

excessivos com consequências nas estruturas adjacentes, nomeadamente o aparecimento de

assentamentos diferenciais nestas.

2.4.3 Vibrações Excessivas

Em paredes de contenção que envolvam a indução de vibrações ao terreno (por exemplo, na

execução de cortinas de estacas pranchas cravadas), pode dar-se a compactação dos terrenos a

tardoz da parede, em caso de areias, ou de consolidação em caso de argilas, induzindo

assentamentos nas estruturas vizinhas, e eventualmente originar fendilhações nestas (Figura 2.4)

Figura 2.4 – Efeitos de vibrações excessivas em edifícios vizinhos (neste caso devido à cravação de uma estaca [retirado de [8]).

9

2.4.4 Modificação do Regime Hidrogeológico

Por vezes, a instalação de paredes impermeáveis pode alterar o regime hidrogeológico, afetando o

nível freático, induzindo levantamentos dum lado da escavação e abaixamentos do outro lado. O

bombeamento das águas emergentes no fundo da escavação por vezes criam redes de percolação

com gradientes suficientemente grandes para arrastar partículas de solo (“piping”). Isto dá-se

usualmente em solos incoerentes, suscetíveis a este tipo de erosão, em que a parede de contenção

não seja devidamente filtrada (Figura 2.5 e 2.6, respetivamente) [8].

Figura 2.5 – Alteração do nível freático devido à impermeabilidade das paredes (adaptado de [8])

Figura 2.6 – Assentamentos diferenciais devido a efeitos de “piping” (adaptado de [8])

10

2.5 Modos de Rotura

Existem diversos modos de rotura associadas às estruturas de contenção flexíveis, dos quais o

Eurocódigo 7 prevê cálculos de segurança e atribuição de coeficientes de segurança parciais para

maximizar a segurança deste tipo de estruturas.

2.5.1 Rotura Rotacional

Através de métodos de análise de equilíbrio deve ser demonstrado que a cortina não está sujeita ao

risco de rodar para dentro da escavação. O solo e a sua envolvente devem ser estudados como um

todo, havendo a necessidade de considerar os diferentes estratos travados pela estrutura, e as suas

propriedades mecânicas. Deve ser garantida uma penetração da ficha num estrato competente

suficientemente grande para impedir a rotação da estrutura (Figura 2.7)

Figura 2.7 – Modos de rotura rotacionais (retirado de [2])

2.5.2 Rotura Devido ao Carregamento Vertical

O equilíbrio vertical deve ser assegurado através de cálculos que comprovem que as propriedades

mecânicas do solo são suficientes para absorverem as cargas verticais. Este cálculo é

particularmente importante em estruturas ancoradas visto que uma componente da força instalada no

pré-esforço da ancoragem é vertical e terá que ser absorvida pelo solo (Figura 2.8)

11

Figura 2.8 – Equilíbrio vertical (retirado de [2])

2.5.3 Esforço Estrutural

A solução adotada, nomeadamente a segurança das ancoragens (falado em pormenor no capitulo

3.3.3 Tipos de Rotura em Ancoragens) e escoras, tem que ser concebida para conseguir absorver os

esforços internos gerados pelos impulsos de terras e eventuais sobrecargas existentes na vizinhança

da obra.

2.5.4 Rotura Hidráulica

Em solos arenosos abaixo do nível freático, há o risco de haver forças de percolação em sentido

ascendente, contra o peso do solo (Figura 2.9). Isto causará uma redução nas tensões efetivas do

solo, fazendo com que este perca propriedades mecânicas, aumentando o risco de haver rotura no

fundo da escavação.

Figura 2.9 – Representação das forças de percolação negativas à estabilidade do fundo de escavação (retirado de [2])

De referir que para a verificação deste tipo de rotura, o estudo da permeabilidade do solo e das

variações do nível freático no local da obra são importantes. O facto de haver um estrato

impermeável perto do fundo da escavação tem de ser contabilizado, visto que agrava o fluxo de

percolação para o interior da obra.

12

Para evitar este tipo de roturas, é recomendado o prolongamento da ficha até um estrato

impermeável ou, caso isso não seja possível, a realização de um tratamento prévio do solo para

melhorar as condições de estanquidade no fundo da escavação [2].

2.6 Paredes de Munique ou Berlim Definitivo

2.6.1 Generalidades

Como já foi referido, no caso de estudo desta tese, a solução adotada para contenção periférica foi a

do tipo Berlim Definitivo, também conhecida como paredes de Munique. Esta é uma técnica vulgar,

que tem vindo a ser utilizada e desenvolvida desde os anos 70, e que consiste na realização faseada

de painéis de betão armado, de cima para baixo, até se atingir o fundo de escavação. Para garantir a

estabilidade vertical durante a fase de escavação, são introduzidos previamente perfis metálicos ou

microestacas no plano da parede, e de modo a que fiquem embebidos no interior desta (embora,

devido a condicionamentos de natureza construtiva, estes elementos por vezes sejam instalados pelo

exterior da parede e ligados a esta através de cachorros metálicos). Na fase definitiva, as sapatas e

os perfis metálicos ou microestacas (caso embebidas na parede) são dimensionadas para garantir a

estabilidade vertical desta parede de contenção, e caso os elementos metálicos tenham sido

instalados pelo exterior da parede, estes são desativados. A estabilidade horizontal é feita à custa de

elementos de suporte, descritos mais detalhadamente no capítulo 3.

2.6.2 Vantagens e Desvantagens

Esta técnica tem vindo a ser substituída por outras, nomeadamente por paredes moldadas ou

cortinas de estacas moldadas. No entanto, a sua utilidade continua a permitir a viabilidade destas. Na

seguinte tabela, enumeram-se algumas das vantagens e desvantagens do uso de paredes de

Munique.

13

Tabela 2.2 – Vantagens e desvantagens da utilização de paredes de Munique.

Vantagens Desvantagens

Económico (em termos de custos

diretos)

Área de estaleiro reduzida.

Não exige pessoal nem

equipamentos muito especializados

(excetuando a parte da execução das

ancoragens e perfis verticais).

Espessura reduzida, sendo assim

eficaz no aproveitamento da área de

implantação de um edifício como área

útil.

Permite a escavação e execução da

contenção em simultâneo, havendo

assim trabalhos em paralelo,

dependendo sempre das capacidades

do solo.

Processo moroso e de rendimento diário

relativamente fraco, o que pode torná-lo

pouco económico.

Mau desempenho com níveis freáticos

elevados.

Obrigado a instalar o sistema de drenagem

no interior da parede.

O terreno tem que apresentar alguma

coesão para se poder manter estável em

talude vertical, durante algum período de

tempo.

Instalação dos perfis metálicos ou

microestacas podem induzir vibrações nos

edifícios vizinhos

A descompressão do solo durante a fase de

escavação pode causar assentamentos e

eventuais estragos nos edifícios vizinhos.

Tendo em conta a tabela anterior, a execução destas torna-se extremamente competitiva em obras

cuja área de implantação seja relativamente pequena e os espaços de estaleiro e acessos à obra

sejam limitados, tornando-a numa solução frequentemente adotada em meio urbano [3].

2.6.3 Patologias Comuns

É importante garantir a qualidade na execução destas paredes, já que estas sustêm os impulsos

transmitidos pelos terrenos, permitindo assim a escavação da obra. Os problemas mais comuns

neste tipo de tecnologia são os seguintes:

Má drenagem no tardoz da parede. Deve ser colocada uma manta geotêxtil que permita a

drenagem eficaz desta, e no fundo da escavação instalados tubos ao nível da execução da

sapata [3].

Problemas de encurvadura nos perfis metálicos. Tendo em conta a secção destes, o

processo de instalação é complicado, além de que estes perfis muitas vezes precisam de ser

soldados para garantir o comprimento necessário (o comprimento máximo de um perfil é

limitado consoante o fornecedor, sendo usualmente de 12 metros). Consequentemente, é

difícil garantir a qualidade na instalação destes perfis (Figura 2.10).

14

Figura 2.10 – Encurvadura do perfil metálico, instalado pelo exterior da parede [6]

Problemas na execução das ancoragens (falado em 3.3.3 Tipos de Rotura em Ancoragens) e

de outros elementos de travamento.

15

3 Estruturas de Suporte

A vasta maioria das escavações em meio urbano necessitam de ser travadas horizontalmente, não só

devido à altura da escavação em si, mas também porque os deslocamentos horizontais têm que ser

controlados minuciosamente para não pôr em risco o bom funcionamento das infraestruturas na

vizinhança da obra. Destacam-se os escoramentos, as ancoragens e as bandas de laje, como meio

de travamento, sendo que a solução ótima depende dos condicionamentos da obra e passa, muitas

vezes, pela conjugação destes métodos.

3.1 Escoramentos

Os escoramentos são dos métodos mais antigos para travar paredes de contenção. Há escoramentos

de madeira (usados antigamente), de betão armado e, de uso mais corrente, escoramentos

metálicos. Estes podem ainda ser pré-esforçados de modo a garantir um travamento mais eficaz, do

ponto de vista do controlo de deformações.

Embora os escoramentos tenham grandes vantagens económicas, tanto em termos de mão-de-obra,

como em termos de material, acarretam grandes limitações e, consequentemente, são mais usados

em situações pontuais e/ou específicas. Devido ao grande consumo de espaço verificado por este

método de travamento, o que dificulta os trabalhos (em particular trabalhos de escavação), a sua

utilização resume-se aos cantos da obra, onde as paredes adjacentes estão próximas e torna-se

rentável a utilização deste método, ou em escavações estreitas, em que se podem travar as paredes

apoiando as escoras entre estas, desde que não existam problemas de encurvadura.

Embora tenha as suas limitações face ao espaço consumido, este é um método não invasivo (não

induz vibrações nos solos nem invade o subsolo das estruturas vizinhas) pelo que deve ser sempre

tido em conta como solução de travamento, especialmente se houver limitações no uso de

ancoragens. É também de rápida execução, embora possa comprometer o andamento dos trabalhos

de escavação. Sempre que possível, normalmente adotam-se escoramentos em detrimento das

ancoragens [3].

3.2 Bandas de Laje

Devido a razões técnicas, legais, económicas ou construtivas nem sempre é possível recorrer a

sistemas de travamentos tradicionais (ancoragens e escoramentos). É neste seguimento que as

bandas de laje têm vindo a ganhar relevância como sistema alternativo, sendo este sistema muitas

vezes conjugado com os tradicionais. Consiste em troços de laje, com dimensões apenas suficientes

para dar o travamento necessário à parede, betonados contra o terreno antes de se proceder à

escavação deste. Funcionam então como vigas horizontais, apoiadas em elementos verticais

(usualmente microestacas ou perfis metálicos, instalados antes do início da escavação e da

betonagem), formando um quadro rígido que sustém a parede de contenção em questão, sendo um

processo em todo semelhante ao “Top-Down”, com a vantagem adicional de haver mais espaço livre

16

para se proceder com os trabalhos de escavação (apenas a zona subjacente à banda de laje tem

limitações de espaço para a escavação).

Este método deve ser sempre compatibilizado com o projeto de Arquitetura para que as bandas

fiquem às cotas das respetivas lajes, sendo assim um sistema de travamento que ficará envolvido,

sempre que possível, na estrutura definitiva, aumentando o rendimento deste e economizando a obra.

Quando, por questões de incompatibilização arquitetónica (nomeadamente em rampas de

estacionamento, que é habitual localizarem-se na periferia da obra) não é possível envolver as

bandas de laje na estrutura definitiva, é usual recorrer a vigas metálicas treliçadas pois são mais

fáceis de remover no futuro, mais rápidas de executar e mais leves, induzindo menos carga vertical

na estrutura. Dado o caráter definitivo deste sistema, este só pode ser utilizado quando a própria

parede de contenção for de caráter definitivo, visto que as bandas serão encastradas na respetiva

parede. Deste modo, a fase de mobilização da carga é feita logo durante a escavação, havendo um

maior controlo dos deslocamentos. No caso de serem utilizadas escoras ou ancoragens provisórias,

existe sempre risco de haver deslocamentos na desativação destas devido à transferência das forças

para a estrutura definitiva.

Face às ancoragens, este sistema tem a vantagem de não ser invasivo, não induzindo vibrações nos

solos, e de não necessitar de um estrato firme para ser selado. De notar que as ancoragens não

podem ser usadas contiguamente a edifícios que tenham caves, por questões físicas, ou junto do

metropolitano, por questões legais. Face às escoras, o espaço livre possibilitado por este sistema é

largamente maior, facilitando os trabalhos de escavação e aumentando assim a produção em obra

[9]. Na Figura 3.1 podemos visualizar um exemplo de uma construção cuja contenção é feita com

recurso a bandas de laje.

Figura 3.1 – Bandas de laje. De notar os elementos treliçados, incompatíveis com a arquitetura, e as microestacas que servem de suporte vertical para a estrutura (adaptado de [10])

17

3.3 Ancoragens

3.3.1 Generalidades

As ancoragens são dos sistemas de travamento que registaram maiores evoluções tecnológicas

recentemente, sendo, por isso, a sua utilização frequente. Consiste na instalação dum elemento

metálico linear (armadura da ancoragem, podendo ser varas de alta resistência ou cordões), através

dum furo prévio, dentro do terreno. Esta armadura é selada contra o terreno através da injeção de

uma calda cimentícia e posteriormente pré-esforçada, induzindo uma força de sentido contrário ao

impulso de terras, comprimindo assim a parede contra o terreno.

As ancoragens são utilizadas no travamento de estruturas de contenção (sendo que esta é a sua

principal utilização), na estabilização de taludes ou encostas, na amarração de lajes de fundo em

situações em que existam subpressões ou na amarração de fundações sujeitas a forças de tração

provenientes da estrutura. Têm a vantagem de não ocuparem espaço no interior da escavação e de

limitarem o deslocamento de forma fiável. Podem também sair relativamente mais económicas face a

outras soluções de travamento. No entanto, é um processo moroso e sendo um processo invasivo

dos terrenos vizinhos está limitada pelas condições de vizinhança, exige equipamento e pessoal

especializado, plataformas próprias, e a criação do bolbo de selagem pode induzir deformações e

assentamentos nos terrenos vizinhos, eventualmente danificando-os. De referir ainda que em solos

coesivos é difícil de garantir a mobilização do atrito na zona de fixação da ancoragem, devido à

compressibilidade e falta de aderência destes. Deve-se, portanto, garantir comprimento suficiente

para que esta fique ancorada num estrato competente que garanta a mobilização as forças de fixação

[10].

As ancoragens podem ter caráter provisório (vida útil dimensionada até 2 anos) ou definitivo (vida útil

maior que 2 anos), sendo que as ancoragens definitivas necessitam de maior proteção contra a

corrosão, um maior controlo através da instrumentação e possibilidade de serem “retensionadas” ou

substituídas. Estas são especialmente utilizadas em taludes e obras subterrâneas.

Segundo [6], o funcionamento das ancoragens baseia-se sobretudo pela alteração do estado de

tensão que estas causam no solo (embora a rigidez e o deslocamento imposto pelo pré-esforço

também contribuam para o bom funcionamento destas).

18

Figura 3.2 – Andamento do estado de tensão do solo consoante a fase da execução da ancoragem [6]

Na Figura 3.2, assumindo que σ1 e σ3 são tensões principais e mantêm-se principais e que σ1 é

constante ao longo do processo, constatamos que à medida que a tensão deviatórica aumenta (por

redução de σ3) devido à escavação (fase 1) verificamos deslocamentos laterais. Com a realização do

pré-esforço (fase 2), a tensão deviatórica decresce (por aumento de σ3), e recuperam-se as

deformações elásticas por uma trajetória diferente. Procedendo a mais um nível de escavação,

estamos na fase 3 e no correspondente nível de deslocamento observado na figura. Caso não se

tivesse aplicado o pré-esforço, a segunda fase de escavação teria resultado no mesmo incremento de

tensão mas o nível de deslocamento seria muito superior (δ3A), já que o trajeto de tensões seria

diferente.

3.3.2 Constituição das Ancoragens

As ancoragens são compostas por três componentes principais: cabeça, comprimento livre e

comprimento de selagem (Figura 3.3). O seu dimensionamento depende do meio em que está

inserida (nomeadamente do nível de agressividade química), da sua vida útil, de fatores construtivos,

entre outros.

19

Figura 3.3 – Constituição da ancoragem (retirado de [11])

3.3.2.1 Cabeça

A cabeça da ancoragem tem a função de fixar a armadura, através de cunhas de aperto (em

ancoragens de cabos) ou porcas roscadas (em ancoragens de varões de alta resistência). O pré-

esforço é dado a partir desta zona com recurso a um macaco hidráulico, e a força induzida por este é

passada através de uma placa metálica ao restante corpo da ancoragem, com dimensões e rigidez

suficiente para suportar as compressões induzidas. A cabeça permite que, ao se aplicar o pré-

esforço, esta fique com a inclinação pretendida em projeto (geralmente entre os 20ᵒ e os 35ᵒ).

Figura 3.4 – Cabeça da ancoragem

3.3.2.2 Comprimento Livre

O comprimento livre é a zona da ancoragem que não transmite esforços ao terreno. Nesta zona, a

armadura é protegida por uma bainha lisa (geralmente PVC) para não mobilizar atrito. Além da

armadura ainda é preciso passar o sistema de injeção, sendo que este conjunto é o que define o

diâmetro do furo. Esta zona prolonga-se até à zona de selagem.

3.3.2.3 Comprimento de Selagem

O comprimento de selagem é a zona encarregue de fixar a ancoragem e transmitir os esforços ao

terreno. Este comprimento é garantido através de múltiplas injeções de calda de cimento a alta

pressão, que garante uma melhor aderência e transmissão de esforços através do aumento da área

de contato entre bolbo e terreno. Deve estar fora da possível zona de rotura do solo para que não

20

haja problemas de instabilidade global, sendo que por vezes é necessário um tratamento prévio do

terreno [11]. Existem diversas técnicas de tratamento prévio dos terrenos, destacando-se o Jet

Grouting (injeção de calda de cimento a alta pressão) e as colunas de calda de cimento (injeção de

calda de cimento a baixa pressão, solução adotada na obra em estudo). Tratam-se de injeções de

calda de cimento com o propósito de consolidar os terrenos, conferindo-lhes melhores características

mecânicas e aumentando a sua impermeabilidade [12]).

3.3.2.4 Armadura e Sistemas de Injeção

As armaduras de pré-esforço podem ser constituídas por cabos flexíveis (associação de cordões de

aço altamente resistente) ou varões de alta resistência roscados na ponta. Existem dois sistemas

distintos de injeção, um com recurso a um tubo manchete (tubo TM) e o outro com recurso a tubos de

PVC ou PEAD. O primeiro consiste na introdução de um tubo metálico com múltiplas válvulas anti-

retorno (manchetes) ao longo do comprimento de selagem. O segundo consiste na introdução de

tubos auxiliares de PVC ou PEAD para fazer a injeção. Foi o sistema utilizado nas ancoragens da

obra em estudo, e será desenvolvido no capítulo 4.5.3.1 Ancoragens.

Existem dois métodos de injeção, IRS (injeção repetitiva e selecionada) e IGU (injeção geral unitária).

O primeiro permite, através de um obturador duplo, injetar calda de modo isolado por saída (válvulas),

repetindo-se a injeção ao longo das diversas saídas e permitindo um maior controlo na qualidade do

bolbo. No segundo método, a calda é injetada de uma só vez até se atingir determinada pressão de

projeto. Este é um método menos eficiente já que muitas vezes a calda fica retida junta à saída ou

cria caminhos preferenciais, acabando por induzir um consumo elevado de calda, além de que se

pode perder o controlo na criação do bolbo, não garantindo uma geometria uniforme e regular [11].

3.3.3 Tipos de Rotura em Ancoragens

Os mecanismos de rotura mobilizados em ancoragens resultam, usualmente, do excesso de cargas

estáticas sobre as ancoragens. Segundo [13], estas cargas podem ser originadas nos processos

construtivos (nomeadamente escavações), em sobrecargas construtivas (criação de aterros ou

equipamento na obra), ou geradas pela construção de estruturas adjacentes.

O EC7 preconiza a verificação dos seguintes estados limites últimos, em relação ao

dimensionamento de ancoragens:

Rotura estrutural da armadura ou da cabeça da ancoragem.

Rotura no contacto entre a calda e o terreno.

Rotura no contacto entre a calda e a armadura.

Perda de tração na ancoragem por relaxação ou fluência.

3.3.3.1 Rotura Estrutural da Armadura ou da Cabeça da Ancoragem

A armadura deverá ter em conta não só esforços de tração mas também, dependendo do caso, de

flexão e corte. A cabeça da ancoragem deverá estar dimensionada para receber e transmitir a força

21

do pré-esforço sem esta se partir, e toda a ligação entre os diferentes elementos deverá estar bem

concebida.

Em caso de rotura da ancoragem pela armadura, podem-se instalar deslocamentos não suportados

pela parede de contenção, formando uma rótula plástica e comprometendo a segurança da obra

globalmente (Figura 3.5). Pode ainda determinar a rotura das ancoragens vizinhas por sobre esforço.

Figura 3.5 – Rotura estrutural (por tração (retirado de [13])

3.3.3.2 Rotura no contacto entre a Calda e o Terreno

A resistência das ancoragens depende da resistência lateral mobilizada na interface entre a calda e o

terreno. Esta depende da tensão normal na calda de selagem, da aderência e do atrito mobilizado na

interface entre a calda e o terreno. Durante o pré-esforço, a carga vai sendo mobilizada ao longo do

comprimento de selagem, e quanto mais se alonga a ancoragem, mais carga é mobilizada ao longo

deste comprimento. A rotura dá-se por corte quando a calda não tem capacidade de transferir mais

carga para o terreno.

Nas ancoragens definitivas, a corrosão da armadura e o alongamento em excesso desta por fluência

são outras causas para este tipo de rotura (Figura 3.6).

Figura 3.6 – Rotura no contacto calda-terreno (retirado de [13])

3.3.3.3 Rotura no contacto entre a Calda e a Armadura

Segundo [13], a resistência da ligação entre a calda e a armadura deve ser maior do que a

resistência da ligação entre a calda e o terreno. Quando se começa a esforçar a armadura, esta

começa a mobilizar atrito, que depende do nível de rugosidade do aço, da tensão efetiva normal, do

valor do atrito mobilizado entra a calda e o terreno e da grandeza do próprio deslocamento da

armadura. A resistência é então mobilizada progressivamente, à semelhança da resistência entre a

22

calda e o terreno, e dá-se rotura por corte nesta interface quando a calda não tem capacidade de

absorver mais esforços (Figura 3.7)

Figura 3.7 – Rotura no contacto calda-armadura (retirado de [13])

3.3.4 Controlo de Qualidade

O EC7 preconiza a execução de ensaios em todas as ancoragens de modo a validar a sua boa

execução, nomeadamente sob o ponto de vista da formação do bolbo da zona de selagem, o

comprimento livre desta, dos deslocamentos por fluência, entre outros. Estes ensaios permitem

comprovar antecipadamente as hipóteses assumidas no dimensionamento, garantindo que não

existam discrepâncias entre o que foi projetado e o que foi executado.

A norma EN 1537 [14] apresenta três tipos de ensaios distintos, que permitem avaliar certos

parâmetros de projeto. São eles:

a) Ensaios Prévio: estes ensaios devem ser realizados em obras cujos terrenos nunca tenham sido

submetidos a este tipo de ensaio, ou cujas cargas previstas são relativamente mais elevadas

àquelas executadas em terrenos idênticos. As ancoragens, sendo experimentais, devem ser

tracionadas até à rotura (Ra) ou até à tração de ensaio (Pp), que deve limitar-se pelo menor dos

valores de 0,8Ptk (carga característica de rotura da armadura) ou 0,95Pt0,1k (carga característica de

rotura da armadura à qual ocorre 0,1% da deformação permanente). Isto permite ao projetista

definir a carga correspondente à resistência última relativamente às características do terreno e à

tecnologia a adotar.

b) Ensaio de receção detalhado: a norma 1537 sugere que sejam feitos, no mínimo, três ensaios

de receção detalhados em ancoragens em idênticas condições. Este ensaio tem por objetivos:

- se foram realizados ensaios prévios, permitem confirmar a grandeza da fluência da

ancoragem e as respetivas perdas de carga durante o ensaio, para considerar na análise

dos resultados dos futuros ensaios de receção simplificados ou para a carga crítica de

fluência;

- se não foram realizados ensaios prévios, ou se não houverem resultados de ensaios prévios

em terrenos semelhantes com o mesmo tipo de ancoragens, permitem avaliar as

características referidas na alínea anterior e definir os critérios de aceitação dos ensaios de

receção simplificados, no que respeita à fluência e à perda de carga durante o ensaio ou

ainda fornecer a tração crítica de fluência.

- determinar o comprimento livre aparente.

23

c) Ensaio de receção simplificado: todas as ancoragens devem ser submetidas a este tipo de

ensaio, com exceção às ancoragens às quais foram realizados ensaios de receção detalhados.

Estes ensaios permitem avaliar os seguintes parâmetros:

- demonstrar que a tensão de ensaio pode ser suportada pela ancoragem (depende do

método de ensaio);

- determinar o comprimento livre aparente;

- demonstrar que a tração de blocagem aplicada é adequada para garantir a tração de

projeto, excluindo atrito;

- caso necessário, avaliar as características de fluência e de perdas de pré-esforço no estado

limite de utilização.

Estes ensaios referidos anteriormente podem ser submetidos por três métodos diferentes, segundo a

EN 1537. Estes métodos diferem entre si na forma como a força de tração é aplicada e na duração

dos intervalos de aplicação da mesma.

a) Método 1: a aplicação da carga é incremental, com um ou mais ciclos de carga. A carga a aplicar

decorre desde a tração inicial até a tração de ensaio, sendo registados os deslocamentos na

cabeça no fim de cada ciclo durante certo intervalo de tempo.

Figura 3.8 – Aplicação de carga com o método 1 (retirado de [15])

b) Método 2: a aplicação da carga é incremental, em ciclos que decorrem desde a tração inicial até à

tração de ensaio ou de rotura. A perda de tração da cabeça da ancoragem é registada no fim de

cada ciclo durante um certo intervalo de tempo.

24

Figura 3.9 – Aplicação de carga com o método 2 (retirado de [15])

c) Método 3: a ancoragem é solicitada incrementalmente, desde a tração inicial até à tração máxima

de ensaio. Em cada incremento de carga, registam-se os movimentos da cabeça da ancoragem

durante um certo intervalo de tempo, a carga constante.

Figura 3.10 – Aplicação de carga com o método 3 (retirado de [15])

3.4 Comparação entre Diferentes Soluções

De forma a fazer uma sintetização da informação transmitida no presente Capítulo, a Tabela 3.1

resume as vantagens e desvantagens associadas a cada tipo de estrutura de suporte horizontal.

25

Tabela 3.1 – Tabela resumo entre vantagens e desvantagens associadas aos tipos de estrutura de contenção descritos.

Tipo de

Estrutura de

Suporte

Vantagens Desvantagens

Escoramentos

Execução rápida.

Material relativamente barato.

Não invasivo.

Consumo de espaço significativo, sendo a

sua aplicação limitada a situações

específicas.

Dependente da geometria da obra para a

sua execução.

Bandas de Laje

Sistema de contenção

englobado na solução

definitiva.

Consumo de espaço

relativamente pequeno.

Não invasivo

Muro de contenção tem de ser de caracter

definitivo.

Qualidade da betonagem é mais difícil de

garantir (é feita contra o terreno)

Tempos associados à betonagem e cura

do betão podem condicionar restantes

frente de obra.

Ancoragens

Não consomem espaço, logo

não condicionam restantes

trabalhos.

Solução relativamente fiável

na limitação de

deslocamentos horizontais.

Relativamente económica.

Processo invasivo (dependente das

condições de vizinhança).

Necessita de equipamento e pessoal

especializado.

Formação do bolbo pode ser morosa,

podendo condicionar restantes frentes de

obra.

Necessita de um estrato competente para

poder ser selada.

26

4 Caso de Estudo – Hotel Rua Rosa Araújo 16

4.1 Enquadramento Geral

A obra que serviu de caso prático nesta dissertação foi o futuro hotel do grupo Vincci, com o objetivo

de acompanhar os trabalhos respetivos à contenção da fachada, à contenção periférica e à

escavação dos três pisos enterrados. Até à data presente, este hotel tem o nome de Hotel Rua Rosa

Araújo 16.

Esta é uma obra de remodelação, do tipo Fachadismo, em que a fachada é preservada com recurso

a uma estrutura metálica provisória e todo o interior é demolido para readapta-lo às novas exigências

funcionais do edifício, que será um hotel de 4 estrelas com 85 quartos duplos.

Esta obra foi promovida pelo grupo imobiliário Cerquia, que efetuou a gestão dos projetos da mesma.

As empreitadas foram adjudicadas por especialidade, sendo que a construtora HCI ficou responsável

pela empreitada de construção civil (demolições, contenção de fachada, contenção periférica,

estrutura nova e acabamentos). As restantes empreitadas ficaram por ser adjudicadas numa fase

posterior da obra.

4.1.1 Localização

A obra está situada no cruzamento da Rua Mouzinho de Oliveira com a Rua Rosa Araújo (Figura 4.1,

a vermelho), nas imediações da Avenida da Liberdade, integrando assim uma zona nobre da cidade.

Esta zona tem sido alvo de obras de reabilitação e remodelação, promovendo assim o comércio,

negócio e turismo da área.

Figura 4.1 – Localização da obra do hotel Rua Rosa Araújo [16]

27

4.1.2 Áreas e Características

Como já foi referido, esta é uma obra de remodelação, em que o interior do edifício é completamente

novo e adaptado às novas exigências funcionais deste, mantendo apenas as fachadas, tendo em

conta que o imóvel é classificado como património pelo IGESPAR. Este edifício é um caso típico de

“gaioleiro” (termo associado a muitos edifícios compreendidos, aproximadamente, entre a década de

70 do século XIX e a década de 30 do século XX). Este tipo de edifícios materializa-se por uma

decadência geral da gaiola pombalina, sendo estruturalmente mais débeis (há uma despreocupação

geral a nível da resistência ao sismo), as paredes de alvenaria são de execução descuidada e as

paredes interiores têm fraco comportamento mecânico [17].

A fachada nascente será totalmente demolida, sendo reconstruída junto ao edifício número 6,

havendo assim um acréscimo de área útil para o imobiliário. Além dos novos três pisos enterrados, o

hotel terá mais dois pisos que o edifício original, perfazendo assim seis pisos elevados, num total de

dez pisos. Na Figura 4.2 podemos observar a geometria e envolvente da obra. A cor laranja

representa a geometria do edifício original e a vermelho o acréscimo de largura devido à demolição

da fachada de nascente.

Figura 4.2 – Planta da envolvente e geometria da obra. (adaptado de [18])

O imóvel fica, portanto, com uma frente de 16 metros de comprimento sobre a Rua Mouzinho de

Silveira e com outra de 30 metros sobre a Rua Rosa Araújo [17].

Referentemente à geometria e áreas do imobiliário, estas são as seguintes:

Área de construção: 5825,43 m2

Área de implantação: 578m2

Volumetria: 14950m3

28

4.1.3 Elementos de Base

O projeto de execução de escavação e contenção periférica foi desenvolvido pela empresa JetSJ, e

teve por base os seguintes elementos disponibilizados pelo cliente (empresa imobiliária Cerquia):

Peças desenhadas relativas ao Projeto de Arquitetura, desenvolvido pela empresa ARP –

Arquitectura e Urbanismo, Lda., em Novembro de 2012.

Estudo Geológicos-Geotécnico, elaborado pela empresa CêGê – Consultores para Estudos de

Geologia e Engenharia, Lda., em Maio de 2011.

Peças desenhadas de fundações do Projeto de execução de Estabilidade, elaborado pela

empresa Pecnon, em Novembro de 2012.

Além destes elementos fornecidos pelo dono de obra, foram feitas visitas à obra e recolhidos

elementos complementares de modo a interpretar de forma mais fiável as condicionantes da zona, e

acompanhar a execução de uma solução que se comprovou estar de acordo com o pretendido pelo

cliente [19].

4.2 Condicionantes

4.2.1 De Natureza Construtiva

O principal condicionamento desta obra, em questões construtivas, foi a necessidade de preservar as

fachadas principal e de tardoz. Este edifício encontra-se dentro dos limites pertencentes ao Plano de

Urbanização da Avenida da Liberdade e Zona Envolvente (PUALZE), que visa a preservação e

promoção do património edificado, estabelecendo regras e critérios de ordenamento e gestão

urbanística. O edifício em questão é classificado como Bem de Valor Patrimonial de Referência,

inviabilizando deste modo a demolição total do edifício [20]. Consequentemente, os trabalhos

adotados tinham que minimizar os impactos nestas fachadas, não só em termos de estabilidade

como também em termos de manutenção da sua estética.

Os trabalhos deveriam garantir o normal funcionamento dos edifícios na sua vizinhança, sendo

portanto importante a adoção de processos construtivos que não induzissem vibrações excessivas

nem emitissem demasiado ruído. Por isto mesmo, foi importante a validação das informações obtidas

e pressupostos assumidos, nomeadamente no estado de conservação e respetivas cotas das

fundações das fachadas a preservar e de edifícios vizinhos.

A manutenção das fachadas limita os acessos à obra e o espaço útil para se trabalhar, obrigando a

um bom planeamento da gestão do espaço e de coordenação de trabalhos. O facto desta obra ter

uma área de escavação relativamente pequena, limita ainda mais o espaço disponível para estaleiro

[19].

Foi necessária a realização duma prospeção prévia para verificar os serviços que passavam nas

zonas alvo de intervenção. Caso existissem serviços em risco de serem afetados, estes teriam que

ser desviados para não condicionar o funcionamento da zona. Efetivamente, existiam cabos da EDP

29

que passavam no local onde seriam instaladas as microestacas exteriores, pelo que foi preciso

contactar a empresa para desviar a infraestrutura de modo a permitir a execução dos trabalhos,

acabando por causar alguns atraso à obra.

Em termos de projeto de arquitetura, a cércea do edifício estava limitada pela cércea da zona, de

acordo com o artigo nº 62 do PDM (2014), desde que contida nos planos a 45 graus passando pelas

linhas superiores de todas as fachadas do edifício [21]

4.2.3 De Natureza Geológica e Geotécnica

De acordo com a Carta Geológica do Concelho de Lisboa – na escala 1:10.000, editada pelos

Serviços Geológicos de Portugal, a obra em questão localiza-se na formação das Argilas e Calcários

dos Prazeres (M1I), datada do Miocénico. Na Figura 4.3 pode observar-se um extrato da respetiva

carta.

Figura 4.3 – Extrato da carta geológica de Lisboa (retirado de [22])

Esta formação resultou da sedimentação quase constante durante 16 Milhões de anos de materiais

terrígenos transportados pelos rios, traduzindo-se numa formação homogénea em que se podem

constatar alternâncias de argilas margosas, calcários margosos e margas, com tonalidades entre o

esbranquiçado e o acinzentado.

Subjacente a esta formação, localiza-se o Complexo Vulcânico de Lisboa (ß), constituído por basaltos

decompostos a medianamente alterados, de tonalidades acastanhadas e acinzentadas [22]. Na

Figura 4.4, pode constatar-se estas formações num perfil interpretativo realizado próximo da área de

estudo.

Figura 4.4 – Perfil interpretativo próximo da área em estudo (retirado de [22])

30

Foi fornecido pelo dono de obra um estudo realizado em 2011 pela empresa CêGê que consistiu em:

Três sondagens com furação à rotação (S1 a S3), de 86 milímetros de diâmetro (φ86), e recolha

contínua de amostras.

Ensaios de penetração dinâmica do tipo SPT, num total de 17.

Instalação de três piezómetros de 50 milímetros (φ50), em tubo PVC rígido, nas sondagens S1 a

S3.

Ensaios de permeabilidade lefranc.

Ensaios de laboratório sobre as amostras intactas recolhidas nos ensaios de furação e nos poços

de prospeção.

A localização destas sondagens encontra-se demonstrada na Figura 4.5.

Tendo em conta as amostras recolhidas pelas sondagens e atendendo aos conhecimentos sobre a

geologia do local, foi possível individualizar as seguintes unidades lito-estratigráficas [22]:

Aterros: encontrados em todas as sondagens, desde a superfície até aos 9m na sondagem S3 e

até aos 10,5m nas sondagens S1 e S2. Constituídos por materiais argilo-arenosos e com

abundantes fragmentos de alvenaria.

Argila dos Prazeres (M1I): unidade presente em todas as sondagens subjacentes aos aterros.

Constituída por argilitos com intercalações arenosas, margas arenosas com horizontes margo-

calcários e argilitos com concreções carbonatadas.

Tendo por base a estratigrafia descrita e a bibliografia referente ao local anteriormente enunciada, foi

feito um zonamento geotécnico com 3 zonas distintas e adotados os seguintes parâmetros

geotécnicos:

Tabela 4.1 – Parâmetros geotécnicos (valores mais frequentes), retirado de [19]

Zona

Geotécnica Descrição NSPT

Ângulo

de Atrito

Interno

φ’(ᵒ)

Coesão

C’ (kPa)

Peso

Volúmico

γ (kN/m3)

Módulo de

Deformabilidade

E’ (MPa)

ZG3 Aterros 1-7 28 - 18 7

ZG2

Argilitos com

intercalações

arenosas

41-43 30 80 19 50

ZG1

Margas

calcárias,

argilitos com

concreções

calcárias e

calcários

margosos

carbonificados

≥60 35 150 22 100

31

De referir que a zona ZG2 foi localizada na sondagem S1, e posteriormente no ensaio complementar

SC2 (referido à frente neste subcapítulo), estando intercalada entre a zona ZG3 e ZG1. Nas outras

sondagens, a estratigrafia passa diretamente da zona ZG3 para a zona ZG1. A zona ZG3 é o estrato

superficial, com uma profundidade de 9 a 10,5 metros, dependendo da localização em planta. A zona

ZG2, onde é possível ser encontrada, tem cerca de 3,5 metros de espessura (dos 10,5m aos 14m).

As sondagens S1 a S3, além de terem permitido a averiguação das cotas das fundações das

fachadas e de terem recolhido amostras contínuas do solo, permitiram a leitura do nível freático

através da instalação de três piezómetros acoplados em cada uma das sondagens. As leituras

encontram-se na seguinte tabela:

Tabela 4.2 – Resultados das leituras nos piezómetros e do reconhecimento da cota de fundação (retirado de [19])

Sondagem Profundidade do nível de

água estabilizado (m)

Cota do pavimento

(m)

Cota da fundação

(m)

S1 10,3 48,6 37,3

S2 7,4 47,5 37,3

S3 11,1 47,6 37,0

É de salientar que os valores estimados para os parâmetros adotados para dimensionamento

deveriam ser confirmados com base nos resultados obtidos na campanha de prospeção

complementar executada após a demolição do edifício, de forma expedita no decorrer dos trabalhos e

com base na análise dos resultados das leituras realizadas no âmbito do Plano de Observação e

Instrumentação.

Efetivamente, foi feito um acompanhamento pela empresa Tecnasol, já com o decorrer dos trabalhos.

Este acompanhamento incluiu uma prospeção complementar que permitiu a confirmação dos

pressupostos em projeto, antes do início das escavações, sendo efetuados os seguintes trabalhos:

Três sondagens mecânicas com furação à rotação φ86, (SP1, SC2 e SP3), com recolha contínua

de amostras.

Ensaios “in-situ” de penetração SPT, num total de 36 ensaios.

Instalação de dois piezómetros nas sondagens SP1 e SP3.

Três poços com o intuito de analisar o estado de conservação e cotas das fundações dos edifícios

vizinhos.

A localização desta prospeção complementar está localizada na Figura 4.5. Esta prospeção

complementar permitiu a validação do estudo realizado em 2011 pela empresa CêGê e dos

parâmetros assumidos em projeto. Foi apenas acrescentado um detalhe no zonamento geotécnico,

em que a zona ZG1 foi subdivida em ZG1A (encontrada e definida apenas nas sondagens

complementares) e ZG1B, sendo que a principal diferença entre estas duas zonas era a percentagem

de recuperação e a distância de fraturas, apresentando ambas as zonas valores de NSPT superiores a

60 pancadas.

32

Figura 4.5 – Localização das sondagens (em planta e foto aérea), retirado de [23]

No anexo I e II apresentam-se os resultados das amostras recolhidas, tanto da prospeção efetuada

em 2011 pela empresa CêGê, como da prospeção complementar realizada em Julho de 2014 já com

o decorrer dos trabalhos.

4.3 Solução Inicial

Tendo em conta a necessidade de manter as fachadas e executar 3 pisos enterrados, a solução

passou por realizar uma contenção de fachada com recurso a estruturas porticadas metálicas, fazer

um recalçamento desta para garantir a sua estabilidade vertical durante a escavação, com recurso a

duas vigas de betão armado, e realizar uma parede de contenção periférica, em betão armado, para

permitir a escavação e execução dos pisos enterrados em segurança. Para conter a parede de

contenção periférica, estavam previstas ancoragens e bandas de laje, consoante o alçado, e

escoramentos de canto. Posteriormente, o projeto foi alterado e as bandas de laje foram substituídas

por escoramentos de canto.

4.3.1 Contenção Provisória de Fachadas

Para a contenção provisória das fachadas, foram executadas estruturas metálicas provisórias

modulares, com a vantagem de serem reutilizáveis e de rápida montagem. O projeto e a montagem

foram efetuados pela empresa Peri com a devida compatibilização com o projeto de contenção e

escavação,

Foram realizadas cinco torres na fachada principal (duas torres na fachada da Rua Mouzinho da

Silveira, e três na fachada da Rua Rosa Araújo), e uma torre na fachada de tardoz. Estas estruturas

foram fundadas através de microestacas, que têm a vantagem de necessitar de pouco espaço de

furação e de ter um bom comportamento à compressão e à tracção, resistindo a cargas elevadas. A

ligação entre as microestacas e a torre foi feita através de uma sapata em betão armado, com

negativos do tipo enroscados no seu exterior, para posterior ligação à estrutura metálica. Estas

33

sapatas têm a função de transmitir as cargas verticais provenientes da torre de contenção para as

microestacas, sendo a eficiência desta transmissão um pormenor importante. As sapatas não devem

ser de um volume excessivo, pois isso causaria acréscimos de tensão vertical, em que seria difícil

não garantir alguma transmissão diretamente para o solo onde assenta a sapata. Foi ainda realizada

uma estrutura treliçada aérea entre o alçado CD e o alçado EF, para garantir uma contenção mais

eficaz no topo da fachada.

A ligação das fachadas à nova estrutura é feita através de ferrolhos embebidos na fachada, através

de uma resina para garantir a fixação destes. Estes ferrolhos serão posteriormente ligados à nova

estrutura, sendo betonados conjuntamente com a parede que vai envolver o interior da fachada. As

torres de contenção são desativadas faseadamente consoante a nova estrutura é executada, já que

estas dão apoio horizontal definitivo às fachadas.

No anexo IV ilustra-se o projeto de contenção de fachada efetuado pela empresa Peri, em planta e

alçado.

4.3.2 Recalçamento das fachadas

Havendo escavação, a fundação e consequentemente a estabilidade vertical das fachadas será posta

em causa, pelo que há necessidade de realizar um recalçamento prévio destas antes de avançar com

os trabalhos de escavação. Consiste na execução de duas fiadas de microestacas, a primeira

executada no exterior da obra e a segunda no interior desta, sendo esta última realizada após a

demolição do interior do edifício. A transmissão das cargas verticais das fachadas para as

microestacas é feita através de duas vigas de recalçamento (uma encontra-se no exterior e outra no

interior, a embeber as respetivas microestacas) e onde é implementado um mecanismo de costura

através de varões de pré-esforço de aperto do tipo Gewi-Dywidag (Figura 4.6, a vermelho). Estes

atravessam as vigas e a fachada, sendo feito uma furação prévia por carotagem. Estas barras, sendo

pré-esforçadas, fazem com que as vigas de recalçamento comprimam a fachada, garantindo atrito

lateral na interface destas (a fachada é previamente picada na altura das vigas, para garantir

rugosidade que promove a mobilização do atrito (Figura 4.6, a vermelho)). Isto permite um maior

controlo na transmissão dos esforços da fachada para as vigas. Não sendo compatíveis com a

arquitetura do projeto, serão demolidas numa fase posterior da obra.

De referir que as microestacas localizadas no interior da obra, terão a dupla funcionalidade de

recalçamento da fachada e apoio provisório à contenção periférica.

34

Figura 4.6 – Pormenor das vigas de recalçamento e das barras Gewi-Dywidag (adaptado de [18]).

4.3.3 Contenção periférica e escavação

Para permitir a escavação dos pisos enterrados, foi adotado como tecnologia de contenção periférica

paredes do tipo “Berlim Definitivo”, que consiste na realização de uma parede de betão armado,

betonada contra os terrenos a conter ou contra as paredes das fundações dos edifícios vizinhos,

realizada por níveis, de cima para baixo. Esta parede será travada com recurso a ancoragens ou

bandas de laje, consoante alçado em questão, e escoramentos de canto, já que estes permitem um

grande rendimento em termos de espaço utilizado e em termos de tempo de trabalho. O número de

travamentos poderá ser redefinido na fase de obra consoante os resultados do Plano de

instrumentação e observação, assim como através da avaliação das características observadas do

terreno durante a fase de escavação. Este processo, como referido anteriormente no capítulo 2.6

Paredes de Munique ou Berlim Definitivo, torna-se competitivo para situações de áreas de

implantação relativamente reduzidas e com limitações de espaço de estaleiro, e cuja cota do fundo da

escavação em solos permeáveis localize-se acima do nível freático em solos permeáveis.

Tendo por base as condições geológicas, foi preconizado um tratamento prévio dos solos superficiais

(ZG3) através de colunas de calda de cimento. Este tratamento prévio dos solos permitiu minimizar a

descompressão dos aterros aquando a escavação da obra, o que permitiu um faseamento menos

condicionado na execução das paredes de Berlim e uma maior fiabilidade na segurança da obra.

Também permitiu o rebaixamento da localização do cone do nível freático no interior da obra, caso

este fosse elevado, não sendo o caso desta obra.

Numa fase posterior, as lajes dos pisos enterrados funcionam como elemento estabilizador das

paredes de contenção, pelo que as ancoragens e escoramentos de canto são desativados.

35

4.3.4 Alterações ao Projeto Inicial

Antes do início da escavação, foi decidido pelo empreiteiro, com aprovação do dono de obra e

gabinete responsável pelo projeto de contenção periférica e escavação desta obra, a mudança de

bandas de laje para escoramentos de canto como travamentos da parede de contenção. Isto alterou

os processos construtivos nos alçados FGA e DE, visto que estes eram travados pelas respetivas

bandas de laje.

Do ponto de vista estrutural, esta é uma solução que não oferece tanta fiabilidade, já que deixamos

de ter um apoio contínuo e significativamente mais rígido para termos apoios pontuais. Além disto,

estes escoramentos terão que ser desativados no futuro, o que pode causar deslocamentos na

parede quando estes transferirem a sua carga para a estrutura definitiva. É, portanto, necessária uma

monitorização mais minuciosa durante a execução dos trabalhos.

Do ponto de vista económico, os custos diretos desta solução são mais caros. Foi realizada uma

estrutura provisória que teve de ser desativada no futuro, em detrimento de uma estrutura de

contenção que seria incorporada na estrutura final, não sendo necessário demolições futuras. No

entanto, é um trabalho que permite chegar ao fundo da escavação com maior celeridade -

rendimentos de trabalho são superiores, já que uma betonagem envolve uma maior quantidade de

trabalhos e tempo de espera para a cura do betão, e o próprio escoramento do troço de laje

condiciona a escavação na zona da banda - dando uma maior segurança no cumprimento do prazo,

minimizando assim os custos indiretos. Além disto, permite recuperar ligeiros atrasos que se tinham

verificado, permitindo cumprir o prazo intercalar para esta fase da obra, não pondo em causa

eventuais coimas por incumprimento do prazo. Esta celeridade permitiu também ao empreiteiro “fugir”

às chuvas de Outono, que dificultam significativamente a execução dos trabalhos de escavação e

contenção, podendo agravar o prazo de conclusão destes trabalhos.

As bandas de laje poderiam ajudar na gestão de obra, fornecendo espaço que poderia ser utilizado

como estaleiro numa obra que tem limitações neste aspeto. De referir que a grua teve que ser

mobilizada por cima da fachada, perdendo assim rendimento, para conseguir transportar materiais

entre a obra e o estaleiro. No entanto, estas bandas de laje poderiam eventualmente danificar-se se

utilizadas como apoio ao estaleiro, sendo ainda difícil garantir a mesma qualidade e nivelamento

numa betonagem contra o terreno. Consequentemente, havia uma certa probabilidade de ser

necessário reparar estes troços de laje no futuro.

Foi, então, uma decisão assumida pelo empreiteiro de obra, havendo consciência dos custos diretos

mais elevados envolvidos mas havendo uma aposta que em termos de custos indiretos esta alteração

seria economicamente rentável.

No anexo V podemos observar a planta do projeto alternativo, executado em obra.

36

4.3.5 Análise Económica entre Soluções

Como referido no subcapítulo anterior, esta solução alternativa foi implementada, sobretudo, numa

tentativa de reduzir encargos à construtora. Segundo o orçamento feito, os custos diretos associados

à execução dos escoramentos de canto (custos de material) rondaram os 4500€, e o tempo poupado

estimado foi de 3 a 4 semanas. Com base nesta informação, foi possível fazer uma estimativa

económica generalizada das diferentes soluções. Para isso, tomou-se o pressuposto de que a

mobilização de recursos para a execução de uma e outra solução não variava, ou seja, os custos

indiretos diferiam apenas no tempo de execução. Tendo em conta a natureza dos trabalhos, é certo

que os recursos mobilizados para a solução alternativa acabam por incrementar o orçamento, já que

estamos a utilizar mão-de-obra numa solução não definitiva. No entanto, para simplificar esta análise,

foi tomado o pressuposto que este valor seria igual, alertando-se, no entanto, para a importância que

a diferença deste valor pode tomar.

Na Figura 4.7 foi feita a análise do break-even, em função dos encargos indiretos, assumidos como

variável.

Figura 4.7 – Break-even consoante diferentes custos diários.

Analisando a figura, quanto maiores os encargos diários por parte da construtora, maior a

compensação para adotar esta alternativa, já que o tempo poupado sobrepõe-se ao gasto em

material. Com um encargo de 1600€ por dia, apenas precisamos de poupar 3 dias para compensar a

execução de escoramentos de canto. No entanto, encargos diários mais baixos necessitam de uma

poupança de tempo maior para que esta alternativa compense.

Como referido anteriormente, a estimativa de tempo poupado foi de 3 a 4 semanas. Na Figura 4.8,

tentou enquadrar-se estes prazos com o potencial lucro gerado.

0

200

400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

0 5 10 15 20 25 30

Custos Indiretos [€/dia]

Diferença de Dias

Break-even

Prejuízo

37

Figura 4.8 – Lucro expectável consoante dias poupados em relação aos custos indiretos.

Como pode verificar-se, com os pressupostos tomados nesta análise, esta solução compensa em

termos económicos, podendo poupar-se quantias significativas com encargos indiretos altos. Estes

encargos envolvem custos de mão-de-obra e ordenados (desde trabalhadores a toda a equipa de

preparação e direção de obra), aluguer de material e equipamentos, custos de aluguer de grua,

custos de energia, entre outros. Numa obra com certa dimensão, podem ter algum peso diário.

Mais uma vez volta a alertar-se que, para uma análise eficaz, seria necessário conhecer a diferença

entre os custos indiretos associados à mobilização de recursos entre uma e outra solução, a fim de

se conseguir comparar de forma válida o tempo poupado com os custos diretos despendidos.

4.4 Plano de Instrumentação e Observação

4.4.1 Generalidades

Tendo em conta a incerteza existente na definição dos parâmetros geológicos e geotécnicos e

também devido ao próprio risco associados aos processos construtivos presentes nesta obra, era

indispensável a implementação de um plano de instrumentação e observação da obra. Este tem por

objetivo a monitorização do comportamento da obra e das infraestruturas vizinhas, permitindo a

execução dos trabalhos em maior segurança, qualidade e economia. Além destes aspetos, este plano

também permite:

Validação atempada dos parâmetros geológicos e geotécnicos ou, em caso de desajuste face à

realidade da obra, redefinição destes em tempo útil.

Verificação do comportamento da obra em fase de construção e exploração.

Redução de custos na reparação em danos apresentados em estruturas vizinhas.

Suporte legal para a defesa do empreiteiro, caso sejam-lhe imputados custos não esperados.

-5000

0

5000

10000

15000

20000

25000

30000

35000

40000

45000

0 500 1000 1500 2000

Lucro [€]

Custos Indirectos [€/dia]

21 Dias

25 Dias

28 Dias

Dias Poupados

38

Este plano é elaborado através da análise dos principais condicionamentos que poderão vir a afetar a

obra, que se traduzem na quantificação dos principais riscos associados à execução dos trabalhos.

Assim, foram previstos níveis de deslocamentos e vibrações limites na contenção das fachadas, na

contenção periférica e nas estruturas vizinhas.

4.4.2 Grandezas Medidas e Meios de Medição

As principais grandezas que o plano de instrumentação e observação foi capaz de medir, durante os

trabalhos de contenção da fachada, contenção periférica e escavação, foram as seguintes, conforme

[19]:

a) Deslocamentos horizontais e verticais da estrutura de contenção e das paredes recalçados;

b) Assentamentos da superfície do terreno;

c) Deslocamentos horizontais no interior do maciço;

d) Medição da tensão/carga instalada nas ancoragens executadas.

Estas grandezas foram medidas com recurso aos seguintes instrumentos:

Alvos topográficos, para as medições referidas em a);

Marcas topográficas, para as medições referidas em b);

Inclinómetros, para as medições referidas em c);

Células de carga em ancoragens, para as medições referidas em d).

A localização da instrumentação foi definida no projeto de escavações, e executado pela empresa

Tecnasol, com alguns ajustes face ao preconizado.

4.4.3 Frequência das Leituras

Dadas as características da obra, foi definido em projeto que as leituras dos aparelhos instalados,

durante a fase de contenção periférica e escavação, fossem feitas no mínimo uma vez por semana.

Na fase de construção da nova estrutura, estas leituras poderiam passar a ser feitas quinzenalmente,

até à desativação das ancoragens e elementos provisórios de suporte à contenção. Em função dos

resultados entretanto obtidos, a frequência destas leituras poderia vir a ser ajustada na fase de obra.

4.4.4 Critérios de Alarme e Medidas de Reforço

Tendo em conta o tipo de soluções propostas e trabalhos executados, assim como a geologia do

local de intervenção, foram considerados os seguintes critérios para a parede da contenção

periférica, a confirmar na fase de obra:

a) Critério de alerta: deslocamentos horizontais de 25mm e deslocamentos verticais de 20mm;

b) Critério de alarme: deslocamentos horizontais de 50mm e deslocamentos verticais de 40mm.

39

A interpretação dos valores citados foi realizada de forma comparativa com a dos valores obtidos nos

leitores anteriores, pois, além da informação dada pelos valores absolutos, foi importante a análise

das tendências e taxas da respetiva evolução.

Caso os critérios mencionados anteriormente fossem ultrapassados, estavam previstas medidas de

reforço que, entre outras, poderiam compreender:

Reforço da capacidade de carga vertical das paredes de contenção de fachadas e do terreno, ou

das vigas de recalçamento, através da execução de microestacas adicionais.

Reforço do travamento horizontal das paredes a recalçar e dos painéis da parede de contenção,

através da execução adicional de ancoragens, escoramentos, ou através da realização de troços

de escavação com menor área. No limite, a contenção poderia vir a ser realizada através do

método invertido.

Estas medidas de reforço são genéricas, isto é, caso os critérios fossem ultrapassados, o problema

deveria ser analisado para depois se conseguir decidir qual a melhor abordagem para o resolver [19].

Verificou-se que os critérios de alarme não chegaram a ser atingidos, pelo que não houve

necessidade de adotar qualquer medida.

4.4.5 Evolução da Instrumentação

4.4.5.1 Alvos Topográficos

Os alvos topográficos têm a função de medir os deslocamentos tridimensionais do ponto onde estão

colocados. Estes consistem em placas metálicas planas, fixas à estrutura em determinados pontos

por colagem e/ou selagem. A orientação dos alvos, depois de fixos, foi corrigida de forma a facilitar as

pontarias do equipamento topográfico e consequentemente minimizar o erro nas leituras destes (da

ordem de 1,0mm na direção horizontal e de 0,5mm na direção vertical).

As campanhas de leitura são feitas medindo ângulos e distâncias dos alvos, colocados em zonas

previamente escolhidas. Variação destes ângulos e distâncias são traduzidos em deslocamentos,

através de um software adequado.

Para as leituras dos alvos que estavam a monitorizar o comportamento das fachadas a preservar, a

estação de medição foi colocada fora da influência da obra. Assim, os deslocamentos registados

foram deslocamentos absolutos em relação a esta estação de medição. Para a monitorização do

comportamento da escavação, tendo em conta que os alvos se encontravam no interior da obra, a

estação de medição foi colocada no interior da obra, medindo cordas e ângulos entre alçados. A

estação mediu, portanto, deslocamentos relativos que nos davam a informação se os alçados

estavam a convergir ou divergir. De referir que aos resultados finais do sistema deve-se adicionar +/-

1mm, em cada campanha, devido a eventuais erros associados ao sistema, quer planimetricamente

quer em altimetria.

Os primeiros alvos foram colocados no dia 23 de Abril de 2014, fazendo-se a leitura de referência.

Por esta altura estavam a ser realizadas as colunas de calda cimento e microestacas exteriores,

40

estando o edifício ainda por começar a ser demolido. Por isso mesmo, foram só colocados os alvos

na fachada pelo exterior, para registo do comportamento desta através da medição de deslocamentos

absolutos (Figura 4.9)

Figura 4.9 – Evolução da instrumentação na fachada exterior do alçado EF (retirado de [24])

Entre 24 de Abril e 28 de Maio montou-se a estrutura de contenção. Devido ao aperto efetuado nesta,

a fachada moveu-se para o exterior, como se pode observar na figura anterior. Entre 28 de Maio e

finais de Junho verificou-se um pico acentuado nos deslocamentos para o interior da obra. Isto deve-

se ao facto da demolição do “miolo” do edifício ter-se dado entre estas datas. Até ao final dos registos

presentes nesta tese, continuou a tendência da fachada se mover para o interior da obra, mas de

forma menos acentuada. O último registo obtido é de 18mm, e embora seja já um valor considerável,

no projeto de contenção de fachadas estava previsto um deslocamento no topo de 29,65mm [25].

Há medida que se foi demolindo o edifício, começou-se a instrumentar a fachada pelo seu interior,

assim como a parede de contenção periférica após o início da escavação. Não se registaram

deslocamentos significativos, embora se tenha verificado que a zeragem da instrumentação da

parede de contenção tenha sido feita com algum atraso. Registos do primeiro nível de painéis foram

feitos quando as escavações do segundo ou até do terceiro nível de painéis já tinham começado.

Tendo em conta que os deslocamentos mais significativos ocorrem durante a escavação e puxe da

respetiva ancoragem, se só se começa a registar o comportamento da parede após a execução

destes trabalhos, perde-se a informação mais crucial da monitorização. Assim, a análise dos

deslocamentos da cortina consoante o faseamento construtivo ficou limitada. No anexo VI

apresentam-se os deslocamentos dos alvos de todas as fachadas.

41

4.4.5.2 Inclinómetros

Os inclinómetros têm a função de medir os deslocamentos horizontais do maciço. Trata-se de um

tubo-calha, em que no caso em estudo foi uma calha em PVC-ABS de φ75, que permite a passagem

de um sensor deslizante, denominado de torpedo, que contém pontos de referência (rolete)

espaçados de 0,5m ou 1m. O torpedo contém dois sensores do tipo servo-acelerómetros montados

com desfasamento de 90ᵒ. A profundidade a que o torpedo se encontra é controlada por uma escala

graduada de 0,5m, impressa no cabo elétrico que liga o torpedo a uma caixa de leituras que se

encontra à superfície. As leituras traduzem-se assim na distância horizontal entre os roletes de

referência, permitindo a construção de um gráfico profundidade para deslocamento horizontal das

calhas, em qualquer uma das direções ortogonais.

O preenchimento entre as paredes do furo e as calhas dos inclinómetros foi executado com um

material de características deformacionais semelhantes às do terreno, de forma a maximizar a

exatidão das leituras. A selagem do ponto fixo na base do inclinómetro foi feita a uma profundidade

que não fosse influenciada pelos trabalhos de escavação, sendo que na obra em estudo esta

profundidade foi de 4 metros abaixo da cota final de escavação. Foi considerado, para efeitos de erro

nas leituras devido à deflexão da calha, 1mm por cada 5m de profundidade do tubo.

Foram instalados dois piezómetros, um na Rua Rosa Araújo e outro na Rua Mouzinho de Silveira,

como se pode verificar na Figura 4.10. A zeragem do inclinómetro 1 foi realizada no dia 30 de Maio,

sendo a primeira leitura efetuada no dia 3 de Junho e a partir daí semanalmente. A zeragem do

inclinómetro 2 foi realizada a 17 de Junho, e a primeira leitura a 23, sendo depois efetuadas leituras

com a mesma frequência do inclinómetro 1. Na Figura 4.11 pode constatar-se a localização de ambos

os inclinómetros.

42

Figura 4.10 – Localização dos inclinómetros (adaptado de [24])

Figura 4.11 – Evolução do inclinómetro 1 desde 15 de Julho a 17 de Setembro, adaptado de [24]

43

Na Figura 4.11 estão expostos os deslocamentos acumulados do inclinómetro 1, na direção do eixo A

representado na Figura 4.10. Estes registos datam os períodos em que as escavações começaram,

até ao fundo da escavação. Podemos verificar que são pouco relevantes, embora haja um salto de

cerca de 3mm desde a superfície até aos 14 metros, entre o dia 13 de Agosto e o dia 19 de Agosto,

para o interior do terreno. Tendo em conta que neste alçado não foram executadas ancoragens, é

provável que estas leituras estejam associadas a erros. Durante a escavação, a única situação em

que podem ocorrer deslocamentos para o interior do terreno é no puxe da ancoragem.

Eventualmente, ventos fortes sobre a fachada podem induzir deslocamentos deste género. Mas se

analisarmos os registos da restante instrumentação, os movimentos são para o interior da obra, logo

o mais provável é ter havido algum erro de leitura.

4.4.5.3 Células de Carga

As células de carga permitem medir o nível de pré-esforço instalado nas ancoragens. Em projeto

estava previsto a utilização de células do tipo elétrico que permitisse uma medição até 1200kN, com

erro um associado de 0,5%, mas que foram efetivamente colocadas eram do tipo manométrico

(Figura 4.12). Cada célula foi montada sobre placas metálicas de uniformização de esforços para

minimizar erros relativos.

Figura 4.12 – Célula de carga instalada em obra

44

Figura 4.13 – Localização das células de carga e respetivo registo, adaptado de [24]

Na Figura 4.13 pode verificar-se o andamento da carga instalada nas ancoragens. A carga inicial

diferiu de ancoragem para ancoragem. No anexo VII encontram-se os resultados do ensaio detalhado

realizado numa das ancoragens.

4.4.5.4 Marcas Topográficas

As marcas topográficas são instrumentos que medem os assentamentos verticais dos níveis

superficiais, sendo usualmente colocadas nos arruamentos na periferia da obra. São fundadas, no

máximo, a 1 metro de profundidade, e as suas cotas devem ser referenciadas a pontos

suficientemente afastados da obra. Na Figura 4.14 podemos constatar o seu posicionamento na obra

em questão, assim como o histórico de assentamentos.

45

Figura 4.14 – Localização e histórico dos deslocamentos das marcas topográficas, retirado de [24]

Pelo análise da Figura 4.14, podemos constatar que começou a haver assentamentos quando as

escavações se iniciaram. Estes atingem um valor máximo de 4mm, valor reduzido e compatível com

o funcionamento das infraestruturas vizinhas.

4.4.5.5 Fissurómetros

Os fissurómetros são aparelhos colocados em fissuras previamente existentes em edifícios vizinhos

para que haja registo da evolução destas (Figura 4.15). Foram colocados 6 fissurómetros na cave do

edifício vizinho do alçado nascente, sem que se tenham registado nenhuns incrementos no valor da

abertura fissuras.

46

Figura 4.15 – Fissurómetro F1 (retirado de [24])

4.5 Processos Construtivos

4.5.1 Contenção de Fachadas

4.5.1.1 Generalidades

Os edifícios, tal como qualquer produto ou serviço, são ultrapassados, tornando-se obsoletos,

desatualizados perante as necessidades de uma sociedade em contínua evolução. Pela história,

valor e simbologia que certos edifícios transmitem à sociedade, tem havido uma evolução na filosofia

de os classificar como património, impossibilitando a sua demolição integral, tornando-os assim alvos

de obras de reabilitação e remodelação. Em Lisboa, os imóveis que são alvos deste tipo de

intervenção datam, habitualmente, de entre 1755 a 1940, e localizam-se essencialmente no centro

urbano.

A reabilitação começa a ser uma prática cada vez mais corrente, visto haver excesso de fogos

habitacionais, especialmente fora dos centros urbanos, originando uma procura superior à oferta.

Logo, pela dificuldade em promover edifícios residenciais fora dos centros urbanos, a reabilitação tem

vindo a ganhar preponderância, a nível de viabilidade económica, sobre a construção nova. Nos

centros urbanos também permite a potencialização de certas áreas nobres da cidade, havendo assim

uma valorização indireta neste tipo de empreendimentos.

Dentro da reabilitação temos diferentes níveis de intervenção. No início da escala, temos um

melhoramento a nível dos acabamentos interiores, sem qualquer intervenção estrutural. No final da

escala, temos a demolição total do “miolo” do edifício, ficando apenas a fachada original deste. Este

tipo de reabilitação é conhecido por Fachadismo, e é aso de controvérsia visto levantar questões

filosóficas e éticas entre conservadores, arquitetos, urbanistas e construtores. Enquanto uns

defendem que o edifício deve ser mantido na sua íntegra, outros aceitam que este tipo de reabilitação

é um bom compromisso entre preservação e desenvolvimento. O caso em estudo é, portanto, um

exemplo de Fachadismo [26].

Foi feito um levantamento inicial para averiguar o nível de degradação do edifício e, embora este

apresentasse boas aptidões estruturais, encontrava-se em condições precárias ao nível dos

47

acabamentos (fendilhação ao nível dos tectos, descascamento de rebocos, desabamentos de

algumas partes de tectos de certos pisos contribuindo para a degradação dos elementos metálicos

estruturais e degradação de alguns revestimentos de paredes [17]). A utilização a ser dada ao novo

edifício (unidade hoteleira de 4 estrelas) é completamente diferente da utilização original (edifício

residencial), logo, à luz da regulamentação em vigor, dificilmente a estrutura original seria capaz de

suportar todo o acréscimo de carga de infraestruturas necessárias para suportar a operação de um

hotel (como ares condicionados, bombas, hottes de cozinhas, entre outros).

Foi então optado por um processo de contenção de fachada e demolição total do interior do edifício.

Embora isto encareça substancialmente a obra, não só a nível de custos diretos de processos

construtivos mas também a nível de custos indiretos, devido a prazos mais longos de construção, há

algumas vantagens que não devem ser menosprezadas e que trazem valor ao empreendimento:

Segundo o PDM, os edifícios têm que respeitar os regulamentos do ano da sua construção, sendo

que os regulamentos atuais são mais restritivos em termos de áreas e profundidades de empena

(14 metros em unidades hoteleiras, segundo o artigo nº43 do PDM (2014) [21]). Mantendo as

fachadas originais do edifício, podemos respeitar os regulamentos do edifício original, traduzindo-

se num melhor aproveitamento em termos de áreas e tornando o investimento mais viável.

Existem diversos grupos, instituições e empresas que estão dispostas a pagar um bom preço para

que possam operar a partir dum imóvel com prestígio, pelo que a fachada valoriza o edifício

enquanto o novo interior fornece boas condições para a operação. No caso em estudo, um hotel, a

sua localização e valor arquitetónico será um valor acrescido no mercado turístico.

Muitas vezes, o layout de arquitetura é incompatível com o novo uso pretendido para o edifício,

não só na distribuição de espaços mas também no que respeita à capacidade do edifício incluir

instalações modernas. Por vezes, a única maneira de contornar este problema é realizando uma

estrutura interior completamente nova, respondendo às exigências regulamentares de segurança

estrutural para ações estáticas e, sobretudo, dinâmicas, como é o caso da ação sísmica.

4.5.1.2 Aspetos Técnicos

Localização

A localização da estrutura provisória de contenção de fachadas varia consoante as condicionantes e

a geometria do edifício. Esta estrutura tanto pode ser localizada pelo interior como pelo exterior do

edifício, sendo que o mais corrente é ter um sistema misto.

É preferencial termos a estrutura de contenção pelo lado exterior do edifício, não perturbando os

trabalhos de demolição e/ou recuperação do edifício. No entanto, devido a restrições de utilização da

via pública, isto nem sempre é possível, já que é provável que obrigue a desviar caminhos de acesso

pedonal/vias de circulação. Outro ponto negativo é a questão destas estruturas serem habitualmente

fundadas por microestacas. Tendo em conta que existem redes de infraestruturas a circularem sob os

pavimentos exteriores, a perfuração para a execução das microestacas poderá por em causa o bom

funcionamento destas redes.

48

Sendo a estrutura de contenção localizada pelo interior, não existe o problema da obstrução da via

pública mas condiciona o andamento e o planeamento dos trabalhos. Esta estrutura tem de ser

executada de cima para baixo em paralelo com o andamento dos trabalhos de demolição, e tem de

ser planeada de modo a que consiga garantir que os trabalhos decorram em segurança, dando o

apoio necessário à fachada a preservar e às empenas dos edifícios adjacentes que eventualmente

tenham ficado desconfinados.

No caso em estudo, a estrutura de contenção de fachadas é mista, havendo torres pelo exterior e

escoramentos de canto e uma treliça aérea no interior.

Ligação à fachada

As ligações da estrutura de contenção às fachadas a preservar são essenciais para garantir uma boa

transmissão das cargas verticais e horizontais. São realizadas vigas horizontais, tanto pelo exterior

como pelo interior das fachadas, posteriormente ligadas entre si através de elementos

perpendiculares às vigas, preferencialmente nos vão das janelas para minimizar os danos às

fachadas. Estas ligações são habitualmente feitas com recurso a varões roscados. Para garantir a

boa transmissão das cargas às vigas, usualmente colocam-se cunhas ou barrotes de madeira de

modo a que o aço das vigas horizontais não esteja em contato direto com a fachada, e de modo a

que a resiliência da madeira permita um aperto e ajuste da estrutura de contenção. Na explicação da

montagem da estrutura, estes pormenores serão ilustrados e explicados mais em detalhe.

Acessos ao interior da obra

Tendo em conta o espaço consumido por estras estruturas de contenção das fachadas a preservar,

os acessos para o interior da obra têm de ser bem planeados, e suficientemente grandes para

permitirem a circulação dos equipamentos necessários (nomeadamente as escavadoras e camiões).

Sempre que possível, deverão coincidir com a futura entrada da garagem (caso exista), para

minimizar a intervenção realizada na fachada. Na Figura 4.16, podemos observar o acesso,

localizado no canto F da obra, que integrará parte da futura garagem do hotel.

49

Figura 4.16 – Pórtico metálico para acesso ao interior da obra.

4.5.1.3 Montagem

O faseamento construtivo, muito resumidamente, baseou-se nos seguintes passos:

1. Execução das microestacas exteriores.

2. Execução das vigas de recalçamento exteriores e maciços de encabeçamento.

3. Montagem dos pórticos.

4. Demolições manuais e faseadas do interior do edifício, e ligação da fachada aos pórticos de

contenção.

5. Execução das microestacas e vigas de recalçamento interiores

6. Aperto das barras Gewi-Dywidag presentes entre as vigas de recalçamento e aperto da estrutura

de contenção.

De referir que este faseamento não é linear, ou seja, há todo um planeamento para garantir bons

rendimentos de obra, sendo que a maior parte destes trabalhos funcionam em paralelo.

Execução das microestacas

Como referido anteriormente, as microestacas funcionaram como elemento de fundação indireta,

tanto para as vigas de recalçamento das fachadas, que garantem a estabilidade vertical destas na

fase da escavação, como para os maciços de encabeçamento das estruturas metálicas provisórias de

contenção das fachadas. Foram, por isso, o primeiro trabalho a ser executado, do lado exterior das

fachadas. As microestacas utilizadas foram do tipo N80 com diâmetros variáveis:

50

φ88,9x7,5mm nas microestacas de suporte às torres de contenção das fachadas, introduzidas

num furo de 8 polegadas.

φ139,7x9mm nas microestacas da viga de recalçamento exteriores e interiores (alçados sem

estrutura de contenção de fachada), introduzidas num furo de 8 polegadas.

φ177,8x9mm nas microestacas da viga de recalçamento interiores nos alçados com estruturas de

contenção de fachada, introduzidas num furo de 10 polegadas, para garantir uma maior fiabilidade

na segurança destes alçados.

Segundo o projeto, as microestacas deveriam ser seladas no estrato competente (ZG1) com um

bolbo de selagem de 6 metros de comprimento abaixo do fundo de escavação. A injeção da calda foi

executada com recurso a obturador duplo e a válvulas anti-retorno (sistema IRS).

O processo de execução das microestacas foi o seguinte:

a) Abertura do furo através de um processo adequado. Sempre que possível, os furos foram

executados à rotação com recurso a trado, já que é o método que induz menos vibrações no

terreno. Quando o furo atravessava material rochoso que dificultava o uso do trado, recorreu-se à

roto-percussão com martelo de fundo de furo e com auxílio de ar comprimido.

b) Introdução da microestaca, com fundo cego para a calda não fluir para fora desta no momento da

injeção da formação do bolbo, e com válvulas anti-retorno (manchetes). Devido à limitação do

comprimento das microestacas de 6m, foi necessário enroscar 3 tubos para perfazer o

comprimento necessário da microestacas, de 18 metros (Figura 4.17).

Figura 4.17 – Microestaca a ser introduzida no furo prévio, com zona roscada no topo do tipo macho-fêmea para ligação ao próximo troço.

c) Injeção primária da calda, através de uma mangueira auxiliar colocada entre o furo e a

microestacas, no fundo do furo. É, portanto, uma injeção exterior à microestaca, de forma a

consolidar o furo com o diâmetro exterior desta, e feita de baixo para cima. As válvulas anti-retorno

(manchetes) impedem que esta calda vá para o interior da microestacas (Figura 4.18)

51

Figura 4.18 – Válvula anti-retorno (manchete). Consiste num elastómero que impede que a calda da injeção primária entre para dentro do tubo, e permite que a calda da injeção secundária rebente a válvula,

criando o bolbo de retorno

d) Injeção secundária da calda. Esta injeção é feita a alta pressão de modo a que as manchetes

possam abrir, permitindo a formação do bolbo de selagem. É executada com recurso a obturador

duplo, permitindo controlar a zona da injeção e a manchete pela qual a calda sai. É feita de baixo

para cima ao longo das machetes na zona de selagem, sendo portanto um processo que se repete

ao longo destas (sistema IRS).

O esquema do anexo VIII representa o faseamento da execução das microestacas.

Maciço de encabeçamento e vigas de recalçamento

Uma vez executadas as microestacas, procede-se com a realização das vigas de recalçamento e dos

maciços de encabeçamento. Estas foram betonadas em conjunto, garantindo uma boa solidarização

do betão entre estes elementos. O processo de execução:

a) Execução de uma armadura helicoidal para soldar às microestacas, de φ10mm//0,10m, e de uma

chapa de 250x250x12mm em aço S275JR para melhorar o atrito com o betão e proporcionar uma

melhor aderência e transmissão das cargas para as microestacas (Figura 4.19)

b) Montagem da armadura da viga de recalçamento e do maciço de encabeçamento. (Figura 4.19)

52

Figura 4.19 – Armadura da viga de recalçamento e maciço de encabeçamento da torre de contenção de tardoz. É possível observar também a armadura helicoidal à volta das microestacas, e a chapa soldada a

esta.

c) Cofragem, betonagem e cura

De referir que, nas vigas de recalçamento, foi aplicado um filme plástico contra a fachada para a

impermeabilizar e uma camada de esferovite de alta deformabilidade para controlar as tensões

transmitidas pelo impulso do betão fresco à fachada. Através da compressibilidade do esferovite, o

risco de danificar a fachada é menor, e a perda de atrito no contato com a parede da fachada

minimizada. Também foram deixados negativos, com recurso a tubos PVC, na fachada e no betão

para posteriormente serem introduzidos os varões “Gewi – Dywidag” (Figura 4.20).

Figura 4.20 – Filme plástico e esferovite para proteger a fachada. Negativos de PVC para futura execução das varas pré-esforçadas “Gewi-Dywadag”.

53

Nos maciços de encabeçamento foram deixados chumbadouros livres onde, através de ligações

aparafusadas, foram posteriormente fixos os pórticos de contenção (Figura 4.21).

Figura 4.21 – Chumbadouros para ligação à torre de contenção, através de ligações aparafusadas.

Montagem das torres

Após a cura do betão dos maciços de encabeçamento, procedeu-se à montagem das torres de

contenção de fachada.

Esta é uma estrutura modular, com ligações efetuadas através de cavilhas, que tem a vantagem de

ter grandes rendimentos de montagem e de poder ser reutilizada noutras obras, desde que as

componentes se apresentem em condições para isso. A montagem foi executada com a seguinte

ordem:

a) Transporte do material para obra. As torres já vinham em montados em módulos, com metade da

altura total, faltando apenas a montagem das diagonais da estrutura entre os diferentes módulos.

54

b) Colocação do primeiro módulo no maciço de encabeçamento, através de uma ligação aparafusada

(Figura 4.22)

Figura 4.22 – Módulo da torre de contenção a ser transportado para colocação em obra.

c) Colocação do segundo módulo no maciço de encabeçamento.

d) Colocação das diagonais entre os módulos, com recurso a ligações cavilhadas (Figura 4.23),

perfazendo a primeira metade do pórtico.

Figura 4.23 – Pormenor das ligações cavilhadas.

Estando a torre de contenção montada, falta ligá-la à fachada. Antes disso, são executadas vigas

horizontais, tanto pelo exterior como pelo interior da fachada, ao nível dos vãos dos pisos. Estas

vigas são depois ligadas entre si através de varões roscados que passam, sempre que possível, nos

vãos das janelas ou portas para manter a integridade da fachada ao máximo. Sendo assim:

e) Abertura de roços onde não havia vãos para colocar os varões que interligam as vigas horizontais.

f) Colocação de barrotes de madeira ou cunhas entre a fachada e as vigas, para garantir melhores

superfícies de contato e menores transmissões de esforços concentrados à fachada, seguidas da

colocação das vigas horizontais (Figura 4.24).

g) Ligação das vigas horizontais interior e exterior através de varões roscados (Figura 4.25).

h) Ligação das vigas horizontais aos pórticos através de ligações encavilhadas (Figura 4.26).

55

Figura 4.24 – Pormenor do barrote

de madeira

Figura 4.25 – Pormenor do varão roscado

Figura 4.26 – Pormenor da ligação da torre de contenção à fachada

Este processo é depois repetido em altura, sendo que cada torre tem dois módulos dispostos em

altura.

Após a execução da torre, iniciam-se os processos de demolição do interior, de cima para baixo, ao

mesmo tempo que se vão colocando os escoramentos de canto interiores (Figura 4.27).

Figura 4.27 – Escoramentos de canto da fachada de tardoz e pormenor do betão projetado.

De referir que os trabalhos de demolições começaram com o início das obras. O revestimento interior

foi picado, assim como certos elementos não estruturais foram removidos. Assim que a contenção de

fachada é executada, a demolição interior não tem que começar de raiz, garantindo assim um bom

rendimento na execução dos trabalhos da obra.

56

Por fim, dá-se o aperto final desejado na estrutura de contenção de fachada. Este aperto está

relacionado com os resultados obtidos pelos alvos topográficos no plano de instrumentação e

observação. Dependendo dos deslocamentos registados, o aperto pode ser ajustado para garantir um

bom controlo no comportamento da fachada.

Foi realizada também uma estrutura treliçada aérea entre a fachada do logradouro e a fachada da

Rua Rosa Araújo para garantir uma estabilidade maior nessa zona. Segundo [25], os deslocamentos

horizontais previstos em projeto diminuíram de 62,87mm para 29,65mm (Figura 4.28).

Figura 4.28 – Estrutura treliçada que funciona como suporte horizontal, do tipo aéreo.

Após a demolição total do interior da obra, foi projetado betão na fachada de tardoz, com uma malha

electrossoldada. Este trabalho não estava especificado no projeto, foi feito como medida de reforço

para consolidar a fachada, sendo algo discutível. Esta fachada, estando a virada a Norte, encontrava-

se algo degradada devido a humidades e infiltrações ao longo dos anos, e verificou-se que os blocos

de alvenarias eram da mesma ordem de grandeza. Fez-se uma picagem do reboco antes de projetar

o betão e este reboco, em edifícios antigos e aplicado à dezenas de anos, muitas vezes serve de

proteção às alvenarias interiores, mantendo a integridade destas. Ao se picar, acaba-se por expô-las,

correndo-se o risco de piorar o problema antes de conseguir-se resolvê-lo. Sendo a alvenaria

monogranular, o risco de desintegração é maior, e é difícil garantir uma boa ligação do betão

projetado à alvenaria antiga e degradada. Logo, este trabalho deve ser feito imediatamente antes de

betonar a estrutura nova contra a fachada, minimizando assim o tempo a que esta fica exposta aos

elementos (Figura 4.27).

Ligação da fachada à estrutura nova

Como já foi referido, a estrutura de contenção é uma estrutura provisória, fornecendo apoio enquanto

os processos de escavação ocorrem. Futuramente, a estrutura nova, nomeadamente as lajes,

encarregam-se de estabilizar esta fachada. A ligação desta à estrutura nova faz-se com recurso a

57

ferrolhos, embebidos na fachada com uma resina cola para garantir uma melhor aderência, que serão

depois embebidos na betonagem das paredes estrutura nova. Será feita uma parede de betão

armado de 15cm no desenvolvimento das fachadas. A fachada de tardoz tem uma ligação

ligeiramente diferente, já que levou uma camada de betão projetado. Esta camada tem 4 cm, e a

ligação será feita à custa dos mesmos ferrolhos a uma parede de betão armado, só que esta apenas

terá 12cm de espessura.

Figura 4.29 – Ferrolhos instalados na parte inferior da fachada para futura ligação à estrutura nova.

4.5.2 Paredes tipo “Munique” ou “Berlim Definitivo”

A solução adotada para a contenção periférica do terreno a escavar foi do tipo “Munique”, também

denominada “Berlim Definitivo”. As vantagens e campo aplicação desta solução já foram falados

anteriormente, no capítulo 2.6 Paredes de Munique ou Berlim Definitivo. Genericamente, o

faseamento deste processo é o seguinte:

a) Pré-tratamento dos solos na periferia da obra (caso esteja preconizado tal). No caso em estudo,

este pré-tratamento foi realizado através de colunas de cimento.

b) Pré-escavação geral do terreno.

c) Introdução dos elementos resistentes.

d) Execução da viga de coroamento.

e) Escavação e execução dos painéis primários do 1º nível, deixando banquetas de terra a conter os

painéis secundários.

f) Execução das ancoragens ou escoramentos nos painéis primários

g) Escavação das banquetas e execução dos painéis secundários do 1º nível e respetivas

ancoragens/escoramentos.

h) Execução dos painéis terciários e respetivos escoramentos de canto. Este passo por vezes é feito

antes dos painéis secundários e mesmo primários.

58

i) Execução dos painéis dos restantes níveis, repetindo o processo até à cota de fundação.

j) Execução das fundações, seguidas da superestrutura e desativação dos elementos de suporte

(ancoragens e escoramentos).

De referir que estes trabalhos não são lineares. Dependendo da área de implantação da obra e das

características dos solos a conter, estes trabalhos são feitos muitas vezes em paralelo, isto é, poderá

ainda não estar todo o primeiro nível executado e haver zonas da obra em que o segundo já está a

ser executado. Dependendo das características do terreno e sobretudo da execução da um pré-

tratamento neste, também se pode escavar frentes de obra maiores para dar rendimento a esta,

acabando por se verificar isto no caso em estudo, sendo a frente de escavação do primeiro nível de

painéis completamente aberta.

No anexo IX, podemos observar um esquema do processo de execução deste tipo de tecnologia de

contenção.

4.5.2.1 Pré-tratamento dos Solos

Tendo por base a avaliação das condições geológicas do local, em particular as características e

espessura dos materiais superficiais de aterro, foram executadas colunas de calda cimento ao longo

plano da parede de contenção periférica, de modo a consolidar os terrenos superficiais antes do início

da escavação. Dependendo do alçado, estas foram feitas logo no início da obra pelo seu exterior

(Figura 4.30), em paralelo com as microestacas das vigas de recalçamento (alçados FGA, EF e CD).

Nos alçados em que existiam edifícios vizinhos, tiveram que ser feitas pelo interior do recinto de

escavação, após a demolição do interior do edifício original. Por esta razão, foram executadas com

um certo ângulo de injeção, sendo sobrepostas umas às outras (Figura 4.31). Na Figura 4.32, pode

observar-se a máquina de furação para a execução das colunas de cimento.

Figura 4.30 – Colunas de cimento verticais (corte tipo do alçado FGA, adaptado de [18])

Figura 4.31 – Colunas de cimento subverticais, realizadas sob os edifícios vizinhos (corte tipo do

alçado ED, adaptado de [18])

59

Figura 4.32 – Execução do furo das colunas de cimento, com recurso a roto-percussão, sob edifícios vizinhos (coluna subvertical.)

Na execução destas colunas, começou-se por realizar um furo de φ200mm, abaixo das

infraestruturas que passam nos arruamentos. Este furo foi realizado com recurso a trado ou a roto-

percussão com martelo de furo e ar comprimido - quando o furo atravessava material rochoso que

dificultava o uso do trado - à semelhança do que foi feito nas microestacas. Seguidamente, injetou-se

a calda de cimento de baixo para cima. Estas colunas tinham um espaçamento entre elas de 0,2m

mas foram feitas em intervalos de 1m, faseadamente, para não colocar em risco a estabilidade da

fachada a preservar e dos edifícios vizinhos. Isto permite que colunas adjacentes nunca sejam feitas

sem as primeiras terem ganho presa, não comprometendo a capacidade resistente às cargas

verticais do solo, e não comprometendo a própria cura das colunas.

De referir que por vezes existem “locas” no terreno, vazios “cavernosos” que fazem com que a calda

de cimento continue a fluir sem formar a coluna. Isto aconteceu em certas colunas no alçado EF,

sendo decidido continuar os trabalhos normalmente e durante a escavação, caso necessário, seria

tomada uma decisão de reforço. Efetivamente, não se registou nenhum comportamento de risco da

estrutura no prosseguimento das escavações.

4.5.2.2 Pré-escavação geral

Numa primeira fase, foi feita uma pré-escavação na obra toda. Isto permite uma limpeza e

regularização do terreno, preparando a obra para as fases seguintes, nomeadamente na definição de

entradas para a obra e caminhos de circulação dos equipamentos de escavação. Permite também

uma poupança de tempo, encurtando assim os prazos de obra.

4.5.2.3 Colocação dos elementos resistentes

As microestacas executadas no interior da obra, além de terem a função de garantir um suporte

vertical para as vigas de recalçamento – sendo assim uma fundação indireta - têm também a função

60

de apoio provisório para a parede de contenção. Embora os elementos resistentes da parede de

contenção apresentem melhores resultados, do ponto de vista do controlo de movimentos verticais,

quando instalados dentro da parede, esta solução era fisicamente impossível de realizar devido ao

facto desta se encontrar sob a fachada. Sendo assim, estes apoios encontram-se pelo exterior da

parede e ligados a esta através de “cachorros” metálicos de grande rigidez. Foram preconizados, em

projeto, dois tipos de “cachorros”, em que um é embebido no betão (alçados AB e DE) e o outro é

ligado através de ligações aparafusadas (alçados EF, FGA, BC e CD).

O primeiro consiste numa chapa de metal de 600x500x20mm, aos quais são soldados dois perfis

UNP 280 perpendiculares à chapa. Estes perfis são depois soldados a outros dois perfis UNP 160,

que envolvem a microestacas sendo posteriormente soldados a esta. Nas Figuras 4.33 a 4.34,

podemos observar estes “cachorros”, tal como preconizados em projeto e executados em obra.

Figura 4.33 – Pormenor do cachorro metálico do tipo

embebido, visto em planta (adaptado de [18])

Figura 4.34 – Pormenor do cachorro metálico

do tipo embebido, visto de frente (corte 2-2 da

representação em planta, adaptado de [18])

Figura 4.35 – Cachorro metálico do tipo embebido aplicado em obra

Figura 4.36 – Introdução do cachorro metálico

na microestaca, para futura soldagem a este.

61

De referir que a chapa contém furos de 50mm de diâmetro, como é possível verificar nas Figuras 4.35

e 4.36. Isto permite uma melhor envolvência do betão à chapa, garantindo uma melhor transmissão

de esforços. Esta solução não é tão fiável como as ligações aparafusadas, já que é um trabalho

menos preciso em que é difícil garantir a boa transmissão de esforços entre o betão e o “cachorro”.

No entanto, é mais económica, sendo por isso utilizada nos alçados em que não havia contenção de

fachada, já que a qualidade dos trabalhos efetuados nestes alçados não tinha a exigência de ser tão

rigorosa como nos alçados em que a fachada original foi preservada.

A segunda solução traduz-se na instalação de cachorros metálicos aparafusados, consistindo em

dois perfis L 180x18, um de cada lado da microestaca. Estes são fixos ao betão através de ligações

aparafusadas em buchas químicas, que é um género de resina, que embebe a parte roscada da

ligação e garante a estabilidade desta. Estes perfis são posteriormente soldados à microestacas, tal

como representado nas Figuras 4.37 e 4.38.

Figura 4.37 – Pormenor do cachorro metálico com

ligações aparafusadas, vistos de frente (adaptado

de [18])

Figura 4.38 – Cachorro metálico com

ligações aparafusadas

Estes cachorros, além de garantirem a transmissão das cargas da parede de contenção para as

microestacas, também funcionam como apoio para limitar os comprimentos de encurvadura da

microestacas.

As microestacas são realizadas no limiar dos painéis primários, com um espaçamento de 1,6 metros

entre estas, e com um espaçamento de 4,3 metros entre painéis secundários. Na Figura 4.39, estes

espaçamentos estão ilustrados (microestacas estão representadas a verde), assim como o limiar dos

painéis (a vermelho) primários e secundários.

62

Figura 4.39 – Espaçamento entre microestacas, em painéis primários (a riscado) e secundários (adaptado de [18])

É comum utilizarem-se perfis I ou H em detrimento das microestacas, mas estes têm algumas

desvantagens em relação a estas. Devido à limitação do comprimento destes (depende do

fornecedor, mas habitualmente o limite destes perfis é de 12 metros), é necessário soldar diferentes

perfis até estes disporem do comprimento pretendido, o que dificulta a instalação destes e a garantia

da sua verticalidade. De lembrar que as microestacas são enroscadas umas às outras pela própria

máquina de furação, facilitando este processo. As microestacas também permitem a utilização de

uma secção menor, devido ao seu bom funcionamento à compressão, pelo que o furo não é tão

grande e o processo de furação pode ser menos intrusivo. A injeção da calda nas microestacas

também é mais simples, feita através das válvulas auxiliares, não necessitando de tubos auxiliares

para a realização desta. Em contrapartida, as microestacas apresentam um pior comportamento à

flexão, podendo necessitar de mais travamentos para a encurvadura, se compararmos com o

comportamento de perfis I ou H segundo o respetivo eixo forte.

Verificou-se o mau alinhamento de uma das microestacas no alçado EF, sendo que esta entrava nos

painéis de betão (Figura 4.40 e 4.41). Segundo o anexo B da prEN14199 [27], o desvio máximo duma

microestaca em relação ao seu eixo é de 2% do seu comprimento (neste caso 0,36 metros), sendo

que a microestacas em questão ultrapassa claramente este regulamento. Isto é algo que tem que ser

controlado na fase de execução da microestaca, através da correta análise do nível existente na

máquina, já que a solução de um problema destes pode ser morosa e acarretar custos

extraordinários. No caso em questão, uma solução proposta foi encher com betão o contorno da zona

embebida no painel.

63

Figura 4.40 – Mau alinhamento da microestaca Figura 4.41 – Mau alinhamento da microestacas

(pormenor)

4.5.2.4 Execução da Viga de Coroamento e primeiro Nível de Painéis

A viga de coroamento tem a função de solidarizar as microestacas, de modo a que estas funcionem

em conjunto e tornem a solução mais redundante, logo mais fiável. Habitualmente, esta viga é

executada em primeiro lugar, para depois se executarem os painéis primários e posteriormente os

painéis secundários. No entanto, tendo em conta a área relativamente pequena desta obra, e o facto

dos painéis do 1º nível estarem ao nível das fundações da fachada original do edifício e que esta foi

recalçada, e ainda o facto de os solos terem sido tratados previamente com colunas de calda

cimento, esta viga foi feita conjuntamente com o primeiro nível de painéis, facto que permitiu um

acréscimo significativo no rendimento da obra, e uma maior garantia no aprume e alinhamento dos

painéis. Constitui sempre um risco abrir demasiado a frente de escavação de obra pela

descompressão que pode causar nos terrenos a tardoz, mas pelas razões referidas anteriormente,

acabou por ser um “risco controlado”.

Foi feita uma escavação em forma de vala (Figura 4.42) com a altura correspondente aos painéis do

primeiro nível, mais 0,6 metros para ser possível deixar armaduras de espera para o nível seguinte.

Depois de armada a viga e os painéis, voltou-se a aterrar o comprimento pertencente às armaduras

de espera. Na zona das ancoragens, foram executados reforços de armadura (detalhado no capítulo

4.5.3.1 Ancoragens

64

Figura 4.42 – Escavação na periferia da obra para colocação dos painéis e apoio à cofragem destes.

A cofragem foi feita com recurso a painéis metálicos reutilizáveis e escorada com secções metálicas

tubulares. Foi apoiada em madeiras colocadas contra o terreno (Figura 4.43).

Figura 4.43 – Cofragem dos painéis no alçado AB, apoiados contra tábuas de madeira encostadas ao terreno

4.5.2.5 Segundo Nível de Painéis

O segundo nível de painéis começou a ser executado em paralelo com o fecho do primeiro nível de

painéis. Enquanto num dos cantos da obra, no alçado CD, o primeiro nível de painéis estava a ser

acabado, no alçado FGA já se estava a proceder às escavações para o segundo nível de painéis.

O faseamento construtivo foi mais condicionado do que no primeiro nível, já que nesta fase já nos

encontrávamos abaixo do nível das fundações das fachadas originais. Não se abriu a frente de

escavação toda de uma só vez, abriu-se antes painéis e deixou-se banquetas de terra para a

contenção do terreno (Figura 4.44). Estes painéis tinham uma largura variável, dependendo do

alçado, mas foram sempre abertos painéis com uma largura superior à de um painel primário. As

características do terreno tratado com colunas de calda de cimento, subjacente às fundações da

fachada original ou dos edifícios vizinhos, apresentava condições para permitir um faseamento

menos condicionado do que o teoricamente recomendado.

65

Figura 4.44 – Painel do muro de contenção. Podemos constatar que a largura, neste painel, é ligeiramente superior à de um painel secundário

A execução da parede de contenção em si foi igual à do primeiro nível. De referir que começou-se a

escavar o segundo nível antes de ser dado o puxe das ancoragens e de serem colocados os

escoramentos de canto (Figura 4.45). Antes de se proceder à execução do segundo nível de painéis

o primeiro tem que estar contido, e este facto não deve ser menosprezado. Entre a criação do bolbo

de selagem das ancoragens e a execução do pré-esforço é necessário esperar 6 dias, o que

condiciona o andamento de obra, o que porém não justifica colocar em risco a segurança da obra,

das estruturas vizinhas e dos trabalhadores.

Posteriormente, para não voltar a cometer este desvio no faseamento construtivo, as ancoragens

foram executadas em avanço antes da betonagem dos painéis (Figura 4.46), de modo a executar as

injeções o mais antecipadamente possível. Isto permite encurtar os tempos entre a betonagem do

painel e o puxe das respetivas ancoragens.

66

Figura 4.45 – Escavação do segundo nível. Além da frente de escavação ser comprida, pode verificar-se as armaduras da ancoragem soltas, ou seja, ainda não pré-esforçadas.´

Figura 4.46 – Armadura da ancoragem já instalada no terreno, previamente à betonagem do painel.

67

4.5.2.6 Restantes Níveis de Painéis

Este procedimento foi repetido em profundidade até se chegar ao nível das fundações, verificando-se

que efetivamente não se executaram os painéis dos níveis inferiores sem os dos níveis superiores

estarem integralmente concluídos. Ao nível do último painel, primeiro betonou-se a sapata de

fundação para depois fechar-se a parede propriamente dita (Figura 4.47). De referir que, nas

imediações do alçado BC, CD e DE, apenas existem 2 pisos de caves, logo a profundidade

correspondia ao estrato ZG3, com más características mecânicas para servir de fundação. Por esta

razão, foram feitas microestacas para fundar a estrutura (fundações indiretas, Figura 4.48).

Figura 4. 47 – Betonagem da sapata de

fundação. A parede é betonada posteriormente.

Figura 4.48 – Armação do último nível de painéis e sapata no alçado BC e CD. Podemos verificar

execução de microestacas que servirão de fundação indireta da estrutura.

De destacar o faseamento executado nesta obra. Os painéis começaram a ser feitos do alçado FGA

para o alçado DE, permitindo a acumulação de terras junto à entrada da obra (canto E),

materializando a rampa de acesso ao fundo da escavação. Isto resultou numa frente de obra

produtiva entre betonagem e escavação, resultando na execução de painéis a um bom ritmo com

acessos ao fundo da escavação para a entrada/saída de materiais e equipamentos.

4.5.3 Sistemas de suporte

Como já referido anteriormente, foi preconizado no projeto de escavações e contenção periférica,

como recurso de travamento das paredes de contenção, a utilização de ancoragens no alçado EF e

AB e de bandas de laje nos alçados FGA e ED, já que estes tinham condições de vizinhança que não

permitiam o uso de ancoragens (existência de pisos enterrados vizinhos). Estes últimos foram

substituídos por escoramentos na revisão de projeto que ocorreu em Agosto 2014.

4.5.3.1 Ancoragens

Nos alçados EF e AB foram executadas ancoragens como suporte horizontal provisório da parede de

contenção. As armaduras e sistema de injeção foram fornecidas pela empresa VSL e, segundo o

documento enviado por estes para aprovação do projetista [28] , estas obedeciam às seguintes

especificações:

68

Armadura composta por cordões de aço de pré-esforço de baixa relaxação, conforme a prEN

10138.

No comprimento livre, os cordões são protegidos por uma massa lubrificante especial não

aderente e anticorrosiva. São ainda envolvidos por uma bainha lisa de polietileno individual

Na zona do bolbo existem separadores em PEAD para garantir que a armadura não esteja em

contacto direto com o terreno do furo, espaçados de 1,5m entre si.

Tubo para injeção primária, de φ16mm em PEAD.

Sistema de injeção secundária e reinjeção, consistindo num tubo de φ16mm em PEAD que dá a

volta no fundo do comprimento da ancoragem, voltando a aflorar à entrada. Este tubo contém

válvulas no comprimento de selagem que permitem a criação do bolbo.

No anexo X pode ser observado a constituição das ancoragens fornecidas pela empresa VSL

Quanto à execução das ancoragens em si, esta foi feita pela empresa Tecnasol. O faseamento da

execução desta tecnologia, simplificadamente, segue os seguintes passos:

a) Colocação de um negativo, geralmente em PVC, antes da betonagem dos painéis.

b) Execução do furo, pelo método adequado ao terreno existente.

c) Introdução da armadura.

d) Injeção e reinjeção.

e) Aplicação do pré-esforço.

f) Desativação das ancoragens.

No anexo XI, pode observar-se um esquema representativo do faseamento construtivo. De referir que

por vezes colocava-se a armadura e executava-se as injeções antes de betonar os painéis, como

referido no capítulo 4.5.2 Paredes tipo “Munique” ou “Berlim Definitivo”. Isto permite ganhar tempo

entre a betonagem dos painéis e a execução do puxe do pré-esforço.

Preparação prévia

Durante a execução dos painéis da parede de contenção, nomeadamente na execução das

armaduras destes, foi instalado um reforço na zona onde existem ancoragens. Este reforço consiste

numa malha, sobreposta à armadura geral do extradorso da parede, de 2m por 2m, de ferros de

φ12//0,125m. Esta armadura é para resistir ao efeito da flexão na zona de apoio conferido pela

ancoragem. Além deste reforço, é necessário também uma armadura para resistir ao efeito do

punçoamento existente neste tipo de tecnologia, devido à carga concentrada provocada pela força da

ancoragem. Esta consiste numa cruz estribada, cuja ancoragem é colocada no centro. O pormenor

de projeto destes reforços pode ser constatado nas Figuras 4.49 e 4.50.

69

Figura 4.49 – Pormenor da armadura de reforço de flexão (adaptado de [18])

Figura 4.50 – Pormenor da armadura de reforço de punçoamento (adaptado de [18])

Após a execução desta armadura, coloca-se um negativo, normalmente um tubo de PVC corrugado,

antes da betonagem dos painéis (Figura 4.51)

Figura 4.51 – Negativo de PVC colocado no centro da armadura de reforço de punçoamento.

Execução do furo

Depois da betonagem dos painéis e respetiva descofragem, as ancoragens devem ser executadas o

mais rapidamente possível. Trata-se de uma fase crítica, em que a contenção dos terrenos está a ser

feita por um betão que ainda não ganhou o total da sua presa. De referir que este furo também pode

ser executado antes da betonagem.

Procede-se, portanto, à execução do furo. À semelhança do que sucedeu nas microestacas e colunas

de calda de cimento, este foi feito, sempre que possível, à rotação com recurso a trado (Figura 4.52),

sendo que quando o furo atravessava material rochoso que dificultava o uso deste, o furo foi

executado à roto-percussão com recurso a martelo de fundo e injeção de ar.

70

Figura 4.52 – Execução do furo com recurso a trado

O comprimento do furo era variável, dependendo do nível do painel e do alçado em questão. Como

critério, estavam preconizados 7 metros de comprimento de selagem na formação competente (ZG1)

em projeto, com uma inclinação de 30ᵒ no nível superior, sendo que o comprimento do furo dependia

do comprimento livre. Obviamente, níveis superiores de ancoragens necessitam de maiores

comprimentos livre já que estão mais distantes da formação competente. É necessário também

garantir um recobrimento mínimo em relação à cota de fundação das estruturas e infraestruturas

vizinhas.

Introdução da armadura

Feito o furo, procedeu-se com à introdução da armadura neste, acoplada ao sistema de injeção. Esta

armadura era constituída por 5 cordões de 0,6’’, acomodando uma carga de blocagem de 780 kN.

A armadura vinha em rolos, os quais foram trazidos para perto do furo com recurso a grua, e

introduzidos neste manualmente pelos operários. O comprimento da armadura foi cintado com fita

adesiva para que os diferentes cabos não se separassem na introdução da ancoragem no furo

(Figura 4.53).

71

Figura 4.53 – Operário a introduzir a armadura no furo, no alçado AB. Pode constatar-se as fitas, repetidas ao longo da armadura, a cintar a armadura para que a introdução desta seja mais fácil e

acertada.

Como já referido, no comprimento livre os cabos do pré-esforço foram envolvidos por uma bainha lisa

de polietileno para protegê-los contra a corrosão e garantir uma menor aderência à calda (recorde-se

que no comprimento livre não se pretende mobilizar atrito entre as diferentes interfaces). No

comprimento de selagem os cabos de pré-esforço estão isentos desta manga, para promover o atrito

entre estes e a calda. A proteção contra a corrosão é feita pela própria calda, pelo que a injeção deve

ser feita o mais depressa possível após a introdução da armadura. No comprimento de selagem

existem separadores/centralizadores, com espaçamento de 1,5m entre si, para garantir recobrimento

entre o terreno e os cordões de pré-esforço. (Figura 4.54). Na extremidade inferior dos cabos, foram

cintados com um reforço em fibra de vidro, para facilitar a entrada destes no furo sem causar

obstruções devido a despreendimentos do terreno causados dentro do furo. (Figura 4.55)

De referir que os cabos foram transportados para a obra com o comprimento preconizado em projeto.

No caso da ancoragem da Figura 4.53, esta armadura tinha 7 metros de comprimento de selagem

(sem a bainha lisa), outros 16 para o comprimento livre e um metro extra para ficar à boca do furo e

permitir a aplicação do pré-esforço, perfazendo um total de 24 metros - estando em consonância com

o especificado em projeto -.

72

Figura 4.54 – Pormenor do espaçador. Figura 4.55 – Pormenor do reforço em fibra de

vidro no final dos cabos.

Injeção da calda

Procede-se com a injeção de calda no furo. Esta etapa é constituída por duas fases, a injeção

primária ou de preenchimento, de colmatação do furo, e a injeção secundária ou reinjeção, de criação

do bolbo de selagem.

O sistema de injeção utilizado foi o sistema denominado por multi-válvulas. É constituído por dois

tubos de PEAD de φ16mm. O primeiro tem o comprimento do furo e é por este que se dá a injeção

primária. O segundo é um tubo que dá a volta ao furo, ou seja, tem uma entrada e uma saída à boca

do furo, sendo constituído por diversas válvulas pela qual se dá a criação do bolbo, no comprimento

de selagem, isolado do comprimento livre através de um obturador.

a) Injeção primária ou de preenchimento

Em primeiro lugar faz-se a injeção primária. Esta deve ser feita o mais rapidamente possível após a

introdução da armadura, para minimizar o tempo a que esta fica exposta a eventuais elementos

agressivos dentro do furo. Começou-se por ligar a mangueira ao tubo de injeção primária. A

mangueira tem origem na central misturadora de calda, que consiste numa mistura de água com

cimento numa relação de 1 para 2.5 (neste caso). A injeção deu-se de baixo para cima, a baixa

pressão, e tem por objetivo colmatar as paredes do furo à armadura, assim como preencher

eventuais vazios no furo. Assim que começa a afluir calda à boca do furo, dá-se por concluída a

injeção (Figura 4.56)

73

Figura 4.56 – Calda a afluir à boca do furo durante a injeção primária.

b) Injeção secundária ou reinjeção

Até 24 horas depois da injeção primária, procede-se à injeção secundária, criando o bolbo de

selagem. Existe um intervalo de tempo que se deve respeitar entre estas duas injeções. A calda da

injeção primária não deve ter presa excessiva, tornando-se demasiado resistente, mas também não

deve estar num estado demasiado fluído.

Como já foi referido, o sistema de injeção secundária é um sistema com entrada e saída à boca do

furo. Em primeiro lugar, ligou-se a mangueira da misturadora de calda à entrada do sistema,

devendo-se passar água para verificar o bom funcionamento deste. No entanto, verificou-se que este

procedimento é muitas vezes menosprezado em obra.

De seguida, tapou-se a saída do furo com uma dobra (Figura 4.57). Isto permite injetar a calda e criar

pressão no sistema, monitorizada na central por um manómetro. Assim que as manchetes abrirem, a

pressão baixa repentinamente. Continua-se a injetar a calda até atingir a pressão de projeto (neste

caso de 30 bares). Caso a pressão estabilize antes da preconizada em projeto, lava-se o sistema e

volta-se a injetar até 24 horas depois, altura em que a calda injetada previamente já terá ganho

alguma presa e mais facilmente se atingirá a pressão de projeto. Verificou-se em obra que os 30

bares raramente são atingidos na primeira injeção, a não ser que o terreno seja rochoso na zona de

selagem. Isto porque a calda forma caminhos preferenciais, e vai fluindo pelos vazios do terreno. Este

processo é repetido até se verificar que a pressão desejada é atingida, associada a um baixo

consumo de calda. Entre cada injeção e após a conclusão do bolbo, é imperativo lavar o sistema com

água para limpar a calda, já que se esta não for limpa, criará presa e o sistema ficará inviabilizado

para eventuais futuras utilizações (Figura 4.58)

74

Figura 4.57 – Injeção Secundária. Pode verificar-se a saída do sistema dobrado de

forma a obturá-lo.

Figura 4.58 – Limpeza do sistema com água entre injeções secundárias.

Este sistema não é tão eficiente como o sistema IRS, já que não há um controlo isolado e seletivo na

injeção de diferentes válvulas. Trata-se do sistema IGU, em que não há controlo por onde a calda sai,

condicionando assim o comprimento de selagem, já que é impossível saber se a calda flui por uma ou

por mais manchetes. O consumo de calda é por vezes excessivo, já que existem dificuldades em se

atingir a pressão de projeto, tornando o sistema pouco eficaz sob este ponto de vista. É uma

tecnologia mais barata que a IRS, mas que a torna questionável devido à menor eficácia que o

sistema apresenta.

Aplicação do pré-esforço

Seis dias depois do bolbo de selagem ter sido executado em condições ideais de pressão e de

consumo de calda, pode proceder-se ao puxe da ancoragem. É importante respeitar este tempo de

espera, para não aplicar o pré-esforço sem a ancoragem estar bem selada - em termos de geometria

e de resistência da calda - o que condicionaria o seu funcionamento.

O pré-esforço é aplicado através de um macaco hidráulico. Existem macacos hidráulicos mono

cordões, em que se puxa um cabo de cada vez, embora estes sejam utilizados em situações mais

específicas, nomeadamente em zonas onde existe pouco espaço de manobra. Sendo assim, os

cabos das ancoragens foram puxados de uma em conjunto e de uma só vez, com um macaco

apropriado. Primeiro introduziu-se a cabeça da ancoragem e respetiva placa metálica, dando depois

início ao tensionamento destas. O pré-esforço de blocagem de projeto estava definido em 780kN,

embora tenha-se verificado, através da instrumentação por células de carga, que esta diferiu entre

ancoragens.

75

O controlo do pré-esforço foi feito através de um manómetro associado ao macaco que media o nível

de pressão instalado, assim como pelo alongamento dos cabos que saíam da cabeça da ancoragem.

Chegado à tensão requerida, introduziam-se cunhas metálicas que impediam que os cabos

tensionados entrassem dentro da ancoragem, finalizando assim o procedimento. Além de se controlar

o nível de tensão aplicado na altura do puxe, algumas ancoragens foram instrumentadas para registar

a evolução do seu comportamento ao longo do tempo (falado em detalhe anteriormente, no

subcapítulo 4.4.5.3 Células de Carga).

Após o final dos trabalhos escavações, e à medida que a estrutura nova for subindo em altura, as

lajes passam a conferir o travamento horizontal definitivo da parede de contenção periférica. As

ancoragens podem então ser desativadas, desde que estejam num nível inferior ao da laje. Este

trabalho nem sempre é feito imediatamente após a execução das lajes, já que cabe ao empreiteiro

gerir as prioridades de trabalhos a serem executados, mas todas as ancoragens têm que ser

desativadas, pois dispõem de um tempo de vida útil limitado, de apenas 2 anos.

4.5.3.2 Escoramentos

Nos alçados onde não foi possível realizar ancoragens foram instalados escoramentos de canto.

Estes escoramentos têm uma dimensão significativa, já que têm a função de travar os alçados onde

estão instalados, não sendo apenas um apoio pontual de canto. São perfis metálicos do tipo HEB,

com secção variável dependendo do alçado e posição colocados. As secções variam desde o HEB

180 ao HEB 280.

Antes da instalação dos perfis, foi aplicada uma chapa metálica no betão fixa através de 8 buchas

químicas, à semelhança do sucedido nos “cachorros” metálicos de fixação das microestacas. Esta

chapa era de dimensões variáveis consoante a secção do perfil HEB, sendo as suas dimensões as

seguintes:

460x430x20mm para as secções HEB180.

560x430x20mm para as secções HEB200 e HEB220.

500x500x20mm para as secções HEB280.

Depois de se fixar a chapa ao betão, os perfis foram transportados com recurso a grua para a obra.

Estes vinham com a dimensão exata, tendo que ser soldados dois perfis quando o comprimento

necessário do escoramento ultrapassava os comprimentos comerciais dos perfis (Figura 4.59). Para a

fixação do perfil, primeiro fez-se um cordão de solda na chapa, onde o perfil podia assentar,

libertando assim a grua. Estando o perfil assente, o resto do perfil era soldado. Eram depois

executados os HEB120 entre os escoramentos, para dar contraventamento e rigidez ao conjunto

(Figura 4.60)

76

Figura 4.59 – Marca da soldadura entre perfis para perfazer o comprimento necessário da escora.

Figura 4.60 – Escoramento do canto A. Pode constatar-se os perfis HEB120 perpendiculares às

escoras.

77

5. Modelação da Estrutura de Contenção de Terras

Tendo em conta o comportamento não-linear dos solos, é difícil estimar o comportamento de uma

estrutura de contenção analiticamente. É neste contexto que os programas de cálculo automático têm

sido alvo de grandes desenvolvimentos nos últimos anos, sendo hoje em dia uma ferramenta comum

e recorrentemente utilizada para o dimensionamento e modelação de estruturas e, sobretudo, para

estimar os deslocamentos durante as diferentes fases de uma obra.

Neste capítulo, é apresentada uma modelação da estrutura de contenção de terras da obra em

estudo, com recurso ao programa Plaxis 2D V8. É um programa que, através de análise numérica por

elementos finitos, permite recriar de forma aproximada o comportamento mecânico dos solos e a

interação destes com a estrutura, para todas as fases de escavação.

5.1 Introdução ao Programa

No caso em estudo, foi utilizado o software Plaxis 2D V8, sendo que também existe uma versão 3D

do programa para análises tridimensionais. Considerou-se que as fronteiras estavam suficientemente

longe para obtermos um estado plano de tensão, sendo uma análise bidimensional suficiente para

obter resultados realistas.

O programa Plaxis tem três sub-rotinas de modelação descritas resumidamente de seguida:

A janela Input permite definir a geometria do modelo, especificar materiais e respetivos parâmetros

e características mecânicas, impor deslocamentos ou cargas no modelo, e definir as condições

iniciais de tensões, pressões hidrostáticas e nível freático. Nesta janela também se define a malha

de elementos finitos, sendo estes mais ou menos refinados consoante o utilizador pretenda rigor

ou rapidez no cálculo, respetivamente.

Estando a geometria definida, a fase seguinte é o cálculo, utilizando-se para isso o comando

Calculations. Este comando abre uma nova janela onde podemos definir o tipo de cálculo

(plástico, elástico, entre outros), e onde se pode definir diferentes fases de construção.

Depois de efetuados os cálculos, os resultados podem ser visualizados numa outra janela através

do comando Output. Nesta janela podemos visualizar os resultados obtidos depois de correr o

programa, desde deslocamentos, a tensões, a pressões hidroestáticas, entre outros. Uma outra

opção para visualizar resultados é na janela Curves. Através de pontos escolhidos previamente,

podemos observar como é que esse ponto evolui ao longo do cálculo (e ao longo das diferentes

fases de construção, caso seja uma análise desse género), nomeadamente em termos de

tensões, deslocamentos, pressões intersticiais, entre outros.

Os cálculos efetuados pelo software em termos do comportamento do solo baseiam-se em modelos

constitutivos integrados neste. O utilizador pode optar por diferentes modelos, sendo estes: Linear

elastic, Mohr-Coloumb, Soft Soil Model, Hardening Soil Model, Soft Soil Creep Model e Jointed Rock

Model. Para a análise em estudo, de escavação em meio urbano em aterros e terrenos, interessa-nos

o modelo Hardening Soil Model.

78

Segundo [30], este modelo traduz bons resultados em situações de escavações, já que os resultados

obtidos simulam bem o comportamento do solo em profundidade. Este modelo baseia-se nas teorias

de plasticidade, e tem em conta que o nível de rigidez dum dado estrato depende da tensão instalada

neste, aumentando com a profundidade. Assim, a relação entre a tensão instalada e a deformação

toma a forma de uma hipérbole, assumindo uma relação não linear entre estas duas grandezas, ao

contrário do modelo Mohr-Coloumb que assumia uma relação linear (Figuras 5.1 e 5.2).

Figura 5.1 – Relação tensão/deformação no modelo Mohr-Coloumb, retirado de [29]

Figura 5.2 – Relação tensão/deformação no modelo Hardening Soil Model, retirado de [29]

Ambos os modelos utilizam a superfície de cedência de Mohr-Coloumb, dependente da coesão,

ângulo de dilatância e ângulo de atrito (c’, ψ e φ’, respetivamente). Mas, enquanto o modelo Mohr-

Coloumb pede um valor do módulo de deformabilidade para definir a rigidez por estrato, o modelo

Hardening Soil Model pede três valores para este: módulo de deformabilidade secante em estado

triaxial, módulo de deformabilidade tangente em estado endométrico e o módulo de deformabilidade

na descarga/recarga. Consequentemente, este modelo prevê o comportamento elástico em

escavações quando se retira camadas mais superficiais de terreno, prevendo empolamentos no

interior da obra.

Este modelo recria, ainda, os fenómenos de endurecimento, que dependem do nível de distorção e

de deformação volumétrica. A superfície de cedência não é fixa, podendo expandir-se dependendo

do nível de consolidação isotrópica, aumentando assim a área da região onde o solo apresenta

comportamentos elásticos (Figura 5.3).

79

Figura 5.3 – Endurecimento isotrópico que se traduz na expansão da superfície de cedência (adaptado de [30])

Para caraterizar este modelo no Plaxis, o utilizador tem que definir valores para os seguintes

parâmetros:

Parâmetros relativos à superfície de cedência:

o cref – coesão efetiva do solo

o ψ – Ângulo de dilatância

o φ’ – Ângulo de atrito interno do solo

Parâmetros básicos relativos à rigidez do solo:

o – Módulo de deformabilidade secante correspondente a 50% da tensão de rotura, em

estado triaxial, para uma pressão de referência.

o - Módulo de deformabilidade endométrico tangente a 50% da tensão de rotura, para

uma pressão de referência

o γsat e γunsat – Peso volúmico do solo, saturado e não saturado, respetivamente.

o Rinter – Fator que considera a interação entre solo-estrutura.

o m – Expoente da lei de potência que relaciona o nível de dependência entre a rigidez do solo e a

tensão verificada neste (por defeito, m = 0,5).

Parâmetros avançados:

o - Módulo de deformabilidade na descarga/recarga em estado triaxial, para uma pressão

de referência.

o νur – Coeficiente de Possion na descarga/recarga

o pref – Pressão de referência (por defeito, pref = 100kPa)

o K0 – Coeficiente de impulso do solo em estado de repouso (definido por defeito como K0 = 1

– sen(φ’)).

o Rf – Coeficiente de rotura, relacionando a tensão deviatórica na rotura com a hipérbole que

traduz o andamento tensão-deformação (por defeito, Rf = 0,9)

80

Para se utilizar este modelo, o manual do Plaxis [29] recomenda a utilização direta dos resultados dos

ensaios endométricos e triaxiais. No entanto, fornece relações matemáticas que têm vindo a fornecer

bons resultados, próximos dos obtidos diretamente dos testes:

; (2)

; (3)

. (4)

Estas relações matemáticas podem afastar-se da realidade em solos argilosos muito moles ou muito

rijos, pelo que é necessário alguma cautela ao utilizá-los. De referir que esta parte da modelação no

Plaxis, de definir parâmetros, é de extrema importância já que parâmetros mal definidos podem

conduzir a projetos desadaptados face à realidade em obra [29]

5.2 Solução Inicial

Foi analisado o corte 1 das peças desenhadas do projeto de estrutura de contenção periférica e

escavações. Na Figura 5.4 podemos observar a localização em planta onde será feita a análise e o

respetivo corte na Figura 5.5.

Figura 5.4 – Localização em planta do corte

81

Figura 5.5 – Corte 1 (adaptado de [18])

A geometria foi desenvolvida a partir da Figura 5.5. Os elementos modelados estão destacados a cor

(rosa para as ancoragens e microestaca de suporte à viga de recalçamento, vermelho para a parede

e sapata). As dimensões entre ancoragens e a dimensão total da parede encontram-se

representadas a preto, e os limites geotécnicos a castanho.

5.2.1 Geometria

O primeiro passo na utilização deste software é definir a geometria do modelo. Utilizou-se uma janela

de 60 metros de largura por 25 de altura, por se considerar que estas dimensões eram superiores à

zona de influência de uma escavação. Os elementos finitos são triangulares, e o software dá-nos a

opção de utilizar elementos com 15 ou 6 nós. Foi escolhido o primeiro, já que conduz a resultados

mais refinados, embora à custa de um maior consumo de tempo e memória durante a fase de

cálculos.

De seguida, começou-se a desenhar a geometria do modelo, através do comando Geometry line.

Desenharam-se as três camadas de solo distintas (ZG1, ZG2 e ZG3) e também as diferentes fases

de escavação, neste caso 4 fases. Desenhada a geometria geral, aplicou-se o comando Standard

fixities. Este comando impõe condições de fronteira no limiar da geometria, sendo normal restringir-se

os deslocamentos horizontais nas fronteiras laterais e os deslocamentos horizontais e verticais na

fronteira inferior. A fronteira superior é livre em qualquer direção.

82

Para a estrutura de contenção, utilizou-se o comando Plate, que permite a criação de elementos

estruturais, com rigidez axial e de flexão. Foram consideradas as diferentes fases de escavação para

executar a parede por troços. A parede tem 11,8 de altura, sendo que os últimos 1,2m correspondem

à sapata, que foi simulada através do comando Fixed-end anchor. Este comando possibilita definir

uma rigidez axial para o material e um comprimento equivalente, neste caso de 1,7 metros, para fora

da parede de contenção, já que em obra não se consegue executar a sapata no tardoz do terreno. No

final, devem ser criadas interfaces à volta da parede de contenção para que sejam tidos em conta os

fenómenos de interação solo estrutura. Para isso, utiliza-se o comando Interfaces, devendo-se

envolver a parede de ambos os lados e um pouco abaixo da mesma, para que não haja

concentrações de deformações e esforços no limite inferior da cortina.

No tardoz da cortina colocou-se a sobrecarga, através do comando Distributed load – load systema

A. O valor considerado foi de 10kN/m2 devido aos automóveis nos arruamentos e edifícios vizinhos,

sendo o valor regulamentar [17]. Cargas verticais provenientes da fachada são encaminhadas para o

subsolo através de microestacas, não sendo portanto contabilizadas como sobrecarga superficial a

tardoz.

Para a modelação das ancoragens, utiliza-se o comando onde-to-node anchor para a zona de corpo

livre, elemento tipo mola, e o comando Geogrid para a zona do bolbo de selagem, elemento sem

rigidez de flexão mas com rigidez axial. Esta combinação de comandos, não formando uma

ancoragem, apresenta resultados idênticos aos esperados por uma. É um método simples de

aproximar um comportamento tridimensional complexo a um comportamento bidimensional. Foram

instaladas três ancoragens, com os seguintes dados geométricos:

~

83

Tabela 5. 1 – Características das ancoragens

Ancoragens Comprimento

livre Comprimento de selagem Inclinação

AN0.1 15 7 30

AN0.2 11 7 25

AN0.3 7 7 20

Na Figura 5.6, encontra-se representada a geometria definida para o modelo.

Figura 5.6 – Geometria do modelo.

5.2.2 Características dos Materiais

Foram admitidos os valores propostos nos relatórios de prospeção geológica e geotécnica para os

parâmetros E, c, φ e ϒ, sendo que para obter os restantes parâmetros do módulo de deformabilidade

foram utilizadas as expressões supracitadas. No caso do estrato ZG3, o relatório da prospeção

propunha a não consideração da coesão, mas como o software pede valores não nulos foi assumido

um valor reduzido de 15 kN/m2. Valores muito reduzidos neste parâmetro conduzem a deslocamentos

significativos para o interior da escavação quando o painel é aberto, o que não se verificou em obra.

Relativamente aos parâmetros avançados (como por exemplo, Rf e pref) foram considerados os

propostos, por defeito, pelo software. Segundo [30], os valores de m variam entre 0,9 e 1 para solos

argilosos. Quanto menor o valor de m, maior a dependência entre a rigidez do solo com o nível de

tensão. Outro parâmetro assumido foi o da interação Rinter. Este parâmetro tem em conta a interação

entre solos e estruturas, reduzindo assim as forças mobilizadas entre interfaces, segundo as

seguintes equações:

84

(5)

(6)

São sugeridos por [31] alguns valores para este parâmetro, dependendo do tipo de interação:

Tabela 5.2 – Valores recomendados para Rinter

Interação Rinter

Areia/aço 0,6-0,7

Argila/aço 0,5

Areia/betão 1-0,8

Argila/betão 1-0,7

Solo/Geotêxtil 0,9-0,5

Posto isto, no quadro seguinte podem observar-se os diferentes valores assumidos para os

parâmetros requeridos para caraterizar o modelo. De referir também que o tipo de análise foi

drenada, atendendo às características dos solos intersectados pela escavação.

85

Tabela 5.3 – Características dos parâmetros adotados na modelação dos diferentes estratos

Parâmetros Unidades

ZG3

(Aterros

argiloso e

arenoso)

ZG2 (Argilitos

com

intercalações

arenosas)

ZG1 (Margas calcárias,

argilitos com concreções

calcárias e calcários

margosos carsificados)

γsat kN/m3

18 19 22

γunsat kN/m3 18 19 22

kN/m2

7000 50000 100000

kN/m2

7000 50000 100000

kN/m2

21000 150000 300000

νur - 0,3 0,2 0,2

cref kN/m2

15 80 150

φ' ᵒ 28 30 35

ψ ᵒ 0 0 0

K0 - 0,531 0,500 0,426

Rinter - 0,7 0,8 1

m - 0,5 0,5 0,5

Rf - 0,9 0,9 0,9

pref kN/m2

100 100 100

Verificou-se, também, necessário definir as características dos materiais estruturais. Para o material

tipo Plate foram definidas as características da parede de betão armado e das microestacas que

servem de apoio vertical do painel, sendo necessário definir a rigidez axial, a rigidez de flexão e o

peso próprio. Considerou-se o módulo de deformabilidade para o betão de 30GPa e, associada a

uma espessura de 30cm, calculam-se as rigidezes. Para as microestacas considerou-se de forma

conservativa que apenas o aço destas trabalhavas, não se considerando o contributo da calda de

cimento, já que esta pode fendilhar o que afeta a sua funcionalidade. A partir da dimensão da

microestaca (φ177,8 e 9mm de espessura), definem-se os valores da rigidez axial e de flexão.

As ancoragens e o bolbo de selagem apenas têm rigidez axial. Segundo o fornecedor das

ancoragens [28], o módulo de deformabilidade destas é de 195GPa e a sua secção de 700mm2 (5

86

cordões de 0,6’’). É necessário definir também o espaçamento entre estas no parâmetro Lspacing, e

no caso em questão este é de 3m. Para o bolbo de selagem, considerou-se um módulo de

deformabilidade de um betão mais pobre, com o valor de 25GPa, e um raio 20mm maior que o raio

correspondente ao diâmetro adotado durante os trabalhos de furação da ancoragem. Os valores

obtidos são apresentados na Tabela 5.4.

Tabela 5.4 – Caratacteristicas dos materiais estruturais

Parâmetros Unidades Microestaca Parede de

betão Ancoragem

Bolbo de

selagem Sapata

EA kN/m 1002000 9000000 137000 95810,65 24700000

EI kN.m2/m 3580 67500 - - -

w kN/m/m 0,375 7,5 - - -

ν - 0,3 0,2 - - -

Lspacing m - - 3 - 1

5.2.3 Geração da Malha e Condições Iniciais

Estando a geometria concretizada e os parâmetros dos materiais atribuídos, passou-se à fase da

geração da malha de elementos finitos. Para isso recorreu-se ao comando Mesh e foi definido o

refinamento para Fine. O programa oferece-nos cinco níveis de refinamento da malha, sendo eles:

Very coarse, Coarse, Medium, Fine e Very fine. Isto resulta na geração duma maior quantidade de

elementos finitos, que conduz a melhores resultados mas também a um maior consumo de tempo

devido ao acréscimo de quantidade de cálculos. Também é possível fazer um refinamento local no

modelo caso existam zonas em que se queria desenvolver um cálculo mais rigoroso. No caso em

estudo, foi criada uma malha com 757 elementos e 6343 nós.

De seguida é necessário impor as condições iniciais do sistema. Recorrendo ao comando Inicial

conditions, é aberta uma nova janela onde se podem gerar pressões intersticiais e tensões devido ao

peso dos terrenos. Como o nível freático se encontrava abaixo do fundo escavação, este não foi

colocado no modelo, não gerando pressões intersticiais iniciais. As tensões iniciais podem ser

geradas recorrendo ao comando Generate initial stress, ficando assim instaladas as tensões efetivas

horizontais e verticais para o modelo em questão.

5.2.4 Cálculo

Estando a malha e as condições iniciais geradas, pode-se dar início ao processo de cálculo, através

do comando Calculate. O software Plaxis permite-nos optar por uma construção faseada, ideal para o

tipo de solução de parede de Munique, já que esta é executada faseadamente, por níveis.

87

No primeiro separador, General, é possível definir o nome para as diferentes fases de construção,

assim como o tipo de análise (nesta caso foi feita uma análise plástica). No separador seguinte,

Parameters, pode-se selecionar, no parâmetro Loading input, a opção Staged construction. Isto

permite definir para cada fase da escavação as respetivas ações. Para isto, clicando em Define, é

aberta uma nova janela com a geometria do modelo em que se pode ativar ou desativar materiais.

A primeira fase já vem por defeito no software como Initial phase. É daqui que arrancam os cálculos

do programa para uma fase definida de seguida. A primeira a definir foi a ativação da sobrecarga da

10kN/m2. De referir que no parâmetro Control parameters foi escolhida a opção de zerar os

deslocamentos, Reset displcacements to zero, isto para não se notarem os efeitos de assentamentos

devido a ação gravítica. Na segunda fase, correspondente à inserção da microestacas até 19 metros

de profundidade, também foi tomada esta opção. Assim, os deslocamentos e esforços gerados no

cálculo do modelo apenas seriam devido ao processo de escavação.

De seguida iniciou-se o processo de escavação, em que apenas foi desativada a parcela de solo

correspondente à primeira escavação, neste caso de 4,5 metros. Na fase seguinte, para o troço

escavado, foram alterados as propriedades da Plate, escolhendo a parede de betão armado em

detrimento da microestaca. Também se ativa a ancoragem do nível correspondente, aplicando-lhe um

pré-esforço inicial. O pré-esforço de blocagem é de 780kN, mas, como o Plaxis solicita um valor por

metro de desenvolvimento, foi necessário dividir este pela largura de influência, neste caso de 3

metros. Desta forma, um fenómeno tridimensional é representado simplificadamente num modelo

bidimensional. Assim, o pré-esforço inicial aplicado é de 260kN/m, mas tendo em conta que isto

conduzia a deslocamentos para o interior de terreno excessivos, o valor adotado para o pré-esforço

foi de 200kN/m.

Uma das limitações desta análise bidimensional é a de não ser contabilizado o efeito de arco

presente na construção faseada duma parede de Munique. Este efeito de arco traduz-se na

redistribuição de esforços para os painéis adjacentes que não foram abertos e que se encontram

contidos por banquetas de terra (escavação alternada de painéis), sendo por isso um fenómeno

tridimensional. Uma forma de contornar este problema é de definir o parâmetro ΣMstage nas

definições avançadas em Loading input. Por defeito, o valor que vem no software é unitário. Valores

menores que 1 correspondem à não concretização total da fase em questão, ou seja, as forças não

são completamente mobilizadas. Isto origina uma força não equilibrada proporcional ao fator

escolhido que será mobilizada na fase seguinte, pelo que essa terá que ter um valor ΣMstage unitário.

Posto isto, nas fases de escavação foi adotado um valor de ΣMstage de 0,7 nos primeiros dois níveis

e de 0,5 nos últimos dois, já que o faseamento construtivo nos primeiros dois níveis foi menos

condicionado, considerando-se assim uma maior mobilização de forças. Nas respetivas fases

seguintes, a mobilização da restante força é feita já para os elementos de travamento. Embora isto

não conduza a soluções exatas, esta solução tem apresentado bons resultados na modelação de

estruturas de contenção do tipo Munique.

88

Estes procedimentos foram repetidos até ao final da escavação e até à construção da sapata. Os

passos estão resumidos de seguida:

Fase 1 – SC: ativação da sobrecarga de 10kN/m2, zerando os deslocamentos.

Fase 2 – Microestaca: introdução da microestaca até aos 19 metros de profundidade, zerando

novamente os deslocamentos.

Fase 3 – 1ª Escavação: escavação do primeiro nível de painéis, de 3,5 metros. De relembrar que em

obra foi o primeiro nível foi feito juntamente com a viga de coroamento, pelo que no modelo foi

adotado o mesmo faseamento. Definição de ΣMstage = 0,7.

Fase 4 – 1º Painel: ativação do primeiro troço de parede de betão armado, substituindo o material de

microestaca para betão armado. Ativação da 1ª ancoragem, localizada a 3,2 metros da superfície.

Aplicação do pré-esforço de 200kN/m.

Fase 5 – 2ª Escavação: escavação do segundo nível com 3 metros de altura. Definição de ΣMstage

= 0,7.

Fase 6 – 2º Painel: ativação do segundo painel e ativação da 2ª ancoragem, localizada a 5,9 metros

da superfície. Aplicação do pré-esforço de 200kN/m.

Fase 7 – 3ª Escavação: escavação do terceiro nível com 3,3 metros. Definição de ΣMstage = 0,5.

Fase 8 – 3º Painel: ativação do terceiro painel e ativação da 3ª ancoragem, localizada a 8,9 metros

da superfície. Aplicação do pré-esforço de 200kN/m.

Fase 9 – Ultima escavação: escavação da última parcela de terreno com 2 metros de altura,

perfazendo um total de 11,8 metros de escavação. Definição de ΣMstage = 0,5.

Fase 10 – Painel de fecho: ativação do restante troço de parede de betão armado e execução da

sapata de 1,4 metros de altura.

5.2.5 Resultados

Após o cálculo, os resultados podem ser observados na interface Output. O programa possibilita a

análise da deformada da estrutura, os deslocamentos e as tensões instaladas. Também permite uma

análise particular de cada elemento estrutural.

Podem ser analisados a deformada da estrutura (numa escala 100 vezes maior que a real), os

deslocamentos horizontais e os deslocamentos verticais na Figura 5.7, Figura 5.8 e Figura 5.9,

respetivamente.

89

Figura 5.7 – Deformada da estrutura no final da escavação.

Figura 5.8 – Deslocamentos horizontais no final da escavação.

Figura 5.9 – Deslocamentos verticais no final da escavação.

90

Pela análise da Figura 5.8 pode ser constatado que o deslocamento máximo horizontal é de cerca de

7mm para o interior da escavação, no terceiro nível de escavação. Ao nível da primeira ancoragem

temos um deslocamento para o interior do terreno na ordem dos 4mm. Isto deve-se à aplicação do

pré-esforço, que impõe um deslocamento contrário ao efetuado pelo impulso do terreno. O terreno,

sendo composto por um aterro de baixa rigidez, é especialmente mais sensível à aplicação do pré-

esforço nos níveis superficiais. Por um lado, os impulsos gerados pelo solo são baixos, e por outro

lado a rigidez aumenta com a profundidade, sendo especialmente reduzida à superfície. Pode-se

constatar que, com a profundidade, os deslocamentos começam a tender para o interior da obra,

tornando-se os impulsos mais significativos. O efeito do pré-esforço, em termos de descolamento

imposto, é menos notório do que nos níveis superficiais, mas a sua importância como travamento

torna-se mais relevante, já que quanto maior a escavação, maiores os impulsos gerados pelos solos.

Em termos de assentamentos, pode verificar-se pela Figura 5.9 que estes têm o valor de cerca de

4mm no tardoz da cortina, sendo reduzidos. Estes assentamentos têm de ser controlados pois podem

influenciar o comportamento das estruturas vizinhas. O deslocamento vertical máximo toma o valor

de 9,08mm e dá-se no interior da escavação, com sentido ascendente (empolamento). Isto porque,

durante a escavação, é aliviado o estado de tensão nos solos não escavados, pelo que estes

recuperam deformações elásticas, descomprimindo-se. A experiência diz que o software Plaxis tende

a sobrestimar estes empolamentos devido a erros associados ao método de cálculo numérico, no

entanto estes acontecem dentro da escavação, não traduzindo problemas para a obra e para a

vizinhança. No entanto há que tomar precauções caso estes tenham uma dimensão elevada, pois

podem influenciar a cota de implantação dos elementos construtivos, podendo resultar desníveis

entre a aplicação real em obra e o projeto de arquitetura.

Na Figura 5.10 podem observar-se os deslocamentos na cortina, em termos de deslocamentos totais,

horizontais e verticais.

Figura 5.10 – Deslocamentos da cortina no final da escavação.

91

Podemos constatar, pela Figura 5.10, que os deslocamentos horizontais e verticais estão de acordo

com o observado nas Figuras 5.8 e 5.9, respetivamente, dando-se o deslocamento máximo horizontal

ao nível da terceira ancoragem e o assentamento máximo à superfície do terreno. No entanto, o

assentamento máximo dá-se a 2 metros da cortina e não imediatamente no seu tardoz. Na Figura

5.9, o valor máximo era de cerca de 4mm, a cerca de 1,5 metros da cortina, enquanto na cortina o

valor máximo é de 1,42mm.

Na Figura 5.11 podem analisar-se em maior detalhe os deslocamentos horizontais da parede por fase

de construção. Foi atribuída a mesma cor consoante o nível do painel, ou seja, a escavação e a

execução da respetiva ancoragem têm a mesma cor para facilitar a leitura do gráfico. Deslocamentos

positivos são para o interior da obra, e negativos para o interior do terreno, pelo que num mesmo

nível a fase de escavação corresponde à cor mais à direita e a fase de aplicação do pré-esforço na

ancoragem corresponde à cor mais à esquerda.

Figura 5.11 – Deslocamento horizontal em profundidade da parede por fase de construção.

Na primeira fase de escavação regista-se o deslocamento mais gravoso, de 10,2mm para o interior

da obra. Isto dá-se devido à descompressão que se verifica ao escavar os primeiros 3,5 metros.

Tendo em conta o pequeno valor de coesão deste terreno, a capacidade deste se auto suster é

menor, sofrendo assim deslocamentos mais significativos para o interior da obra. A rigidez do solo,

sendo reduzida, também contribui para o registo destes deslocamentos, já que quanto menor a

rigidez, maior a descompressão originada no solo. Do mesmo modo, quando se aplica o pré-esforço,

regista-se um deslocamento significativo para o interior do terreno. O valor observado é de 5,6mm (ao

nível da primeira ancoragem) para o interior do terreno, o que corresponde a uma variação de

12,8mm entre o valor registado na primeira escavação e na primeira ancoragem. Mais uma vez,

92

devido à falta de rigidez do solo, este tem pouca capacidade de absorver esforços, sofrendo

deslocamentos de maior magnitude.

À medida que a profundidade aumenta, pode-se constatar que as linhas da mesma cor, ou seja, os

deslocamentos correspondentes à escavação e à aplicação do pré-esforço do mesmo nível, ficam

mais estreitas. O solo vai ganhando rigidez em profundidade, descomprimindo-se menos nas fases

de escavação e absorvendo mais esforços na aplicação do pré-esforço. Os impulsos das terras vão,

em geral, ganhando magnitude em profundidade, contrariando também a aplicação do pré-esforço.

Também se pode verificar que, depois de aplicado o pré-esforço em determinado nível, os

deslocamentos verificado nessa cota são reduzidos. A parede fica apoiada elásticamente na

ancoragem e tende a rodar em torno desta em profundidade, até o painel do nível inferior ser fixo da

mesma forma, passando a rodar então em torno da ancoragem do nível inferior.

Entre a quarta e última escavação e a sapata não se registam praticamente evoluções entre os

deslocamentos, estando as linhas praticamente sobrepostas. Isto porque a sapata não impõe um

deslocamento ao terreno, simplesmente serve de ponto de fixação na base deste.

Na Tabela 5.5 procedeu-se à comparação entre os deslocamentos obtidos na modelação do Plaxis

em diferentes fases da construção com os critérios estabelecidos no projeto de contenção e

escavação.

Pode verificar-se que nenhum critério de alerta foi atingido e que, no presente caso, as deformações

horizontais são significativamente mais condicionantes que os assentamentos, sendo estes

praticamente desprezáveis.

Tabela 5.5 – Comparação entre deslocamentos obtidos e critérios estabelecidos no projeto (Sinal positivo – movimento para o interior da obra; Sinal negativo – movimento para o interior do terreno)

Deslocamento horizontal [mm] Deslocamento vertical [mm]

Fase Plaxi

s

Critério de

alerta

Critério de

alarme Plaxis

Critério de

alerta

Critério de

alarme

1ª

escavação 10,3

25 50

0,9

20 40

1ª

ancoragem -5,6 0,6

3ª

escavação 8,5 -0,9

Sapata 7,3 -1,4

Em termos de esforços, os momentos fletores instalados na parede são os apresentados na Figura

5.12:

93

Figura 5.12 – Distribuição de momentos fletores na parede

O valor máximo é de cerca de 84,2kNm/m, ao nível da primeira ancoragem. Podemos verificar que,

segundo este modelo, a parede, praticamente, só mobiliza momentos positivos. Isto deve-se à baixa

rigidez dos apoios (ancoragens), consequente de um comprimento livre significativo (especialmente

no 1º nível de ancoragens). Assim sendo, a parede tem alguma liberdade para se deformar em

detrimento da mobilização de momentos.

5.3 Análise Paramétrica

Numa tentativa de compreender a influência dos parâmetros adotados na modelação, fez-se variar

alguns destes, conhecendo em antemão a sua relevância no comportamento de estruturas deste

género. É importante ter em conta os diferentes comportamentos da estrutura face à variação destes

parâmetros, pois permite uma maior fiabilidade nesta, tendo em conta a incerteza que efetivamente

existe na adoção destes parâmetros.

Os parâmetros escolhidos para esta análise foram então o módulo de deformabilidade (E) do solo e o

valor do pré-esforço. Mantiveram-se os parâmetros definidos para os elementos estruturais iniciais, já

que se considerou existir uma maior fiabilidade nestes. Apenas foram analisados os deslocamentos

horizontais já que no caso em estudo estes são dominantes.

94

5.3.1 Módulo de deformabilidade

O módulo de deformabilidade do solo é uma propriedade fundamental na modelação do respetivo

comportamento, já que nos dá a relação entre a tensão e a deformação deste. Assim, o

deslocamento face ao carregamento é definido proporcionalmente ao seu valor. Tendo em conta o

comportamento não-linear dos solos, este valor torna-se difícil de definir, podendo existir variabilidade

entre os valores definidos em laboratório e os valores realmente mobilizados no terreno.

Sabendo que o primeiro estrato diz respeito a aterros executados para a edificação da zona, estes já

são antigos e podem encontrar-se confinados devido às cargas provenientes dos arruamentos e das

edificações presentes. Logo, estes vão-se compactando e rearranjando, havendo alguma

variabilidade. Pode verificar-se no anexo I que os valores dos ensaios SPT não são uniformes ao

longo deste estrato, apresentando valores diferentes, consoante a localização destes. A própria

existência de alvenaria, concentrada em certas zonas da escavação, contribui para um acréscimo do

valor deste parâmetro.

Sendo assim, e tendo em conta que o modelo adotado foi o modelo Hardening Soil, fez-se variar o

parâmetro , sendo que os restantes parâmetros utilizados para a definição do módulo de

deformabilidade neste modelo são dependentes deste, através das equações descritas anteriormente

(Equações 2,3 e 4). Fez-se variar este parâmetro desde o valor inicial, relativamente reduzido, até

quatro vezes o seu valor original. Para avaliar o comportamento da estrutura ao longo das diferentes

fases de construção, escolheram-se dois pontos, um imediatamente na superfície do terreno e o outro

ao nível da terceira ancoragem, por serem os pontos mais sensíveis em termos de deslocamentos

horizontais (a localização dos pontos encontra-se representada no anexo XII). Os respetivos gráficos

estão representados na Figura 5.13 e na Figura 5.14.

Figura 5.13 – Deslocamentos horizontais no topo da cortina, consoante o valor do módulo de deformabilidade (ponto A)

Considerando o faseamento representado na Figura 5.13, em que a fase 0 representa a 1ª escavação

e a fase 7 a execução da sapata, podemos analisar a variação dos deslocamentos ocorridos com a

95

variação do módulo de deformabilidade. Utilizando valor de projeto, E = 7000 kPa, podemos verificar

que os deslocamentos são mais significativos quando comparados com módulos de deformabilidade

maiores. Na primeira escavação, o deslocamento passa de 10,24mm na primeira escavação para

3,58mm, consoante o valor do módulo de deformabilidade utilizado (7000kPa no primeiro caso,

14000kPa no segundo). Para valores mais elevados do que os 1400kPa, a diferença não é tão

significativa. Quanto menor o valor deste parâmetro, maior as descompressões originadas no

processo da escavação, traduzindo-se em maiores deslocamentos para o interior da obra. Na

aplicação do pré-esforço, verifica-se que os deslocamentos originados para módulos de

deformabilidade baixos também são maiores. Na mesma medida em que solos de baixa rigidez

sofrem maiores descompressões, também têm menor capacidade de absorver esforços, sofrendo

assim deslocamentos de maiores magnitudes na aplicação do pré-esforço para o interior do terreno.

Para E = 7000kPa, a variação do deslocamento é de 9,68mm entre a fase de escavação e a fase do

puxe, enquanto para E = 14000kPa a variação é de 3,89mm.

Figura 5.14 – Deslocamentos horizontais ao nível da terceira ancoragem da cortina, consoante o valor do módulo de deformabilidade (ponto B)

Na Figura 5.14 podemos constatar a evolução dos deslocamentos consoante as diferentes fases ao

nível da terceira ancoragem. Mais uma vez é fácil constatar que para módulos de deformabilidade

mais baixos, mais sensível é o comportamento da cortina nas diferentes fases. No entanto, a esta

profundidade (8,9 metros) nota-se uma variabilidade menor do que à superfície. Isto porque o solo

ganha rigidez em profundidade, atenuando assim as diferenças. Pode verificar-se um pico

significativo na escavação do terceiro painel, mas a aplicação do pré-esforço não induz um

deslocamento tão grande a esta profundidade como induz à superfície. Os valores acumulados dos

impulsos são mais elevados, oferecendo maior resistência ao efeito do pré-esforço, além do

acréscimo de rigidez com a profundidade que também contribui para contrariar este efeito.

96

5.3.2 Pré-esforço

O funcionamento da cortina depende do travamento horizontal aplicado nesta, neste caso das

ancoragens. A sua posição e a carga aplicada alteram o estado de tensão do solo impondo

deslocamentos no sentido do interior do terreno. No software Plaxis, como a carga aplicada tem de

ser dividida pela largura de influência, a influência da carga a aplicar nas ancoragens pode ser tanto

função do valor do pré-esforço em si como também do distanciamento entre ancoragens.

Compararam-se dois diferentes níveis de pré-esforço com o original: o valor de 260kN/m,

preconizado em projeto mas que dava valores excessivos para o interior do terreno na altura do puxe,

e um valor mais reduzido de 150kN/m. Mais uma vez, analisaram-se dois pontos: o primeiro à

superfície da do terreno, no topo da cortina, e o segundo ao nível da terceira ancoragem (Figura 5.15

e 5.16).

Figura 5.15 – Deslocamentos horizontais no topo da cortina consoante o valor de pré-esforço aplicado (ponto A)

Pode observar-se pela Figura 5.15 que um valor de pré-esforço de 260kN/m conduziu a

deslocamentos para o interior do terreno ao longo de todo o faseamento construtivo. É um valor

excessivo a aplicar na primeira ancoragem, já que o solo não oferece grandes resistências pela sua

reduzida rigidez, e pelos seus impulsos reduzidos também não induz grandes esforços na parede.

Um valor de 150kN/m, por outro lado, pode ser demasiado baixo, já que há deslocamentos

significativos quando se abre o primeiro nível de escavação, e este valor de pré-esforço não é

suficiente para recuperá-los. Estes deslocamentos acabam por se manter na restante escavação.

97

Figura 5.16 – Deslocamentos horizontais ao nível da terceira ancoragem consoante o valor de pré-esforço aplicado (ponto B)

Pela análise da Figura 5.16, pode verificar-se que um pré-esforço de 260kN/m faz mais sentido a este

terceiro nível. Embora a descompressão a esta profundidade seja menos significativa na fase de

escavação, sendo os deslocamentos para o interior da obra não tão grandes como a níveis

superficiais, com um pré-esforço reduzido não se consegue recuperar os deslocamentos que ocorrem

durante a escavação. Os dados parecem sugerir que uma otimização da solução passaria por aplicar

um valor de pré-esforço menor nos níveis superiores da cortina e ir subindo de valor à medida que a

profundidade da escavação aumenta. Em termos económicos, aplicar um pré-esforço de 780kN ou

600kN não é relevante, o que poderia ter algum impacto seria aumentar o número de ancoragens

consoante a profundidade. No entanto, em termos construtivos, isto iria desalinhar as ancoragens,

tendo que haver um planeamento mais rigoroso no faseamento dos painéis. Uma solução otimizada

em termos de projeto não significa necessariamente uma solução otimizada em termos de

construção.

5.4 Retroanálise

No capítulo anterior efetuou-se um estudo sobre a sensibilidade do modelo à variação dos

parâmetros. Desta feita, irão ser sobrepostos os resultados obtidos no modelo com os registados na

monitorização, e analisadas as respetivas diferenças.

Como referido no anexo VI, o registo dos alvos nos painéis foi feito tardiamente, pelo que uma

comparação direta entre a monitorização e os resultados do Plaxis é impraticável. No entanto,

analisando os resultados da fachada, nota-se que estes são de magnitude reduzida, e os painéis com

certeza terão um andamento semelhante. De uma forma geral, em todos os alçados, não se verifica

um deslocamento maior do que 5mm em ambos os sentidos (exterior e interior da escavação). No

modelo inicial apresentado em 5.2 Solução Inicial os deslocamentos registados andavam na ordem

dos 8mm, chegando aos 10,2 durante a primeira escavação. Na Tabela 5.6 estão expostos os

registos obtidos no alvo AL2A (pode verificar-se a sua localização no anexo VI).

98

Tabela 5.6 – Movimentos registados no alvo AL2A

Data Deslocamento

(mm)

22-Julho 0

28-Julho 2

31-Julho 2

13-Agosto 2

19-Agosto 1

01-Setembro 0

19-Setembro -1

23-Setembro 0

30-Setembro 0

06-Outubro 0

13-Outubro 0

21-Outubro 1

27-Outubro 1

Como se pode ver pelo registo, há certas datas em que os registos foram feitos com intervalos de

tempo relativamente grandes (por exemplo, foi feito um registo no dia 01 de Setembro e apenas se

voltou a registar no dia 19 de Setembro). Isto faz com que se perca alguma informação relativamente

ao andamento dos movimentos do alçado. Na Figura 5.17 podemos observar o andamento da

instrumentação (roxo), o andamento da solução inicial (azul) e o andamento da solução inicial mas

com o parâmetro E = 28000 kPa, em vez dos inicias 7000kPa (representado a vermelho).

99

Figura 5.17 – Gráfico comparativo entre o valor das soluções modeladas com os valores do registo da instrumentação

Verificou-se ser difícil enquadrar as datas dos registos da instrumentação com as diferentes fases de

construção, pelo intervalo de tempo em que estas foram feitas, tendo-se considerado o exposto na

Figura 5.17 uma boa aproximação. Como se pode verificar, a diferença entre a solução inicial e os

resultados da instrumentação é significativa. No entanto, quando se muda o parâmetro da rigidez do

solo para 28000kPa, a diferença é reduzida, apresentado um andamento idêntico.

Consequentemente, pode-se concluir que o parâmetro assumido para o solo na solução inicial é

demasiado conservativo, tendo o solo uma rigidez maior. Na verdade, este parâmetro foi aplicado

diretamente a partir dos resultados das sondagens efetuadas, sondagens estas que foram realizadas

dentro da área de implantação da obra. Sob a fachada, zona onde o solo está submetido há vários

anos a carregamentos verticais, é expectável que a rigidez seja maior no que nos solos dentro da

área de implantação da obra, por duas razões:

A primeira está relacionada diretamente com a tipologia dos edifícios antigos. Nestes, as

paredes exteriores (pertencentes à fachada) eram paredes estruturais, sendo a sua

espessura maior na base do que no topo. O encaminhamento das forças era feito pelas lajes

para estas paredes, que depois descarregavam nas suas fundações, frequentemente pegões

na base de abóbodas de alvenaria. Isto faz com que os solos sob estas fachadas, ao longo

dos anos, tenham uma tendência a ficar consolidados e/ou compactados, sendo expectável

que a sua rigidez seja maior nesta zona, diminuindo consoante a distância seja maior para

estas.

A segunda razão está relacionada com o facto de se ter feito um pré-tratamento dos solos na

periferia da obra com colunas de calda de cimento. Estas não foram contabilizadas na

100

solução inicial, mas é provável que aumentem a coesão e a rigidez da faixa de solo adjacente

ao plano da escavação, garantindo uma descompressão menor na altura da escavação.

As boas condições do terreno sob as fachadas permitiram ainda que a escavação fosse feita de

forma menos condicionada, aumentando o rendimento de obra.

6 Conclusões

6.1 Aspetos Gerais

Para a realização desta tese procedeu-se, primeiramente, a uma revisão bibliográfica. A mesma teve

como objetivo a compilação de conhecimento sobre o funcionamento de paredes de contenção

periférica, a influência que as escavações em meio urbano têm na sua vizinhança e os principais

modos de rotura deste género de estruturas, dando especial destaque à contenção paredes tipo de

Munique ou Berlim definitivo. Foram, ainda, abordados os métodos de suporte destas paredes,

referindo escoramentos, bandas de laje e em particular ancoragens - tecnologia muito comum neste

tipo de obras -.

Uma das mais-valias na realização desta tese, foi o facto de permitir ao autor ter a oportunidade de

consultar e analisar o projeto de contenção periférica e escavação e, paralelamente, observar a sua

aplicação em obra. Esta foi uma obra rica em condicionamentos técnicos, impondo dificuldades e

incertezas de várias naturezas. E, sendo cada vez mais frequente este tipo de obras em Portugal, foi

uma excelente oportunidade para o autor identificar dificuldades inerentes ao projeto e à construção

em si. A incerteza geológica associada aos solos e às condições das estruturas e fundações vizinhas,

requer uma constante retroanálise entre a produção em obra e o gabinete de projeto. Também é

comum nestas obras em zonas nobres da cidade, com construções que podem ter mais de um

século, haver incerteza em relação à geometria e capacidade resistente dos edifícios, nomeadamente

ao nível das suas fundações. Isto requer que haja por parte do projetista alguma flexibilidade em

termos de adaptação geométrica da solução definida às geometrias encontradas em obra, que

podem ser diferentes das assumidas.

Outra situação observada em obra foi o facto do faseamento construtivo nem sempre ser respeitado

“à letra”. Devido a questões logísticas, a produção de obra é muitas vezes a prioridade, tomando-se

certos riscos. Como consequência, o Plano de Instrumentação e Observação ganha uma importância

vital nestas obras, pois além de permitir validar parâmetros definidos em projeto com alguma

incerteza, permite também prever e antecipar eventuais problemas cuja probabilidade é sempre

amplificada devido ao incumprimento do faseamento construtivo.

O autor da dissertação teve, também, oportunidade de analisar a revisão de projeto, proposta pelo

construtor e autorizada pelo dono de obra e projetista. Tendo a oportunidade de analisar com várias

entidades envolvidas no projeto (obtendo opiniões do projetista, da fiscalização e do construtor),

acabou com uma visão tridimensional da decisão tomada. Este tipo de decisões, não pondo em

101

questão se foi bem tomada ou não, é essencial do ponto de vista da gestão de uma obra, pois

permite avaliar potenciais situações nas quais é possível adaptar a solução inicial com ganho

económico, seja direta ou indiretamente, por parte do construtor, sem comprometer as indispensáveis

condições de segurança.

No final do trabalho elaborou-se um modelo 2D de um dos cortes do projeto. Cedo se constatou a

limitação deste tipo de análise pois não permite recriar o efeito de arco fielmente, condicionando a

simulação do faseamento construtivo e forçando a adoção de simplificações que se podem afastar da

realidade. No entanto, a análise paramétrica efetuada permitiu ao autor ganhar alguma sensibilidade

na importância de alguns parâmetros e no quanto a variação destes afeta o modelo. Infelizmente, a

comparação dos resultados obtidos no modelo com os resultados provenientes da monitorização de

obra ficaram muito condicionados. Constatou-se que a parede de Munique começou a ser

monitorizada, em geral, quando se estava nos últimos painéis, perdendo-se o histórico de informação

mais crucial no faseamento construtivo. No entanto, os movimentos registados foram praticamente

insignificantes, e mesmo a fachada que teve um acompanhamento mais rigoroso não teve grandes

deslocamentos, pelo que se conclui que os parâmetros adotados no projeto poderão ter sido

demasiado conservativos - em particular o valor do módulo de deformabilidade da camada superficial

de aterro-. Os resultados da monitorização apresentam grandes diferenças quando comparadas à

solução inicial do modelo. Mas comparando com os resultados obtidos no modelo com uma rigidez

maior as diferenças são relativamente menores.

6.2 Desenvolvimentos Futuros

Pela frequência com que este tipo de obras começa a ser executada em Portugal e em particular

Lisboa, existe espaço para efetuar certos estudos numa tentativa de otimizar as soluções,

minimizando custos na execução da obra:

Em primeiro lugar, poderia ser realizado uma modelação 3D para aferir com maior rigor as

discrepâncias entre o modelo e os resultados da instrumentação, sendo que esta instrumentação

deverá ser executada de forma eficaz e detalhada, desde o início dos trabalhos e reforçada à

medida que a obra ganha profundidade.

Análise paramétrica e retroanálise mais exaustiva, variando-se mais parâmetros, incluindo as

equações constitutivas utilizadas, permitindo uma aproximação do comportamento real registado

Influência das colunas de calda de cimento nos parâmetros adotados. O efeito destas não foi

contabilizado na definição dos parâmetros, sendo simplesmente uma medida para assegurar

maior coesão e estanquicidade ao terreno. O autor não conseguiu encontrar nenhum estudo

sobre a influência destas colunas na rigidez dos solos, sendo que poderá ter sido uma das

causas para que os resultados do modelo, particularmente a nível de deslocamentos, tenham

sido significativamente maiores.

Quantificação das condições dos solos sob fachadas centenárias, já que as forças transmitidas

através das fundações destas determinam uma consolidação/compactação maior nesta zona do

que no resto da obra. Um registo deste género em diversas obras poderá permitir uma

102

generalização para aferir qual o ganho, em termos percentuais, da resistência mecânica dos

solos sob a fachada em relação aos solos que se encontram na restante área de implantação.

Compilação dos registos e dados obtidos em obras deste género, de modo a criar uma base de

dados extensiva, consoante o tipo de solo e técnica construtiva adotada. Isto permitiria uma

contínua otimização em termos de solução adotada, promovendo o desenvolvimento e o

conhecimento geral deste tipo de obras e minimizando a incerteza associada a este tipo de

obras.

Para finalizar, considera-se que os objetivos desta tese foram atingidos de forma satisfatória.

Conseguiu-se acompanhar e registar a execução de uma escavação em meio urbano preservando a

fachada de um edifício centenário, servindo de enquadramento geral para os processos e

dificuldades que se podem esperar duma obra deste género, destacando-se a importância do plano

de instrumentação e observação neste tipo de trabalhos.

103

104

Referências Bibliográficas

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[15] Santa, V. B. B., Controlo de Qualidade de Ancoragens Passivas e Activas. Dissertação

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[16] Google. Google Maps (https://maps.google.pt/), consultado em Novembro de 2014.

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[18] Pinto, A., Pereira, A., & Neves, M., Peças desenhadas do Projeto de Execução do

Recalçamento e Contenção de Fachadas, Fundações Indiretas, Escavação e Contenção

Periférica, do Hotel na Rua Rosa Araújo nº16. JetJS Geotecnia, Lda, Lisboa, Julho de

2010.

[19] Pinto, A., Pereira, A., & Neves, M., Memória Descritiva e Justificativa do Projeto de

Execução do Recalçamento e Contenção de Fachadas, Fundações Indiretas, Escavação e

Contenção Periférica, do Hotel na Rua Rosa Araújo nº16. JetJS Geotecnia, Lda, Lisboa,

Julho de 2010.

[20] Decreto-Lei nº380/99 de 22 de Agosto, Diário da República nº175, 2ª Série. Planeamento

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[21] Plano Director Municipal de Lisboa (PDM). (1994). DRI Série 226 (94-09-29).

[22] CêGê, Estudo Geológico-Geotécnico – Rua Rosa Araújo nº16. Lisboa, Maio de 2011.

[23] TECNASOL, FGE., Estudo Geológico-Geotécnico complementar – Rua Rosa Araújo nº16.

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[24] Rua Rosa Araújo nº16, Lisboa, Relatórios de instrumentação topográfica. TECNASOL,

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[25] Silva, L. F., Adenda do Projecto de Estabilização/Contenção de fachada, do Hotel na Rua

Rosa Araújo nº16. PERI cofragens, Lda, Lisboa, Março de 2014.

[26] Cruz, R. M. P., Sistemas de Suporte de Paredes de Edifícios Antigos em Demolição.

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[27] European committee for Standardization, European Standard prEN 14199 – Execution of

special geotechnical work – Micropiles. Milão, Junho de 2003.

[28] VSL, Documento de Aprovação de Ancoragens Provisórias. Lisboa, Fevereiro de 2012

[29] Brinkgreve, R. B. J., With co-operation of Al-Khoury, R., Bakker, K. J., Bonnier, P. G.,

Brand, P. J. W., Broere, W., Burd, H. J., Soltys, G., Vermeer, P. A., .DOC Den Haag, Plaxis

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[30] Surarak, C., et al. Stiffness and strength parameters for hardening soil model of soft and

stiff Bangkok clays. Bangkok, Setembro de 2012.

[31] Waterman, D., Structural elements in Plaxis. Computional Geotechnicsm, plaxis B.V. Chile,

Maio de 2006.

106

107

Anexos

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109

Anexo I – Resultados das sondagens realizadas em 2011, pela

empresa CêGê, e em 2014, pela empresa Tecnasol.

A I. 1 – Diagrama da sondagem S1 (1/2), retirado de [22]

110

A I. 2 – Diagrama da sondagem S1 (continuação, 2/2) , retirado de [22]

111

A I. 3 – Diagrama da sondagem S2 (1/2) , retirado de [22]

112

A I. 4 – Diagrama da sondagem S2 (continuação, 2/2) , retirado de [22]

113

A I. 5 – Diagrama da sondagem S3 (1/2) , retirado de [22]

114

A I. 6 – Diagrama da sondagem S3 (continuação, 2/2) , retirado de [22]

115

A I. 7 – Diagrama da sondagem SP1 (1/2) , retirado de [23]

116

A I. 8 – Diagrama da sondagem SP1 (continuação, 2/2), retirado de [23]

117

A I. 9 – Diagrama da sondagem SC2 (1/2) , retirado de [23]

118

A I. 10 – Diagrama da sondagem SC2 (continuação, 2/2), retirado de [23]

119

A I. 11 – Diagrama da sondagem SP3 (1/2) , retirado de [23]

120

A I. 12 – Diagrama da sondagem SP3 (continuação, 2/2) , retirado de [23]

121

Anexo II – Registo fotográfico das amostras recolhidas nas

sondagens.

A II. 1 – Caixa recolhida da sondagem S1 (0 - 13,5m), retirado de [22]

A II. 2 – Caixa recolhida da sondagem S1 (14 - 16m), retirado de [22]

A II. 3 – Caixa recolhida da sondagem S2 (0 - 13,5m), retirado de [22]

A II. 4 – Caixa recolhida da sondagem S3 (0 - 13,5m), retirado de [22]

122

A II. 5 – Caixa recolhida da sondagem SP1 (0 a 19,5m), retirado de [23]

123

A II. 6 – Caixa recolhida da sondagem SC2 (0 a 16,5m), retirado de [23]

A II. 7 – Caixa recolhida da sondagem SP3 (0 a 18m), retirado de [23]

124

Anexo III – Solução Inicial do projeto de contenção periférica e escavações

A III. 1 – Planta da solução inicial do projeto (adaptado de [18])

125

Anexo IV – Projeto de contenção de fachadas

A IV. 1 – Planta do projeto de contenção de fachadas (retirado de [25])

126

A IV. 2 – Alçados e cortes do projeto de contenção de fachadas, (retirado de [25])

127

Anexo V – Projeto alterado de contenção periférica e escavações

A V. 1 – Planta da solução alterada do projeto, executada em obra (adaptado de [18])

128

Anexo VI – Evolução dos registos dos alvos topográficos

Alçado AB

A VI. 1 – Evolução da instrumentação no alçado AB (adaptado de [24])

Na Figura A VI.1 pode verificar-se a evolução da instrumentação do alçado AB. O alvo AL7B,

localizado no primeiro nível de painéis deste alçado, foi zerado a 1 de Setembro e a primeira

leitura foi realizada a 9 de Setembro. Nesta fase o segundo painel já estava betonado, faltando

129

aplicar o pré-esforço na ancoragem, pelo que se perdeu o historial mais importante a registar.

Existe tendência dos movimentos serem para o interior da obra, mas sempre pouco

significativos. Entre o dia 9 e 6 de Outubro nota-se algum deslocamento no alvo AL6 na direção

X e Z, posicionado no topo da fachada. Provavelmente devido às fortes chuvas presentes no

mês de Setembro, houve uma ligeira rotação da fachada, deslocando-se na direção X e

assentando alguns milímetros.

Alçado BCD

A VI. 2 –Evolução da instrumentação no alçado BCD (adaptado de [24])

130

Na figura A VI. 3 pode verificar-se o registo da instrumentação dos alçados BC e CD. Os

deslocamentos em Y e os assentamentos (deslocamentos em Z) foram pouco significativos.

Pela análise da figura, constata-se uma certa tendência de ambas as fachadas moverem-se na

direção positiva do eixo X, já que os alvos no topo destas apresentam deslocamentos na

ordem dos 10mm. No entanto, os deslocamentos relativos foram cada vez menores entre

leituras, concluindo-se que a fachada estabilizou. Os deslocamentos da parte inferior da

fachada e da viga de coroamento (AL8B) são pouco significativos, pelo que o movimento do

topo da fachada deverá ter sido causado pelo vento.

Alçado DE

A VI. 3 – Evolução da instrumentação no alçado DE (adaptado de [24])

131

Na figura A VI.4 pode observar-se o registo da instrumentação dos alçados DE. Deslocamentos

na direção X foram reduzidos, pelo que se pode verificar que os movimentos verificados no

topo da fachada dos alçados BC e CD ocorrem de forma independente. Houve algum

movimento na direção Y associado a um ligeiro assentamento, verificado especialmente nos

alvos do topo da fachada. De realçar que a instrumentação no primeiro painel começou 22 de

Setembro, altura em que se já estava a fechar o último painel com a respetiva sapata.

Alçado EF

A VI. 4 – Evolução da instrumentação no alçado EF (adaptado de [24])

Na Figura A VI 5. pode verificar-se os deslocamentos registados no alçado EF. Mais uma vez,

são relativamente pequenos, não havendo nenhum fenómeno a destacar. Há uma ligeira

132

tendência dos movimentos dos alvos da fachada serem para o exterior da obra numa fase

inicial, provavelmente devido ao efeito do vento. No começo da escavação desse alçado, por

volta do dia 20 de Julho, estes estabilizam ou tendem ligeiramente para o interior da obra.

Alçado FGA

A VI. 5 – Evolução da instrumentação no alçado FGA (adaptado de [24])

No alçado FGA os deslocamentos também não são relevantes. Nota-se uma certa tendência

da cortina mover-se para o interior, através do alvo AL5B, mas sempre de forma controlada.

Mais uma vez a instrumentação dos painéis só foi feita quando a escavação já ia num estado

133

mais avançado, perdendo-se assim a informação que poderia ser vital caso algum problema

ocorresse.

134

Anexo VII – Resultados do ensaio de receção detalhado da

ancoragem 9

Foram feitos ensaios de receção detalhados em certas ancoragens. Neste anexo

apresentamos os resultados referentes à ancoragem CC3, instalada no primeiro nível do

alçado EF. Este ensaio foi efetuado recorrendo ao método 1 preconizado pela Norma EN1537.

Este ensaio permite obter o comprimento livre aparente, Lapp, enquadrando-o entre um limite

superior e outro inferior.

em que At é a secção transversal, E o módulo de deformabilidade da armadura da ancoragem,

Δs a extensão elástica por incremento de tensão ΔP. Os limites deste comprimento são os

apresentados de seguida:

em que LL é o comprimento livre, Lsup é o comprimento superficial da armadura, medido da

cabeça da ancoragem até ao ponto onde o macaco encaixa na armadura, e Ls o comprimento

de selagem. Do ciclo carga e descarga (Figura A VII.1), foi possível obter o comprimento livre

aparente (15,5m). O diagrama de carga e descarga foi obtido através de 5 ciclos, em que a

carga inicial (Pa), de 85kN, correspondeu a 10% da carga de ensaio (Pp), de 850kN, que por

sua vez corresponde a 125% da carga de blocagem (P0), de 680kN. Os valores máximos de

cada ciclo foram mantidos por 15 minutos, exceto no último ciclo que foi mantido por 180

minutos, já que os efeitos de fluência são mais significativos no último patamar.

A VII. 1 – Diagrama carga/descarga (retirado de [24])

Neste ensaio também é possível retirar os coeficientes de fluência por patamar de carga,

através da seguinte equação:

135

em que Ks é o valor do coeficiente de fluência por patamar, s2 e s1 os registos dos

deslocamentos da cabeça da ancoragem para os instantes t2 e t1 respetivamente. No ensaio

em questão, o comportamento de fluência foi nulo, ou seja, o valor de Ks foi zero em todos os

patamares de carga (Figura A VII.2).

A VII. 2 – Patamares de fluência (retirado de [24])

136

Anexo VIII – Esquema da execução de microestacas

A VIII. 1 – Esquema geral da execução das microestacas (retirado de [24])

137

Anexo IX – Esquema da execução de muros de Munique

A IX. 1 – Esquema geral da execução de muros de Munique (retirado de [5])

138

Anexo X – Constituição das ancoragens VSL

A X. 1 – Constituição das ancoragens fornecidas pela VSL e aplicadas em obra (retirado de [28])

139

Anexo XI – Esquema da execução de ancoragens

A XI. 1 – Esquema geral da execução das ancoragens (retirado de [24])

140

Anexo XII – Localização dos pontos analisados no software Plaxis

A XII. 1 – Localização dos pontos de análise no software Plaxis (Pontos A e B)