Escavações em Meio Urbano

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1 Escavações em Meio Urbano Ampliação do Centro Empresarial Santander Totta Luís Miguel Guerra de Sousa Machado Dissertação para obtenção do Grau de Mestre em Engenharia Civil Orientador: Professor Alexandre Luz Pinto Júri Presidente: Professor Doutor Jaime Alberto dos Santos Orientador: Professor Alexandre da Luz Pinto Vogal: Professora Laura Maria Mello Saraiva Caldeira Fevereiro 2016

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3 RESUMO Actualmente o principal problema para o sector de construção em espaços urbanos é a escassez de espaço, são necessárias novas técnicas de construção de maneira a maximizar a área útil na menor área de implantação possível. Como tal, as escavações e contenções periféricas tem grande relevância, e este tipo de contenção tem um cariz de grande conhecimento geotécnico, no qual é determinante conhecer as propriedades do solo com que se vai trabalhar e as suas implicações numa estrutura flexível como é o caso das contenções. Esta dissertação tem como objectivo estudar o comportamento da estrutura flexível de uma contenção periférica, para esse estudo foi necessário um acompanhamento de uma obra na zona da Avenida Calouste Gulbenkian da ampliação do Centro Santader-Totta, em que a solução executada foi uma contenção por Muros de Munique. A partir do plano de instrumentação e observação da obra foi possível obter os deslocamentos horizontais que a contenção ia sofrendo ao longo das várias fases. Também foi realizada uma análise teórica desses mesmos deslocamentos a partir do programa de modelação de elementos finitos Plaxis 2D, em que a partir dos dados do projecto da obra foi possível criar um modelo semelhante ao real e obter os deslocamentos. Comparando estes deslocamentos teóricos com os deslocamentos obtidos a partir da instrumentação, foi possível fazer uma retroanálise das propriedades do terreno para que estes sejam próximos da situação real, a partir desta retroanálise criaram-se novos modelos e obtiveram-se novos deslocamentos com o objectivo de aproximar os deslocamentos máximos da modelação aos deslocamentos máximos de instrumentação no final da escavação. No final foram analisados duas soluções alternativas, uma consistia numa optimização da solução executada e outra num novo tipo de solução de contenção. Foram analisadas em Plaxis para obterem-se os deslocamentos na contenção e fazer uma comparação entre todas as soluções para determinar qual seria a melhor solução possível. Também foi feita uma breve análise económica das soluções alternativas e da executada. Palavras-chave Escavação; estruturas de suporte; muros de Munique; instrumentação; modelação; retroanálise. i

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5 ABSTRACT Nowadays the main problem for the construction sector in urban spaces is the lack of space, new construction techniques are needed to maximize the surface living area. As such, excavations and retaining walls have great relevance, and this kind of retaining have a lot of geotechnical knowledge and it s important to know the soil properties, so we can know which kind of soil we are going to work and its implications on a flexible structure such as retaining walls. This dissertation has a goal of studying the flexible structure behavior of a retaining wall, for that study it was necessary a monitoring a site at Calouste Gulbenkian Avenue, related to the expansion of Centro Santader-Totta, in which the solution was a Concrete Soldier Pile Wall. From the observation and instrumentation plan of the site it was possible to get the horizontal displacements over the several phases. Also it was done a theoretical analysis of the same displacements by using the finite element modelling program Plaxis 2D and by using the data from the construction project it was possible to create a model similar to reality and obtain the displacements. Comparing these theoretical displacements with the displacements obtained by instrumentation, it was possible to make a back analysis of the soil properties from back analysis new models were created and new displacements obtained with purpose of bringing closer the maximum horizontal displacements from instrumentation at the final excavation. At the end two alternatives solutions were analyzed, one consists in a optimization of the performed solution and other in a new type of retaining solution. They were analyzed using Plaxis to obtain the displacements on the retaining wall and make comparison between all solutions to determine which could be the better possible solution. Also a brief economic analysis was made of the alternative solutions and performed solution. Keywords Excavation; earth retaining structures; Soldier Pile Walls; instrumentation; modelling; back analysis. iii

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7 AGRADECIMENTOS A vida é composta por fases, em que depois de uma ser ultrapassada segue outra, os meus anos académicos no Instituto Superior Técnico foram uma dessas fases, mas foi daquelas que me melhor preparou para enfrentar as que se seguem no meu caminho. Para isso muito contribuiram todos os docentes que me deram aulas e que tive o privilégio de assistir aos seus ensinamentos, como em todas as áreas uns melhores que outros, mas com todos aprendi algo de útil para o meu futuro como Engenheiro Civil. Quero agradecer especialmente ao corpo docente de Geotecnia, por fazerem me conhecer uma área que ao longo dos anos acabou por cativar a minha atenção e interesse. Sobretudo ao Professor Alexandre Pinto que sempre se mostrou disponível a qualquer altura para me ajudar na dissertação, e nunca colocar entraves logo na primeira reunião para o tema que tinha em mente. À Professora Laura Caldeira que me ajudou a resolver muitos problemas na parte da modelação. Enquanto terminava a dissertação tive o privilégio de começar a trabalhar na minha área de especialização, numa das melhores empresas de Geotecnia e como tal quero agradecer a todos os meus colegas que desde o primeiro dia se mostraram disponíveis para me tirar qualquer dúvida. Especialmente à equipa de projectistas da Tecnasol - Fge, Fundações e Geotecnia que me deram vários conselhos sobre a modelação e dimensionamento das soluções que ajudaram a conseguir melhores resultados. No final, quero agradecer a todas as pessoas que estiveram comigo nesta jornada, desde colegas que ficaram bons amigos, e amigos de longa data que sempre me apoiaram e em que faria outra dissertação só com os seus nomes. Por último, e mais importante quero agradecer aos meus pais. Sem eles não seria possível ser quem sou, muito menos estar onde tenho a sorte de estar, em que desde o primeiro dia até ao último desta fase, como de todas as outras que passaram e de todas aquelas que vão passar sempre estiveram, estão e vão estar ao meu lado e muito do meu esforço ao longo deste percurso foi para conseguir dar-lhes o reconhecimento merecido. v

8 ÍNDICE GERAL 1) INTRODUÇÃO ) ENQUADRAMENTO GERAL ) OBJECTIVOS DA DISSERTAÇÃO ) ESTRUTURA DA DISSERTAÇÃO ) FUNDAMENTOS TEÓRICOS ) ESTRUTURAS DE SUPORTE FLEXÍVEIS ) PRESSÕES DE TERRAS ) CORTINAS ANCORADAS ) DIMENSIONAMENTO ESTRUTURAL ) TECNOLOGIA DE CONSTRUÇÃO DE PAREDES FLEXÍVEIS ) MUROS DE MUNIQUE ) TECNOLOGIA DE REFORÇO DE FUNDAÇÕES ) MICRO-ESTACAS ) CASO DE ESTUDO PROJECTO DE ESCAVAÇÃO E CONTENÇÃO PERIFÉRICA DA AMPLIAÇÃO DO SANTADER TOTTA ) INTRODUÇÃO ) ELEMENTOS DE BASE ) PRINCIPAIS CONDICIONAMENTOS ) NATUREZA GEOTÉCNICA E GEOLÓGICA ) CONDIÇÕES DE VIZINHANÇA ) PRAZO DE EXECUÇÃO ) ACOMPANHAMENTO OBRA ) SOLUÇÃO EXECUTADA ) PAREDE DE CONTENÇÃO (MURO DE MUNIQUE) PROCESSO / FASEAMENTO CONSTRUTIVO ) PLANO DE INSTRUMENTAÇÃO E OBSERVAÇÃO ) MODELAÇÃO NUMÉRICA vi

9 3.6.1) GEOMETRIA DO MODELO DE CÁLCULO ) CARACTERIZAÇÃO DOS MATERIAIS ) MALHA DE ELEMENTOS FINITOS E PROCESSO DE CÁLCULOS ) RESULTADOS DA MODELAÇÃO ) COMPARAÇÃO ENTRE OS RESULTADOS DA MODELAÇÃO E OS RESULTADOS DA INSTRUMENTAÇÃO ) RETROANÁLISE ) ESTUDO PARAMÉTRICO ) SOLUÇÕES ALTERNATIVAS ) SOLUÇÃO DE MURO MUNIQUE SEM ÚLTIMO NÍVEL DE ANCORAGEM ) SOLUÇÃO CORTINA DE ESTACAS ) ANÁLISE COMPARATIVA DAS SOLUÇÕES ) ANÁLISE COMPARATIVA DOS DESLOCAMENTOS ) ANÁLISE ECONÓMICA ) ANÁLISE GERAL ) CONCLUSÕES ) CONSIDERAÇÕES FINAIS ) DESENVOLVIMENTOS FUTUROS BIBLIOGRAFIA ANEXO ANEXO 2 PLANTAS, ALÇADOS & CORTES vii

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11 ÍNDICE DE FIGURAS Figura 2. 1 Diagramas aparentes de Terzaghi e Peck para Areias e Argilas... 3 Figura 2. 2 Evolução do estado de tensão num elemento de solo suportado por uma cortina ancorada (Guerra, 2007)... 4 Figura 2. 3 Constituição de uma microestaca... 8 Figura 2. 4 Furação em trado Figura 2. 5 Introdução da microestaca Figura 2. 6 Injeção da microestaca Figura 2. 7 Reinjeção da microestaca Figura 3. 1 Planta da localização da obra (Google Maps) Figura 3. 2 Estado das Zonas Geotécnicas (JetSJ Geotecnia, LDA) Figura 3. 3 Parâmetros das ZG's (JetSJ Geotecnia, LDA) Figura 3. 4 Localização da obra e condições de vizinhança (Google Maps) Figura 3. 5 Deslizamento do terreno entre painéis Figura 3. 6 Deslizamento do terreno a tardoz do painel Figura 3. 7 Presença de água no Alçado BC Figura 3. 8 Fiada de microestacas na empena do edfício Figura 3. 9 Sequência de execução de painéis Figura Localização dos Alvos Topgráficos Figura Leituras dos Alvos Topográficas V1 e V5 pela 33 Grados Figura Dados das coordenadas M nos diferentes Alvos nas 12 primeiras leituras (33 Grados) Figura Dados das coordenadas P nos diferentes Alvos nas 12 primeira leituras (33 Grados) Figura Dados das coordenadas Z nos diferentes Alvos nas 12 primeiras leituras (33 Grados) Figura Localização dos Inclinómetros e respectivos eixos de orientação para os deslocamentos em duas direcções (CêGê) Figura Deslocamentos acumulado para os três inclinómetros na Direcção A (CêGê) Figura Deslocamentos acumulados para o I1.2 na direcção A (CêGê) Figura Geometria do modelo da Secção 1 (Plaxis) Figura Geometria do modelo da Secção 2 (Plaxis) Figura Condições Drenadas, e respectiva tabela automática de valores Ko (Plaxis) Figura Parâmetros da "Fase Inicial" (Plaxis) Figura Parâmetros da "Introdução das Microestacas" (Plaxis) Figura Mudança de material de "Microestacas" para "Parede"(Plaxis) Figura Cargas de Blocagem e Cargas aplicada registadas pelas células de carga (Ancorpor) Figura Nova geometria da Secção Figura Parâmetros da Fase "Gravity Loading" (Plaxis) Figura Parâmetros da "Introdução das microestacas" (Plaxis) ix

12 Figura Mudança do tipo de material no "Plate"(Plaxis) Figura Passagem do M-Stage para metade nas fases de escavação (Plaxis) Figura Pormenor da obra onde ocorre a furação para as ancoragens do último nível já com os painéis executados Figura Deformada da Secção 1 (Plaxis) Figura Deslocamentos Totais da Secção 1 - Arrows (Plaxis) Figura Deslocamentos Totais da Secção 1 (Plaxis) Figura Deslocamentos Horizontais da Secção 1 (Plaxis) Figura Deslocamentos Verticais da Secção 1 (Plaxis) Figura Deslocamento Total no muro de contenção (Secção 1) Figura Deslocamento Horizontal no muro de contenção (Secção 1) Figura Deslocamento Vertical na contenção (Secção 1) Figura Deformada da Secção 2 (Plaxis) Figura Deslocamentos Totais da Secção 2 - Arrows (Plaxis) Figura Deslocamentos Totais da Secção 2 (Plaxis) Figura Deslocamentos Horizontais da Secção 2 (Plaxis) Figura Deslocamentos Verticais da Secção 2 (Plaxis) Figura Deslocamento Total no muro de contenção (Secção 2) Figura Deslocamento Horizontal no muro de contenção (Secção 2) Figura Deslocamento Vertical no muro de contenção (Secção 2) Figura Informação da introdução do Inc 1.2 (CêGê) Figura Deslocamentos Horizontais do muro no 1º nível na Secção 1 (Instrumentação e Modelação) Figura Deslocamentos Horizontais do muro no 2º nível na Secção 1 (Instrumentação e Modelação) Figura Deslocamentos Horizontais do muro na fase final na Secção 1 (Instrumentação e Modelação) Figura Deslocamentos Horizontais no muro no 1º nível da Secção 2 (Instrumentação e Modelação) Figura Deslocamentos Horizontais no muro no 2º nível da Secção 2 (Instrumentação e Modelação) Figura Deslocamentos Horizontais no muro no 4º nível da Secção 2 (Instrumentação e Modelação) Figura Deslocamentos Horizontais no muro no 5º nível da Secção 2 (Instrumentação e Modelação) Figura Deslocamentos Horizontais no muro na fase final da Secção 2 (Instrumentação e Modelação) Figura Posição do Alvo V Figura Posição do Alvo V Figura Pontos de Plastificação na Secção Figura Nova geometria para a Secção 2 com o acréscimo de uma nova camada nos Aterros e Tufos Figura Deslocamentos Horizontais da fase final pela Instrumentação, Modelação Inicial e Optimização da Secção Figura Pontos de plastificação da Secção Figura Nova Geometria da Secção 1 (1ª Hipótese) x

13 Figura 4. 1 Faseamento Construtivo Secção 1 (Solução 2) Figura 4. 2 Faseamento Construtivo Secção 2 (Solução 2) Figura 4. 3 CONFIGURAÇÃO DA MALHA DE ELEMENTOS FINITOS DEFORMADA NO FINAL DO PROCESSO CONSTRUTIVO NA SECÇÃO 1 da Solução 2 (Deformada ampliada 200x) Figura 4. 4 CONFIGURAÇÃO DA MALHA DE ELEMENTOS FINITOS DEFORMADA NO FINAL DO PROCESSO CONSTRUTIVO NA SECÇÃO 2 da Solução 2 (Deformada ampliada 200x) Figura 4. 5 Deslocamentos Horizontais no Solo na Secção 1 (Deslocamento máximo=6,17mm) Figura 4. 6 Deslocamentos Verticais no Solo na Secção 1 (Deslocamento máximo=14,15mm) Figura 4. 7 Deslocamentos Horizontais no Solo na Secção 2 (Deslocamento máximo=12,51mm) Figura 4. 8 Deslocamentos Verticais no Solo na Secção 2 (Deslocamento máximo=23,56mm) Figura 4. 9 DESLOCAMENTOS DO MURO NA FASE FINAL DA ESCAVAÇÃO DA SECÇÃO 1 A) DESLOCAMENTO TOTAL B) DESLOCAMENTO HORIZONTAL C) DESLOCAMENTO VERTICAL (SOLUÇÃO 2) Figura DESLOCAMENTOS DO MURO NA FASE FINAL DA ESCAVAÇÃO DA SECÇÃO 2 A) DESLOCAMENTO TOTAL B) DESLOCAMENTO HORIZONTAL C) DESLOCAMENTO VERTICAL (SOLUÇÃO 2) Figura DIAGRAMAS DE ESFORÇOS NO MURO APÓS A FASE FINAL NA SECÇÃO 1 A) MOMENTO FLECTOR B) ESFORÇO AXIAL C) ESFORÇO TRANSVERSO (SOLUÇÃO 2) Figura DIAGRAMAS DE ESFORÇOS NO MURO APÓS A FASE FINAL NA SECÇÃO 2 A) MOMENTO FLECTOR B) ESFORÇO AXIAL C) ESFORÇO TRANSVERSO (SOLUÇÃO 2) Figura Valores de Cálculo para Secções Correntes de microestacas Figura Faseamento Construtivo da Secção 2 (Solução 3) Figura Faseamento Construtivo da Secção 1 (Solução 3) Figura CONFIGURAÇÃO DA MALHA DE ELEMENTOS FINITOS DEFORMADA NO FINAL DO PROCESSO CONSTRUTIVO PARA A SECÇÃO 1 PARA SOLUÇÃO 3 (DEFORMADA AMPLIADA 200x) Figura CONFIGURAÇÃO DA MALHA DE ELEMENTOS FINITOS DEFORMADA NO FINAL DO PROCESSO CONSTRUTIVO PARA A SECÇÃO 2 PARA SOLUÇÃO 3 (DEFORMADA AMPLIADA 200x) Figura DESLOCAMENTOS HORIZONTAIS NO SOLO PARA SECÇÃO 1 (DESLOCAMENO MÁXIMO 5,39 MM) Figura DESLOCAMENTOS VERTICAIS NO SOLO PARA SECÇÃO 1 (DESLOCAMENO MÁXIMO 16,78 MM) Figura DESLOCAMENTOS HORIZONTAIS NO SOLO PARA SECÇÃO 2 (DESLOCAMENTO MÁXIMO 27,27 MM) Figura DESLOCAMENTOS VERTICAIS NO SOLO PARA SECÇÃO 2 (DESLOCAMENTO MÁXIMO 35,24 MM) xi

14 Figura DESLOCAMENTOS DA CORTINA NA FASE FINAL DA ESCAVAÇÃO PARA A SECÇÃO 1 A) DESLOCAMENTO TOTAL B) DESLOCAMENTO HORIZONTAL C) DESLOCAMENTO VERTICAL (SOLUÇÃO 3) Figura DESLOCAMENTOS DA CORTINA NA FASE FINAL DA ESCAVAÇÃO PARA A SECÇÃO 2 A) DESLOCAMENTO TOTAL B) DESLOCAMENTO HORIZONTAL C) DESLOCAMENTO VERTICAL (SOLUÇÃO 3) Figura DIAGRAMAS DE ESFORÇOS NA CORTINA APÓS A FASE FINAL DA ESCAVAÇÃO NA SECÇÃO 1 A) MOMENTO FLECTOR B) ESFORÇO AXIAL C)ESFORÇO TRANSVERSO (SOLUÇÃO 3) Figura DIAGRAMAS DE ESFORÇOS NA CORTINA APÓS A FASE FINA DA ESCAVAÇÃO NA SECÇÃO 2 A)MOMENTO FLECTOR B) ESFORÇO AXIAL C) ESFORÇO TRANSVERSO (SOLUÇÃO 3) Figura Comparação de Deslocamentos Horizontais da Fase Final na Contenção entre Soluções e a Instrumentação (Secção 1) Figura Comparação de Deslocamentos Horizontais da Fase Final na Contenção entre Soluções e a Instrumentação (Secção 2) xii

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16 ÍNDICE DE TABELAS Tabela 3. 1 Registos máximos dos valores M, P e Z para V Tabela 3. 2 Registos máximos dos valores M, P e Z para V Tabela 3. 3 Informações dos Inclinómetros e datas das zeragens Tabela 3. 4 Leituras de Carga para os alinhamentos 5, 21 e 39 (Ancorpor) Tabela 3. 5 Parâmetros do Hardening Soil Tabela 3. 6 Parâmetros geotécnicos dos ZG's presente no modelo (JetSJ Geotecnia LDA) Tabela 3. 7 Características das ancoragens na Secção Tabela 3. 8 Características das ancoragens na Secção Tabela 3. 9 Propriedades das ancoragens para o Plaxis Tabela Esforços de Pré-esforço Tabela Cronologia das Visitas, Leituras e descrição dos trabalhos para as 2 secções em estudo Tabela Resultados da Modelação e Instrumentação (Secção 1) Tabela Resultados da Modelação e Instrumentação (Secção 2) Tabela Valores de Tracção nas Ancoragens na Secção 1 (Células de Carga e Plaxis) Tabela Valores de Tracção nas ancoragens na Secção 2 (Células de Carga e Plaxis) Tabela Deslocamento Horizontal no muro na fase final da Secção 1 (Inclinómetro e Plaxis) Tabela Deslocamento Horizontal no muro na fase final da Secção 1 (AT e Plaxis) Tabela Comparação dos deslocamentos horizontais para a mesma profundidade entre Plaxis e AT V Tabela Comparação dos deslocamentos horizontais para a mesma profundidade entre Plaxis e Inc I Tabela Deslocamento Horizontal no muro na fase final da Secção 2 (Inclinómetro e Plaxis) Tabela Deslocamento Horizontal no muro na fase final da escavação da Secção 2 (AT e Plaxis) Tabela Comparação dos deslocamentos horizontais para a mesma profundidade entre Plaxis e Instrumentação na Secção Tabela Comparação dos deslocamentos horizontais para a mesma profundidade entre Plaxis e Instrumentação na Secção Tabela Iterações nas propriedades dos Aterros e Tudos para a modelação da Secção Tabela Resultados dos deslocamentos da modelação para cada iteração para diferentes profundidades para a Hipótese Tabela Novos parâmetros distribuídos pelas duas camadas de Aterros e Tufos para a 2ª Hipótese Tabela Resultados da Modelação e Instrumentação da 2ª Hipótese (Secção 2) Tabela Resultados da Modelação e Instrumentação da 1ª e 3ª Hipótese (Secção 2) Tabela Parâmetros iniciais dos solos (Secção 1) Tabela ª Hipótese das propriedades do solo (Secção 1) xiv

17 Tabela Valores dos deslocamentos da Modelação e Instrumentação para a 1ª Hipótese (Secção 1) Tabela º Hipótese das propriedades dos solos (Secção 1) Tabela Valores dos deslocamentos da Modelação e Instrumentação para a 2ª Hipótese (Secção 1) Tabela Deslocamentos Horizontais da fase final pela Instrumentação, Modelação Inicial e Optimização da Secção Tabela 4. 1 Parâmetros do Solo optimizados para a Secção 1 (Solução 2) Tabela 4. 2 Parâmetros do Solo optimizados para a Secção 2 (Solução 2) Tabela 4. 3 Valores de Cálculo para a Secção 1 (Solução 2) Tabela 4. 4 Valores de Cálculo para a Secção 2 (Solução 2) Tabela 4. 5 Parâmetros do Solo optimizados para a Secção 1 (Solução 3) Tabela 4. 6 Parâmetros do Solo optimizados para a Secção 2 (Solução 3) Tabela 4. 7 Valores de Cálculo para a Secção 1 (Solução 3) Tabela 4. 8 Valores de Cálculo para a Secção 2 (Solução 3) Tabela 4. 9 Custos da Solução Tabela Custos da Solução Tabela Custos da Solução Tabela Comparação de Custos da Solução Tabela Comparação das 3 soluções em Custos e Deslocamentos xv

18 SIMBOLOGIA E NOTAÇÕES SIGLAS AT Alvos Topográficos ELU Estado Limite Último ELS Estado Limite Serviço INC Inclinómetro IGU Injeção Global Única IRS Injeção Repetitiva Global IST Instituto Superior Técnico HSM Hardening Soil Model NF Nível Freático PIO Plano Instrumentação Observação PZ Piezómetro ST Sondagem Terreno ZG Zona Geotécnica ALFABETO LATINO A Área dos cordões de ancoragem Ac Área da estaca de betão Av Área da microestaca que contribui para a resistência do esforço ao corte As,tot Área total de armadura longitudinal Asw Área de armadura transversal distribuída f yk Resistência característica do aço f tk Valor característico da tensão rotura à tracção da ancoragem h Altura do muro l largura de influência K 0 Coeficiente de impulso em repouso L livre Comprimento livre de ancoragem L bolbo Comprimento de bolbo de selagem N Ed Valor de cálculo do esforço axial N Rd Valor de cálculo da resistência máxima do elemento estrutural P d Valor de cálculo de pré-esforço P ref Tensão de referência At Área da Secção transversal das ancoragens b Largura da alma do elemento de betão armado be Altura útil da secção retangular equivalente bw Largura da alma do elemento de betão armado c Coesão Efetiva Cu Resistência não drenada D d Diâmetro de furação e espessura da parede E- módulo de deformabilidade E 50 Módulo de deformabilidade secante em estado triaxial E oed Módulo de deformabilidade edométrico E ur Módulo de deformabilidade na descarga/carga EA Rigidez Axial EI Rigidez de Flexão f cd Resistência de cálculo do betão à compressão f ck Resistência característica do betão à compressão f yd Resistência de cálculo do aço m Expoente relação de dependência da rigidez em relação ao nível de tensão M Ed Valor de cálculo do momento fletor actuante M Rd Valor de cálculo da resistência máxima do elemento estrutural M Sd Valor de dimensionamento do momento fletor N Sd Valor de dimensionamento do esforço axial P 0 Carga de blocagem xvi

19 q s Valor médio da resistência unitária da interface calda-terreno R a,d Valor de cálculo da capacidade resistente da interface calda-terreno ao ELU R a,k Valor característico da resistência última da interface calda-terreno R a,m Valor máximo da resistência da interface calda-terreno R t,d Valor de cálculo da resistência da armadura da ancoragem à tracção R t,k Valor característico da resistência da armadura da ancoragem à tracção R f Coeficente de rotura r Raio da estaca s espaçamento entre elementos ou armadura transversal V Ed Valor de cálculo do esforço transverso V Rd Valor de cálculo da resistência máxima do elemento estrutural V Sd Valor de dimensionamento do esforço transverso W pl Módulo de flexão plástico w peso do elemento por metro de desenvolvimento z Braço interior da força do elemento de betão ALFABETO GREGO Ø Diâmetro da estaca ou furação ω total Percentagem mecânica de armadura longitudinal ϒ i Coeficiente parcial de segurança na situação i ϒ Peso Volúmico ξ Factor de correlação µ Momento fletor reduzido α Ângulo das ancoragens δ 1 Deslocamento Vertical δ 3 Deslocamento Horizontal ν Esforço normal reduzido ν ur Coeficiente de Poisson na descarga/recarga φ Ângulo de resistência ao corte no solo Ψ Ângulo de dilatância σ 1 Tensão na direção vertical σ 3 Tensão na direção horizontal σ c,bielas Tensão de compressão das bielas ρ w,min Taxa de armadura do esforço transverso mínimo xvii

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21 1) INTRODUÇÃO 1.1) ENQUADRAMENTO GERAL A evolução de novas técnicas de construção está ligada à aparição de vários desafios como reduções de custos, prazos, aumento de rentabilidade, melhoria da qualidade, etc. Um dos problemas mais recentes tem a ver com a diminuição de novos espaços para a construção, algo que aumenta em zonas urbanas, mesmo faltando espaço a procura por novas construções não deixou de existir e como tal são necessárias novas técnicas para conseguir construir novas estruturas. Em espaços urbanos a demanda pelo aumento de parques de estacionamento é alta, e com a falta de espaço à superfície é necessário a introdução de técnicas de escavação e de contenção periféricas para que a exploração de espaços subterrâneos dêem lugares a estruturas como parques de estacionamento. Nomeadamente, em edifícios de escritórios ou empresariais, a importância da existência de parque de estacionamento é essencial. Mesmo na expansão dessas estruturas é importante serem acompanhadas com a execução de parques de estacionamento subterrâneos. Tendo em conta a procura por novos espaços, surgem, técnicas que ajudam a materializar essa procura em soluções. A principal são as estruturas de suporte flexíveis. Estas estruturas permitem que se façam escavações verticais e que façam a contenção periférica dos solos ao redor do perímetro da escavação. Existem várias técnicas de estruturas de suporte flexíveis, como cortinas de estacas moldadas, paredes de Berlim provisórias, paredes moldadas, cortinas de estacas-prancha, muros de Berlim definitivo em sistemas de de Top-Down. A escolha da técnica vai depender de vários fatores, como por exemplo do tipo de terreno local, a presença do nível freático, a presença de estratos rochosos, as condições de vizinhança, etc. Em certos cenários geológicos é necessário uma melhoria do solo, recorrendo a técnicas como Deep Soil Mixing, Colunas de JetGrouting, Vibro-Compactação, Colunas de Brita, entre outras, para que as propriedades do solo sejam melhoradas antes da aplicação da estrutura de suporte flexível. Esta dissertação tem como base o acompanhamento e estudo da obra de escavação, recalçamento e contenção periférica da ampliação do centro Santader-Totta, localizado junto à Avenida Calouste Gulbenkian, em Lisboa. O acompanhamento da obra ocorreu durante a escavação e a contenção periférica e ajudou bastante à realização desta dissertação. 1

22 1.2) OBJECTIVOS DA DISSERTAÇÃO Esta dissertação tem vários objectivos, o primeiro recai no estudo do comportamento da estrutura de suporte flexível para a contenção do terreno, especificamente, a técnica de Muros de Berlim definitivos ou Muros de Munique e a sua influência não só como solução de contenção mas o impacte que tem em estruturas vizinhas e todos os deslocamentos que sofre. O segundo objectivo foi verificar a análise de um modelo num programa de cálculo, Plaxis 2 D, e fazer as devidas comparações com os valores calculados na obra e justificar o porquê das diferenças registadas. O terceiro objectivo é estudar soluções alternativas à solução executada e apontar vantagens e desvantagens em relação à solução executada na obra. 1.3) ESTRUTURA DA DISSERTAÇÃO A dissertação será dividida em cinco capítulos, mais a bibliografia. O primeiro capítulo diz respeito à introdução, onde vai ser englobado um enquadramento geral da obra, os objectivos propostos e onde é apresentada a estrutura da dissertação. O segundo capítulo são os fundamentos teóricos de várias técnicas e processos construtivos realizados na obra, especialmente, sobre as estruturas de suporte flexíveis. No terceiro capítulo são sugeridos os elementos base da obra, as principais condicionantes do projecto, as descrições dos processos construtivos executados e os planos de instrumentação e monitorização. Também é referido o modelo computacional da estrutura de contenção, o programa de cálculo numérico utilizando a teoria dos elementos finitos, o Plaxis 2D. No quarto capítulo vão estar as soluções alternativas propostas, nomeadamente, a sua descrição, o seu dimensionamento e modelação, assim como vantagens e desvantagens em relação à solução utilizada no projecto. No quinto capítulo serão apresentadas as conclusões retiradas desta dissertação sobre os objectivos propostos no início do trabalho. Por último, a bibliografia onde vão estar todos os documentos consultados para a realização desta dissertação. 2) FUNDAMENTOS TEÓRICOS 2.1) ESTRUTURAS DE SUPORTE FLEXÍVEIS Durante uma escavação existe a necessidade de construir uma estrutura de suporte sempre que se pretenda um desnível de terreno com determinada altura e o terreno não tenha resistência para manter a sua geometria. Na natureza esses desníveis são conhecidos como taludes e têm inclinação devido às condições do terreno. Se se pretende aumentar a inclinação é usual a construção de uma estrutura de suporte. Nas estruturas de suporte existem dois tipos: Estruturas de suporte rígidas: quando a estrutura não se deforma e comporta-se como um corpo rígido (ex: muros de betão armado pouco esbeltos, muros de gabiões) Estruturas de suporte flexíveis: quando a estrutura é flexível e sofre deformações (ex: cortinas de betão, paredes moldadas, paredes de Berlim), essas deformações são induzidas pelas pressões do solo, que também provocam impulsos, momentos flectores e esforços cortantes. 2

23 As estruturas de suporte flexíveis podem ser escoradas, ancoradas ou encastradas. A principal vantagem das ancoradas, em relação às escoradas, é o fato de criar um espaço livre no interior da escavação que permite maior circulação de máquinas e trabalhadores para os trabalhos. A principal vantagem das ancoradas em relação às encastradas é o melhoramento da resistência da estrutura às pressões do terreno. Também é possível criar vários níveis de apoio ao longo da profundidade da escavação. Os materiais mais utilizados nestas estruturas vão depender do tipo de estrutura de suporte flexível. O betão armado é usualmente utilizado no caso das paredes moldadas, cortinas e estacas e paredes Berlim definitivas. As estruturas metálicas são usadas para cortinas de estacasprancha. A madeira para paredes de Berlim é de cariz provisório. Metodologias mais modernas utilizam a calda de cimento para execução de painéis de Cutter Soil Mixing ou colunas de Jet- Grouting. A escolha da estrutura de suporte flexível a usar numa determinada obra vai depender de vários factores como as características geotécnicas do terreno (coesão, ângulo de atrito interno,..), a presença do nível freático, terrenos drenados/não drenados (necessidade de impermeabilização), factores económicos, limitações construtivas - local de implantação, análise da envolvente (construções vizinhas e circulações de trânsito a considerar), espaço disponível para execução da solução construtiva, meios disponíveis e o tempo de execução ) PRESSÕES DE TERRAS Ao contrário do que acontece com as estruturas rígidas, não é possível desenvolver uma teoria para o cálculo de impulsos em estruturas de contenção flexíveis, pelo facto de estes dependerem de factores como as deformações permitidas pelo sistema do suporte e a rigidez da cortina de contenção. Trata-se assim, de um problema de interacção solo-estrutura, pelo que a pressão no contacto entre o solo e a estrutura não pode ser explicada por nenhuma teoria de impulsos. Como tal, Terzaghi e Peck realizaram um conjunto numeroso de medições de esforços em escoras para suporte de cortinas e obtiveram os correspondentes diagramas de pressões na cortina (Figura 2. 1). A diferença entre os dois diagramas das argilas reside que o da esquerda depende da resistência não drenada do solo (Cu). Figura 2. 1 Diagramas aparentes de Terzaghi e Peck para areias e argilas (Guerra 2007) Os resultados das observações mostraram que a forma dos diagramas de pressões aparentes e a sua grandeza podem variar, mesma na escavação, dependendo de factores relacionados com o processo construtivo. Estes diagramas de pressões aparentes determinam apenas a força nas escoras e não o impulso na parede. Essas forças nas escoras, quando dimensionadas, são multiplicadas por factores da ordem de 1,2 para o caso de solos arenosos e 2 para o caso de solos argilosos. 3

24 2.1.2) CORTINAS ANCORADAS Numa cortina escorada, os diagramas aparentes de Terzaghi e Peck, permitem prever a carga que ficará instalada nas escoras. Numa cortina ancorada o problema é diferente, pois não está em causa a carga que ficará instalada, mas sim a carga que deve ser aplicada através do pré-esforço. O préesforço adoptar em cada ancoragem deve ser tal que o comportamento do sistema, enquanto estrutura de suporte flexível multi-ancorada, seja o desejado ) Funcionamento da Cortina Ancorada Como foi referido atrás, o funcionamento de uma cortina escorada deve-se essencialmente à rigidez axial das escoras que como é elevada não permite grandes deslocamentos. Porém numa cortina ancorada, as ancoragens tem uma rigidez muito inferior às escoras, isto quer dizer que se as ancoragens não forem pré-esforçadas os deslocamentos no sistema da cortina como no terreno vão ser muito elevados. A esses deslocamentos correspondem uma mobilização de um diagrama de pressões no tardoz da cortina que corresponde ao impulso activo. Quando é aplicado um pré-esforço nas ancoragens, os deslocamentos são muito pequenos e o diagrama de pressões obtido corresponde, aproximadamente, ao diagrama rectangular devido à aplicação das cargas aplicar nas ancoragens. Conclui-se que não é a rigidez a responsável pela limitação dos deslocamentos. Poderse-ia então pensar que apesar da rigidez não ter muita contribuição no funcionamento da cortina, este comportamento poderia depender do efeito da imposição de deslocamentos causado pelo préesforço, ou seja, pelo movimento da cortina no sentido contrário do das fases de escavação, porém através dos estudos feitos por Guerra [2007] em que foram analisados os resultados dos deslocamentos da cortina e do solo, mas em que não foi considerado o efeito da aplicação do préesforço para o caso em que é imposto um pré-esforço, então, também não é a imposição de deslocamentos nas fases de pré-esforço que justifica a utilização de ancoragens ) Alteração do estado de tensão Chegadas às conclusões dos estudos por Guerra [2007] que não é a rigidez, nem a imposição de deslocamentos o que determina o funcionamento das ancoragens, teve que se estudar a alteração do estado de tensão que as ancoragens causam nos solos suportados pelas estruturas de contenção flexível. A Figura 2. 2 simplifica essa compreensão. Considerando a 1ª fase de escavação (Ponto 1), a tensão vertical σ 1 não se altera e existe um decréscimo na tensão horizontal σ 3. Estas tensões são as principais durante qualquer fase de escavação e pré-esforço. Figura 2. 2 Evolução do estado de tensão num elemento de solo suportado por uma cortina ancorada (Guerra, 2007) 4

25 Como tal, devido à escavação vai existir um aumento da tensão deviatórica (σ 1 -σ 3 ), como está representado Figura 2. 2 (ponto 1). Quando se impõe o pré-esforço, também se considera que houve alteração de tensão horizontal σ 3, o que faz com que haja uma diminuição da tensão deviatórica (ponto 2). Partindo para a próxima fase de escavação (ponto 3), o processo é semelhante ao da 1ª fase escavação, a única diferença é que a deformação nesta 2ª fase de escavação será maior do que na 1ª fase, como está representado na Figura 2. 2 (δ 3 >δ 1 ). Caso não fosse imposto o pré-esforço após a 1ª fase de escavação (o ponto 2 deixaria de existir), não iria haver o decréscimo da tensão deviatórica, ou seja, quando se partisse para a 2ª fase de escavação, o incremento do σ 1 -σ 3 iria partir do ponto 1 para o ponto 3, fazendo com que a deformação da 2ª fase da escavação fosse δ3a, que é maior que a δ3. Conclui-se, que a indução do pré-esforço numa ancoragem faz com que as deformações no sistema sejam menores para as seguintes fases de escavação do que se não for imposto o pré-esforço. Outra conclusão é que uma cortina ancorada trabalha, sobretudo, pela alteração do estado de tensão causada pelas ancoragens. Valor de Pré-esforço Os estudos de Guerra, também verificaram que o nível de pré-esforço que actua nas ancoragens determina os deslocamentos que se vão verificar. Num ensaio foi aplicado um valor de pré-esforço de metade do valor do fornecido pelos diagramas de Terzaghi e Peck, os resultados mostraram que os deslocamentos eram superiores aos analisados com o valor do pré-esforço fornecido pelos diagramas, assim como o aumento das variações de carga que são mais significativas. Este fenómeno é explicado pela necessidade de equilibrar as pressões activas, que surgem devido ao valor do pré-esforço ser baixo. Noutro ensaio foi aplicado um pré-esforço superior ao fornecido pelos diagramas de Terzaghi e Peck, mais especificamente, o dobro do valor. Os resultados mostraram que os deslocamentos eram excessivos, porém tem que se ter em conta que o modelo adoptado para o comportamento do solo é elástico-perfeitamente plástico, o que significa que o módulo na descarga coincide com o módulo na carga, o que faz com que os deslocamentos obtidos possam ser superiores aos deslocamentos numa situação real (apesar deste estudos nunca terem sido experimentados. Outro resultado foi a diminuição das cargas nas ancoragens ao longo do processo construtivo. Concluindo, quando o pré-esforço é bem dimensionado as variações de pré-esforço são pequenas. Se o pré-esforço aplicado for inferior ao adequado, vai existir uma diminuição das carga nas ancoragens. Caso o pré-esforço aplicado for superior ao pré-esforço correctamente dimensionado, as cargas nas ancoragens vão aumentando ao longo do faseamento construtivo. 5

26 2.1.4) DIMENSIONAMENTO ESTRUTURAL Como foi referido nos tópicos anteriores, o dimensionamento de estruturas de suporte flexíveis, nomeadamente, cortinas ancoradas é complexo. A interacção solo-estrutura não permite fórmulas directas de cálculo para determinar os esforços e deslocamentos presentes no sistema. Desenvolveu-se então o método dos elementos finitos, como método de cálculo de geotecnia, que para além de fornecer a resposta do meio no domínio elástico, permite efectuar uma análise evolutiva da resposta do solo desde o início do carregamento até ao colapso. A análise de problemas de carácter geotécnico é feita muitas vezes feita de forma simplificada, considerando-se o solo homogéneo, isotrópico e com um comportamento elástico linear. Muito embora o comportamento real do solo não seja rigorosamente traduzido na sua complexidade por essas simplificações, as soluções obtidas constituem, em regra, uma primeira aproximação de grande utilidade prática. O recurso a este método considera o comportamento tensão-deformação do terreno, assim como previsão de deslocamentos e análises de sensibilidade a um custo relativamente reduzido. Assim como determinar os esforços instalados na superfície de suporte ao longo do faseamento construtivo (Guerra, 2007). Com o progressivo desenvolvimento dos computadores foram-se desenvolvendo poderosas técnicas numéricas que permitem resolver uma grande variedade de problemas geotécnicos. 2.2) TECNOLOGIA DE CONSTRUÇÃO DE PAREDES FLEXÍVEIS 2.2.1) MUROS DE MUNIQUE Segundo Cravinho, A. (s.d) existem dois tipos de muros ou paredes de Berlim: um de cariz provisório, outro de cariz definitivo. Os muros de Berlim provisórios são elementos de contenção de pequena rigidez, constituídos por perfis verticais, geralmente metálicos, entre os quais é colocada a entivação em madeira. Os muros de Berlim definitivos, também conhecidos por muros de Munique, são elementos de contenção de pequena rigidez, constituídos normalmente por perfis metálicos cravados no terreno na vertical sendo o espaço preenchido por painéis de betão armado. Neste capítulo, só será descrito a solução definitiva, pois é a solução que se enquadra no âmbito do caso de estudo desta dissertação. As principais vantagens da solução de muros de Berlim definitivos é que permitem, em simultâneo, a realização da escavação e a execução da contenção. Não exigem grande área de estaleiro, nem pessoal e tecnologia especializados. Outra vantagem poderá ser económica se as ancoragens forem substituídas por escoramentos. Como principais desvantagens tem o fato de ser um processo muito moroso e de fracos rendimentos diários em área, sobretudo se o processo construtivo respeitar a segurança e não permitir a execução de dois painéis primários de uma vez. Tem um mau desempenho para nível freático elevado, não garantindo por si só a impermeabilidade a longo prazo. Deve ser uma solução executada em terrenos com alguma consistência e a cravação dos perfis/tubos pode produzir vibrações indesejáveis. No capítulo 3.5.1) PAREDE DE CONTENÇÃO (MURO DE MUNIQUE) da dissertação será apresentado o processo construtivo mais pormenorizado e enquadrado nas condições da obra. Porém, será dada uma breve descrição geral do processo construtivo dos muros de Berlim definitivos. 6

27 Numa 1ª fase de escavação geral, o objectivo será a preparação do terreno para todo o processo construtivo e a regularização e limpeza do terreno. Numa 2ª fase introduzem-se os perfis metálicos ou no caso concreto desta obra, a implantação de microestacas, o afastamento entre elas vai estar definido no projecto (por regra 1,5m e 3m, consoante o tipo de terreno, geometria de contenção e capacidade das ancoragens adoptadas). A introdução das microestacas vai até abaixo da cota inferior das fundações. Numa 3ª fase passa-se à execução da viga de coroamento, que tem como objectivo a solidarização dos perfis. Trata-se de uma abertura de uma vala, com a colocação de areia no fundo e de seguida a colocação da armadura, colocação de elementos de cofragem, betonagem e finalmente a descofragem. Numa 4ª fase faz-se a execução dos painéis primários, escavando uma parte do terreno e a colocando e executando os painéis primários. A colocação de drenos vai depender das condições do terreno. É de boa prática colocar uma camada de areia e terra na base do painel como objectivo de impedir infiltrações do betão no terreno. É importante na colocação da armadura, executar as armaduras de espera para o nível inferior e para os painéis secundários. Segue-se a cofragem do painel e a respectiva betonagem. Após 48 horas da betonagem faz-se a descofragem do painel. Para finalizar fazem-se as ancoragens dos painéis primários. Finalizado o processo de execução dos primários, executam-se os painéis secundários que têm o mesmo processo construtivo que os primários tendo apenas como diferenças o facto de terem maiores larguras e não terem ancoragens (se possível) e não necessitam de cofragem lateral. Há também a possível execução dos painéis terciários em que a sua execução pode ser feita antes, depois ou em simultâneo com os painéis primários e secundários do mesmo nível. A sua proximidade permite prescindir de ancoragens em favor de um escoramento de canto, que é feito através de perfis metálicos, encastrados, soldados ou aparafusados a chapas chumbadas às paredes ou chumbados directamente às paredes. Após a conclusão do 1º nível de painéis, realizam-se os restantes até à cota de implantação da sapata de fundação do muro de suporte. Se as condições do terreno o permitirem e se houver disponibilidade de recursos, pode-se trabalhar simultaneamente em mais de um nível de painéis. Concluída a execução do muro de suporte em toda a periferia da obra, procede-se à execução da sapata de fundação que é semelhante à das fundações superficiais correntes (ex: sapata). Finalizada a execução da contenção periférica, passa-se à execução da superestrutura de baixo para cima, fazendo as ligações das lajes com as paredes através dos negativos deixados nas paredes com a armadura de espera já executada. Caso os negativos não tenham sido executados, podem-se fazer aberturas de roços a posteriori. Estando já executadas as lajes, estas funcionam como reforço da contenção ajudando à resistência das paredes aos impulsos do terreno. Com isto feito, pode-se passar à desactivação das ancoragens temporárias. Esta desactivação é feita através de um macaco, puxando um a um os cabos pré-esforçados e retirando as cunhas e as cabeças de ancoragem. 7

28 Apenas não se desactivam as ancoragens e as pregagens que no projecto estão designadas como definitivas (são dimensionadas com maiores factores de segurança). 2.3) TECNOLOGIA DE REFORÇO DE FUNDAÇÕES 2.3.1) MICRO-ESTACAS Elemento de elevada esbelteza que faz parte da estrutura e que transmite ao solo, fundamentalmente por atrito lateral mas também por ponta, as solicitações que lhe são impostas segundo Machado, R.(s.d). Estaca de pequeno diâmetro (8 cm a 40 cm, sendo mais utilizadas entre os 10 e 20 cm), executada in situ, com elevada capacidade resistente (300 a 1300 kn). A micro-estaca é constituída por uma armadura principal que é a armadura de maior diâmetro, uma armadura secundária no interior da principal que quando não existe muitas vezes é substituída por um varão para reforçar a micro e por calda de cimento que é injectada para o interior da armadura e conferir um bolbo de selagem entre o terreno e a armadura (Figura 2. 3). Figura 2. 3 Constituição de uma microestaca Actualmente, quando o controlo de custos exige uma procura constante de processos de produção cada vez mais eficientes, assiste-se à crescente utilização tanto das micro-estacas cravadas, onde é permitido um maior controlo de qualidade dos materiais pré-fabricados e um melhoramento de solo envolvente pelo processo de cravação com altos rendimentos, como das micro-estacas auto perfurantes, que possibilitam num só passo perfurar, injectar e selar, resultando uma considerável economia de tempo e meios, apesar do campo de aplicação ser mais limitado. As suas aplicações são vastas como no reforço e recalce de fundações, como fundações de novas estruturas, para melhoria de solos e maciços rochosos e na consolidação de terrenos. Os elementos em aço são introduzidos na composição da micro-estaca com o intuito de suportar as cargas de serviço sobre 8

29 elas aplicadas e introduzir a rigidez necessária. Os tipos de elementos de reforço variam entre perfis metálicos tubulares, perfis metálicos laminados abertos geralmente com secção H, armadura constituída por varões de aço cintados e barras de aço de alta resistência. Apesar de poderem ser aplicados individualmente como reforço da micro-estaca, certos elementos são normalmente utilizados em conjunto, como é o caso dos varões cintados como armadura primária combinados com barras ou varões de aço como armadura secundária, ou a mais recorrente combinação de perfis tubulares como armadura primária reforçados no seu interior por barra ou varão de aço de alta aderência. Os perfis tubulares de alta resistência, com secção transversal tipo disponíveis em diâmetros de 80mm a 200mm, com tensão de cedência típica na ordem dos 560 MPa (80 libras por polegada quadrada unidades inglesas a que se refere a numeração N80, classe comercial mais comum deste tipo de perfis), recomendam-se em microestacas que funcionem à compressão, conferindo-lhes estabilidade lateral quando solicitadas por esses esforços axiais. Aplicação das micro-estacas também pode ser inserida no reforço da estabilização de muros de contenção, como é o caso de muros de Munique. Na aplicação dos muros de Munique é frequente a utilização de perfis HEB como reforço, porém, em muitos casos os perfis tubulares das micro-estacas podem substituir esses perfis sem grandes alterações dos valores de módulo de rigidez axial e módulo de rigidez de flexão que são importantes no dimensionamento da parede de contenção flexível, porque são estes perfis que resistem maioritariamente aos momentos induzidos pelos solos sobre os muros de contenção. Para além de ter a vantagem em relação aos perfis metálicos o facto de não induzirem tantas vibrações no terreno. Funcionam à tracção e compressão, tem excelente comportamento para controlo de assentamentos, podem ser utilizadas em qualquer tipo de terreno e em qualquer direcção. A sua execução consiste em 5 passos: 1º) Através de meios topográficos vão ser assinalados os pontos de marcação onde as microestacas vão ser introduzidas; 2º) Furação através de trado ou varas e bits, e dependendo se o solo tem coesão ou não a utilização de tubo de revestimento (utilizado caso sejam solos incoerentes). A perfuração é feita através de uma máquina específica que vai furando com o trado ou as varas até à cota definida em projecto, as varas vão sendo introduzidas por troços (Figura 2. ). O terreno é retirado com água a alta pressão no caso das varas e bits ou caso do trado pela remoção pela rosca do mesmo. Terminada a furação removem-se as varas e faz se a limpeza do furo. 3º) Colocação da armadura principal na furação até ao topo do furo, com os tubos que tem as manchetes ficarem em baixo pois é onde vai estar o bolbo de selagem da micro, os metros desses tubos manchetes vão depender do que está em projecto (Figura 2. ). 4º) A injecção da micro-estaca vai ser feita a partir da bomba de injecção que começa a introduzir calda de cimento (baixa pressão), de baixo para cima com o auxílio de um obturador simples ou de uma mangueira (Figura 2. ). Essa calda vai estar no interior da armadura caso o solo seja com 9

30 coesão ou entre a armadura e o tubo de revestimento em casos de solos com pouca coesão. A injecção primária consiste na colocação do obturador simples ou duplo no local específico do tubo onde estão as manchetes e através de alta pressão do sistema de injecção IRS (injecção repetitiva selectiva) vai ser injectada a calda de baixo para cima, ou seja, do tubo manchete a maior profundidade (Figura 2. ). A injecção vai acontecer até a manchete abrir o que vai fazer com que a pressão do manómetro desça rapidamente, de seguida continua-se a injecção até à pressão que está no projecto. Caso esteja a ser gasta muita calda ou a pressão não aumenta, a injecção deve parar o furo ser limpo e repetirem o processo no dia seguinte. O processo repete-se ao longo das manchetes seguintes. 5º) Ligação à estrutura deve ser a etapa final, fazendo o saneamento da micro-estaca e fazendo a ligação à estrutura do maciço de fundação, no caso específico esse maciço será uma viga de distribuição que vai ser o topo do muro de contenção. Essa viga vai ligar todas as micros para que não haja deslocamentos entre elas, e a armadura dessa viga vai ter uma armadura de espera para ligar à contenção que vai executada num futuro. As micros vão estar no interior do muro de Munique como se vai ver mais à frente. Figura 2. 6 Furação em trado Figura 2. 7 Introdução da microestaca Figura 2. 8 Injeção da microestaca 10 Figura 2. 9 Reinjeção da microestaca

31 3) CASO DE ESTUDO PROJECTO DE ESCAVAÇÃO E CONTENÇÃO PERIFÉRICA DA AMPLIAÇÃO DO SANTADER TOTTA 3.1) INTRODUÇÃO O caso de estudo é a ampliação do Centro Santader-Totta, mais especificamente o projecto de escavação e contenção periférica. A zona onde foi realizada a obra está situada entre a Avenida Calouste Gulbenkian a Norte e a Poente, a ciclovia de Campolide a Sul e a Nascente com o edifício existente do Banco Santander-Totta, contabilizando uma área de implantação aproximada de 4.000m 2 (Figura 3. 1). N Figura 3. 1 Planta da localização da obra (Google Maps) Uma vez que grande parte do novo edifício se localiza abaixo do terreno natural, vai implicar escavações de grande profundidade. Como a obra está localizada no centro de Lisboa não é possível a realização de taludes. Como tal a solução proposta foi uma parede de contenção periférica do tipo Berlim Definitivo ou Muro de Munique no sistema Top-Down, de forma a permitir atingir as cotas de escavação pretendidas. A parede de contenção exterior desenvolve-se ao longo de aproximadamente 300m e apresenta alturas variáveis entre 4,0m e 26,0m. Face à existência de desníveis elevados entre a cota de fundação do piso -5 e a cota de fundação do piso -6, foi necessária a execução de contenções provisórias no interior do lote. Um dos alçados do novo edifício confina com o edifício existente. Dado que a cota de fundação do edifício existente se localiza cerca de 9,0m acima, foi necessário prever uma solução de recalçamento provisório da empena Poente do edifício existente. As paredes de contenção vão ter diferentes espessuras. Esta especificação prende-se ao facto que existem zonas do novo edifício vão ter valores de pé-direito elevados. Como tal, nas zonas correntes o muro de contenção vai ter uma espessura de 0,30 m, e nas zonas de maior pé-direito e cargas a tardoz muito elevadas, a espessura será de 0,40 m. A escolha da solução adoptar recaiu nos 11

32 resultados obtidos nas diversas Campanhas de Prospecção Geológico-Geotécnica realizadas, registando a ocorrência de formações do Complexo Vulcânico de Lisboa, nomeadamente basaltos, brechas e tufos. Nestas condições quer do ponto de vista técnico, económico e de controlo do risco, considerou-se a solução adoptada a mais interessante para o Dono da Obra. 3.2) ELEMENTOS DE BASE Os elementos que serviram de base ao desenvolvimento do presente documento foram os seguintes indicados: Relatório Geológico-Geotécnico, realizado pela empresa Tecnasol FGE, em Abril de 2001; Relatório Geológico-Geotécnico, realizado pela JetSJ Geotecnia Lda. em Novembro de 2012; Elementos de Projecto de Arquitectura, elaborado pela empresa Frederico Valsassina Arquitectos, em Dezembro de 2012; Elementos de Projecto de Estabilidade, elaborado pela empresa JSJ Consultoria e Projectos de Engenharia, em Dezembro de Na sequência de visitas ao local, foram recolhidos elementos complementares que terão contribuído para uma melhor interpretação e avaliação dos principais condicionamentos que poderão afectar as soluções propostas, os quais se passam a descrever no capítulo seguinte. 3.3) PRINCIPAIS CONDICIONAMENTOS 3.3.1) NATUREZA GEOTÉCNICA E GEOLÓGICA Para a determinação da natureza geológica e geotécnica do local foram analisadas três campanhas de prospecção, que foram realizados em diferentes períodos, e foi executada uma nova campanha antes da escavação. A primeira campanha foi realizada entre Outubro de 1973 e Fevereiro de 1974 pela empresa Tecnasol FGE, Fundações e Geotecnia, S.A. Foram feitas sete sondagens em vários pontos do perímetro do edifício do Banco Santader-Totta, mas apenas as sondagens S1, S2 e S3, adjacentes ao edifício na zona Sul, dizem respeito ao local onde vai estar o perímetro da escavação. A segunda campanha foi realizada em Março de 2001, pela mesma empresa da primeira campanha de prospecção, e constaram três sondagens, mas apenas a sondagem S2, que se encontra junto à empena do edifício principal, está dentro do perímetro da escavação que foi realizada. A terceira campanha foi realizada em Outubro de 2012 pela empresa JetSJ Geotecnia LDA/Tecnasol FGE, Fundações e Geotecnia, SA e foram realizadas três sondagens (ST1, ST2 e ST3) e uma sondagem com instalação de um piezómetro (ST4/PZ) na zona Sul, junto à ciclovia. 12

33 Estas sondagens são de extrema importância para a criação do modelo do terreno, pois percorrem todo o perímetro da escavação e a contenção periférica a realizar na zona Sul. Das campanhas registaram-se: Aterros Aterro areno-silto-argiloso de tons cremes e acastanhados, com brita (Dmax= 2cm), seixos e calhaus de basalto dispersos; Complexo Vulcânico de Lisboa do Período Neocretácico Tufo vulcânico argilo-siltoso ou argilo-arenoso, medianamente compacto a compacto, por vezes com zonas desagregadas com comportamento de solo, de cor castanho avermelhado, por vezes com pequenas passagens de características brechóides. Fracturas inclinadas cerca de 10º e 80º em relação ao eixo da sondagem, de bordos irregulares e rugosos. Por vezes apresentam intercalações decimétricas de calcário margoso/argila margosa de tons esbranquiçados. Brecha vulcânica compacta de tons acastanhados, acinzentados e avermelhados. Fracturas inclinadas cerca de 30º em relação ao eixo da sondagem, de bordos irregulares e rugosos. Basalto decomposto a muito alterado, caracterizado por fragmentos de basalto (Dmax= 12 cm), envoltos por matriz areno-silto-argilosa de tons acastanhados, lavada pela água de furação. Basalto fracturado, de cor cinzento-escuro a negro, por vezes com pontuações esbranquiçadas devido ao preenchimento de vacúolos por carbonatos. Fracturas subperpendiculares e inclinadas cerca de 10º, 10-20º, 40º e 60-80º em relação ao eixo da sondagem, de bordos ligeiramente irregulares a irregulares, rugosos e oxidados, por vezes com preenchimento de carbonatos de tons esbranquiçados. A partir das formações identificadas, o terreno foi dividido em três zonas geotécnicas principais: Zona Geotécnica 3 (ZG3): A zona geotécnica 3 foi definida em todas as sondagens e compreende os depósitos de aterro, os tufos desagregados e os basaltos decompostos (W5). Nesta zona os ensaios de penetração dinâmica SPT apresentam valores compreendidos entre 12 e 60 pancadas, sendo os valores mais baixos limitados aos níveis mais superficiais. Zona Geotécnica 2 (ZG2): A zona geotécnica 2 foi definida nas sondagens ST1, ST3 e S4, com espessuras compreendidas entre 0,5m (sondagem ST1) e 3,4m (sondagem ST4). Corresponde às camadas de tufos e brechas compactas e aos basaltos muito fracturados; uns e outros apresentamse muito a medianamente alterados (W4 e W4-3). 13

34 Zona Geotécnica 1 (ZG1): Esta é a zona geotécnica de melhores características e foi definida em todas as sondagens. Corresponde aos basaltos medianamente (W3) a pouco alterados (W2), com fracturas próximas (F4) a medianamente afastadas (F3). Sintetizando as Zonas Geotécnicas é apresentado na seguinte Figura Figura 3. 2 Estado das Zonas Geotécnicas (JetSJ Geotecnia, LDA) Figura 3. 3 Parâmetros das ZG's (JetSJ Geotecnia, LDA) Os parâmetros geotécnicos adoptados para a modelação do comportamento do terreno e das estruturas executadas, foram estimados com base na informação geológico-geotécnica disponível, e encontram-se resumidos na Figura O nível da água foi detectado na generalidade das sondagens efectuadas, excepto nas sondagens ST1 e ST2. Na sondagem ST4 foi instalado um piezómetro, sendo que a profundidade da água registada foi de cerca de 6,5m, ou seja, próximo da cota 87,50. Atendendo às condições geológicas e hidrogeológicas e do maciço é provável a presença de nível freático acima da cota de escavação. Os modelos de terreno das várias frentes encontram-se no Anexo ) CONDIÇÕES DE VIZINHANÇA A escavação será realizada junto ao edifício existente, que se localiza a Nascente e é circundada a Norte e a Poente pela Avenida Calouste Gulbenkian e a Sul pela ciclovia de Campolide (Figura 3. 4). No alçado confinante com o edifício existente, na zona em que a cota de escavação é inferior à cota das actuais sapatas, será necessário prever o recalçamento da empena do edifício e, consequentemente, intervir através do interior da actual última cave. 14

35 Figura 3. 4 Localização da obra e condições de vizinhança (Google Maps) 3.3.3) SERVIÇOS AFECTADOS Antes do início dos trabalhos foi confirmado o levantamento das redes de serviços que possam vir a interferir com a zona de intervenção, de forma a garantir o seu bom funcionamento, durante e após a conclusão dos trabalhos. A caixa de telecomunicações para o edifício do Santader, que se encontrava junto à empena teve que ser desviada para que fosse possível a execução da escavação naquela zona. O serviço de águas foi desviado sob os arruamentos adjacentes e junto ao edifício existente que confronta com o recinto da escavação ) PRAZO DE EXECUÇÃO As soluções propostas deverão permitir a realização dos trabalhos dentro dos prazos definidos pelo Cliente e em condições de segurança e de economia. 3.4) ACOMPANHAMENTO OBRA Este capítulo foi de extrema importância para a observação da evolução da obra e para uma melhor compreensão das técnicas construtivas utilizadas tanto na escavação como na contenção periférica, assim como os problemas que foram surgindo, efectivamente as alterações ao projecto durante a execução da obra. O acompanhamento da obra começou a 21 de Fevereiro e a última visita foi feita dia 28 de Maio de Nesse período o autor foi acompanhando os vários faseamentos construtivos relativos apenas à escavação e contenção periférica. Ao longo das várias visitas foram registadas as fases da obra através de fotografias que estão no Anexo 1 e foram organizadas e legendadas cronologicamente. 3.5) SOLUÇÃO EXECUTADA 3.5.1) PAREDE DE CONTENÇÃO (MURO DE MUNIQUE) A parede de contenção periférica, foi executada através da tecnologia de contenção tipo Berlim Definitivo também conhecida por Muros de Munique, que consiste na execução faseada, de cima para baixo (Sistema Top-Down), de painéis de betão armado que no caso específico da obra apoiamse provisoriamente em microestaca verticais. Esta técnica foi descrita com maior pormenor no capítulo 2.2.1) MUROS DE MUNIQUE 15

36 A finalidade e a execução das microestacas também foram referidas com maior ênfase no capítulo 2.3.1) MICRO-ESTACAS. Na obra em questão, as microestacas são compostas por tubos em aço N80 (API 5A) 139,7x9,0 mm, implantados ao eixo dos painéis, em betão armado, que formam a parede de contenção. A definição dos comprimentos totais das microestacas são determinados através da localização do respectivo bolbo de selagem, com pelo menos 5,0 m. Esse bolbo de selagem deverá estar num substrato geologicamente estável face à geometria da escavação para a construção de todos os pisos enterrados. Para a colocação das microestacas foi executada uma furação no mínimo de Ømin=8" (20 cm). Numa das paredes, nomeadamente ao longo do alçado FI (ver Planta no Anexo 2), foram utilizadas microestacas N80 (API 5A) Ø177,8x9,0 mm, também implantadas ao eixo da parede e com comprimentos totais compatíveis com uma selagem mínima de 6,0m. Neste caso, a furação deverá dispor no mínimo de Ømin=10" (25cm). Todas as microestacas foram seladas e injectadas através do sistema IRS (injecção repetitiva selectiva), recorrendo a obturador duplo e a válvulas anti-retorno, no comprimento correspondente ao bolbo de selagem. Após a execução das microestacas procedeu-se à escavação do 1º nível, para de seguida os painéis serem betonados contra o paramento vertical aberto no terreno, para garantir a estabilidade da parede, face aos impulsos do terreno durante as operações de escavação, foram em algumas zonas executadas ancoragens provisórias pré-esforçadas, noutras, nomeadamente nas zonas de cantos, foram colocadas escoras metálicas provisórias de canto ou noutras zonas executadas pregagens definitivas. É de extrema importância ter se cumprido um intervalo de tempo entre as operações de escavação e de betonagem no máximo de 12 horas, para minimizar a descompressão dos terrenos durante as operações de escavação. A colocação da viga de coroamento após as microestacas estarem executadas, tem como objectivo assegurar a transmissão de esforços e garantir a ligação dos vários perfis entre si, nomeadamente os tubos das microestacas. Outro requisito importante é só trabalhar numa frente de trabalho, mesmo sendo a rentabilidade um factor muito importante numa obra, neste caso a execução de painéis em várias frentes de trabalho pode originar o deslizamento do terreno a tardoz. Essa situação, deu-se em dois casos no início da obra quando esse requisito (escavar várias frentes de trabalho) não foi respeitado, resultando numa das situações num deslizamento do terreno, o que fez com que o tempo de execução acabasse por ser maior como se vê na Figura Figura 3. 5 Deslizamento do terreno entre painéis 16

37 Noutro caso teve que ser colocado betão ciclópico para compensar o terreno perdido a tardoz de um dos painéis já executados, como está presente na Figura 3. 6, o que tornou o faseamento mais oneroso e demorado. A partir desse incidente, todos os painéis foram executados segundo as directivas de segurança do projecto. Figura 3. 6 Deslizamento do terreno a tardoz do painel As ancoragens executadas são constituídas, à partida, por 5 ou 6 cordões de 0,60 e deverão ser seladas através do sistema IRS em formações competentes e geologicamente estáveis em relação à geometria total da escavação. O respectivo diâmetro de furacão não deverá ser inferior a 200 mm (8 ). As ancoragens e escoras foram removidas ou desactivadas na fase definitiva, pois a própria estrutura do edifício (lajes dos pisos enterrados, paredes e núcleos de escadas e elevadores) garantem a estabilidade da parede de contenção, face aos impulsos provocados pelo terreno, pelos edifícios vizinhos e pelas sobrecargas rodoviárias. Como já foi referido em capítulos anteriores as paredes de betão armado terão diferentes espessuras, dependendo da zona em questão. A espessura mínima foi 0,30 m. Porém em diversos alçados foram previstas espessuras superiores, 0,35m/0,40m, normalmente condicionadas pelos elevados valores de pé-direito da fase definitiva. Se fosse verificada a presença de água durante dos trabalhos de furação e/ou escavação, deverá ser avaliada a necessidade de dotar a parede de dispositivos de drenagem (bueiros e/ou geodrenos), pois a parede de contenção não foi, na fase de projecto, dimensionada para a acomodar os impulsos hidrostáticos. É de referir que estando o nível freático baixo (a solução de contenção conhecida por Muros de Munique é optimizada para casos em que a presença do nível freático é baixo) todas as modelações do projecto não consideraram as pressões hidrostáticas. Porém no alçado BC (ver Planta no Anexo 2), após a execução dos painéis no início do terceiro nível de escavação houve a presença de água, todavia essa presença só se fez sentir numa parte do alçado como se pode observar pela Figura 3. 7, como tal, assumiu-se que a presença de água não é relevante para alterar a escolha da solução executada assim como na modelação não serem dimensionadas os impulsos hidrostáticos. Figura 3. 7 Presença de água no Alçado BC 17

38 Por último, volta-se a destacar a importância do cumprimento do faseamento construtivo utilizado ao abrigo das soluções de contenção propostas, em particular a minimização do intervalo de tempo entre as operações de escavação, betonagem dos painéis e de colocação dos escoramentos e ancoragens. Igualmente importante foi o cuidado a ter durante os trabalhos de escavação de forma a evitar impactos com os perfis metálicos que constituem os escoramentos de canto e os tubos de microestaca. Por fim, face à considerável dimensão da obra e por questões de seguraça, foi proposto a realização de um ensaio prévio de uma ancoragem, para analisar as tensões tangenciais de atrito passíveis de serem mobilizadas ao longo do bolbo de selagem das ancoragens, de forma a optimizar os respectivos comprimentos de selagem. Parede de Contenção Zona de recalcamento da empena Atendendo aos condicionamentos existentes, o recalçamento da empena do edifício existente foi executado com duas fiadas de microestacas. Na Figura 3. 8 vê-se a fiada exterior junto à empena do edifício, as microestacas são compostas por troços de tubos metálicos solidarizados obrigatoriamente com uniões exteriores, uma pelo interior do recinto de escavação e outra realizada através da cave do edifício existente, recorrendo à carotagem das sapatas. Ambas as fiadas de microestacas foram devidamente solidarizadas à empena através de vigas de recalçamento, executadas de cada lado da mesma, betonadas após a preparação das superfícies existentes, através de picagem e escarificação, e foram ligadas à referida parede através de mecanismos de costura, constituídos por barras pré-esforçadas do tipo GEWI, ou equivalente. Figura 3. 8 Fiada de microestacas junto à empena do edfício As vigas de betão armado e as microestacas de recalçamento, partilham as funções de recalçamento da parede e, no caso das microestacas interiores, de apoio dos painéis, em betão armado, da contenção periférica. As microestacas da zona de recalçamento foram materializadas por tubos em aço N80 (API 5A) com secções Ø177,8 x 9,0mm (na fiada interior à escavação) e Ø139,7x9,0mm (na fiada exterior à escavação), sendo que as microestacas que ficam no interior do recinto de escavação foram dispostas de uniões exteriores entre troços. Os comprimentos totais das microestacas foram compatíveis com a localização do bolbo de selagem, de pelo menos 5,0m, no substrato competente e geologicamente estável face à geometria da escavação para a construção do último piso enterrado. A furação para a colocação destes elementos foi no mínimo de Ømin=10" (25cm), sendo que as zonas 18

39 de atravessamento da sapata existente realizaram-se necessariamente com recurso a furação caroteada. As microestacas foram seladas e injectadas através do sistema IRS, recorrendo a obturador duplo e válvulas anti-retorno, no comprimento correspondente ao bolbo de selagem. 19

40 3.5.2 PROCESSO / FASEAMENTO CONSTRUTIVO PAREDE DE CONTENÇÃO ZONA GERAL Dada a solução foi necessário aplicar um faseamento construtivo para a execução da escavação e contenção periférica que foi o seguinte: a) A análise dos deslocamentos e das deformações que vão ocorrer durante o faseamento são de extrema importância, para tal serão instalados todos os equipamentos de Instrumentação necessários, nomeadamente, os alvos topográficos que servem para monitorizar fissuras e os movimentos tridimensionais e os inclinómetros localizados a tardoz onde a parede de contenção será executada e que tem o objectivo de determinar os movimentos horizontais. A colocação destes equipamentos é determinada a partir do que foi definido no Plano de Instrumentação e Observação; b) Necessária uma avaliação de risco de rotura nos edifícios vizinhos, para isso é necessário um levantamento rigoroso de todas as fissuras já existentes nos edifícios em redor, assim como um levantamento fotográfico para determinar o que a escavação e execução da solução influenciaram nesses edifícios; c) Fazer o levantamento dos serviços que são afectados, para de seguida ser feito o seu desvio, especificamente, o desvio das redes de água e da caixa de telecomunicações do edifício Santader- Totta que se encontrava junto à empena, este último só foi desviado quando se começaram a preparar os trabalhos para o recalçamento da empena; d) Para um melhor rendimento foi necessária a instalação de condições para a circulação dos equipamentos de furação, que são máquinas pesadas e necessitam de uma livre circulação assim como garantir acessos ao interior da obra. De seguida, procedeu-se à furação, os diâmetros mínimos foram de 200mm (8") e de 250mm (10 ), seguindo-se a introdução nos mesmos dos tubos metálicos em aço N80 (API 5A), com secções Ø139,7x9,0mm com uma selagem mínima de 5,0 m, e Ø177,8x9,0mm, com uma selagem mínima de 6,0 m de comprimento e selados nas formações competentes, localizadas abaixo da cota de fundação, para que possam transmitir ao terreno, predominantemente por atrito lateral, as cargas provenientes das paredes de contenção. Os tubos devem ficar cerca de 0,50 m acima do terreno, para a ligação à viga de coroamento. O sistema de injecção foi o IRS, com um obturador duplo, válvulas anti-retorno e com uma calda de cimento de características apropriadas. Nos casos em que os tubos metálicos foram executados fora do plano das paredes de betão armado, foram feitas uniões exteriores entre os troços. e) Solidarização de todos os tubos metálicos através da execução da viga de coroamento da contenção periférica. Necessário abrir uma vala, colocar areia no fundo, colocar a armadura (executada no estaleiro da obra), fazer a cofragem da face exterior e fazer a betonagem contra o terreno existente terminando o processo com a descofragem da viga. Na viga de coroamento foram instaladas e feita a zeragem dos alvos topográficos definidos no Plano de Instrumentação e Observação; 20

41 f) Na preparação da obra ao nível das ancoragens foi necessária a execução de uma ancoragem, com o intuito de ser um ensaio prévio daquilo do que se vai passar a nível de tensões de atrito mobilizável no terreno existente; g) Execução, de cima para baixo e por níveis (sistema Top-Down), da parede de contenção em betão armado, constituída por painéis, em geral ancorados ou escorados nos casos dos painéis de canto. Para cada nível, deverão iniciar-se os trabalhos pela realização dos painéis primários, seguida dos secundários como se vê na sequência da Figura Figura 3. 9 Sequência de execução de painéis Refira-se que, com excepção de situações devidamente justificadas, e previamente aprovadas pela Fiscalização, não deverão realizar-se, em simultâneo, dois painéis primários consecutivos, deixando apenas um secundário de intervalo. Cada painel será executado a partir de uma escavação localizada, a largura e altura do painel vai ser determinado a partir das propriedades do terreno, quanto mais estável for o terreno maior a possibilidade de área de escavação para a colocação do painel. Colocação de areia no fundo na base do painel escavado para quando ocorrer a betonagem, o betão não infiltrar no terreno onde será executado o próximo nível de painéis. h) De seguida procedeu-se à colocação das armaduras e à respectiva betonagem, deixando-se negativos para a realização das ancoragens ou pregagens, caso o painel seja ancorado ou pregado. A betonagem do painel é feita através de uma mangueira com a introdução de betão e com vibração simultânea, no topo do painel vai estar uma cofragem conhecida por bico de pato que tem a função de não deixar o betão galgar quando está no topo. A descofragem do painel ocorre 48 horas depois da betonagem. i) Imediatamente após o mínimo período de cura para o endurecimento do betão, foram tensionadas as ancoragens, realizou-se o respectivo ensaio de recepção e a correspondente blocagem, instalando-se as células de carga que estavam previstas no Plano de Instrumentação e Observação. A furação através do trado para a execução das ancoragens realizou-se com diâmetro mínimo de 200mm (Ø de 8") ou de 250mm (Ø de 10"), conforme indicado nas peças desenhadas. Procedeu-se à introdução dos cabos no furo, seguindo-se a selagem das ancoragens feita com calda de cimento de características apropriadas, com recurso ao sistema de injecção IRS, recorrendo a válvulas antiretorno e a obturador duplo, em terrenos competentes e geologicamente estáveis em relação à geometria da escavação, para o bolbo de selagem houve uma re-injecção da calda em intervalos de 24 horas. Para finalizar, fez-se o pré-esforço dos cabos com a colocação das cabeças de ancoragens e o corte do comprimento em excesso; 21

42 Nota: A execução dos painéis secundários é em tudo semelhante à dos painéis primários, tendo como únicas diferenças a possibilidade de terem maiores larguras, não terem ancoragens, nem ser necessário cofragem lateral. A execução dos painéis terciários pode ser feita antes, depois ou em simultâneo com os painéis primários e secundários do mesmo nível, a sua proximidade permite prescindir de ancoragens em favor de um escoramento de canto, que é feito através de perfis metálicos, encastrados, soldados ou aparafusados a chapas chumbadas às paredes ou chumbados directamente às paredes; j) Para comprovar a eficácia das cargas de dimensionamento das ancoragens, foram realizados ensaios de recepção simplificados em todas as ancoragens. Nas ancoragens instrumentadas com células de carga foram executados ensaios de recepção detalhados. Todos os ensaios de recepção deverão respeitar o disposto na EN1537; k) Instalação das células de carga nas ancoragens provisórias, conforme definido no Plano de Instrumentação e Observação e indicado nas Peças Desenhadas; l) Execução dos restantes níveis de painéis, seguindo a metodologia descrita de g) a k), até à cota final, correspondente à face superior da sapata; m) Concluída a execução do muro de suporte em toda a periferia da obra, até à cota de implantação da laje de fundação procede-se à execução da sapata/maciço de encabeçamento das micro-estacas, por troços, correspondentes à largura dos painéis; n) Execução de baixo para cima da estrutura interior do edifício, a execução dos pisos enterrados inicia-se com as fundações, depois os elementos verticais e, por fim, as vigas/lajes dos pisos; p) À medida que as lajes dos pisos enterrados vão sendo ligadas às paredes, as ancoragens deixam de ser necessárias (redundantes) e, por isso, procede-se à sua desactivação e remoção dos escoramentos metálicos também provisórios. De maneira a recuperar as cabeças, evitar o risco de corte no futuro o que iria causar danos na parede, evitar efeitos inestéticos no interior dos pisos enterrados e evitar problemas de vibração e sonorização (cabos em tensão). A desactivação é feita com o macaco, puxando um a um os cabos de pré-esforço e retirando as cunhas e a cabeça de ancoragem. Ainda relativamente aos faseamentos construtivos a adoptar durante a execução dos trabalhos, importa referir que na face de extradorso da parede de contenção nunca deverá ser colocada qualquer tipo de cofragem, devendo garantir-se que os painéis sejam totalmente betonados contra o terreno. Sempre que possível, deverá evitar-se a escavação de dois painéis primários consecutivos. Atendendo às características dos terrenos a conter, considera-se importante que o intervalo de tempo necessário para a escavação e betonagem de cada painel não seja superior a 12 horas. O intervalo de tempo entre a betonagem dos painéis e a instalação das escoras e ancoragens, deverá, igualmente, ser o menor possível (24 horas). Sublinha-se ainda que, salvo situações excepcionais devidamente justificadas e autorizadas pela fiscalização e pelo projectista, não deverão ser deixados rasgos, com altura igual à espessura das lajes, com o objectivo de facilitar o apoio das lajes de piso das caves nas paredes periféricas da contenção. Este apoio deverá ser realizado à custa de armadura de espera, disposta na parede de contenção ao nível das lajes, e repescada quando da execução destas, ou à custa da selagem de varões, posteriormente aos trabalhos de escavação e construção da parede de contenção. 22

43 3.5.3) PLANO DE INSTRUMENTAÇÃO Tendo por base a componente incerta, intrínseca da informação geológica, mesmo quando a mesma é disponibilizada em fase de projecto e de preparação de obra, assim como a incerteza no levantamento e na caracterização das condições de vizinhança, considera-se imprescindível que os pressupostos adoptados na fase de projecto sejam confirmados em fase de obra. É aqui que entra o Plano de Instrumentação (PI), que devidamente com as fases de projecto e de obra, permite gerir o risco associado aos trabalhos de escavação, contribuindo para a execução dos trabalhos relativos à escavação, construção das estruturas de contenção e recalcamento da empena do perímetro do recinto da escavação em condições de economia e segurança, para a obra e para as zonas vizinhas. Um Plano completo deve incluir a descrição dos aparelhos, a frequência das leituras, os critérios de alerta e de alarme e ainda as medidas de reforço a serem adoptadas casos os referidos critérios venham a ser ultrapassados. O Plano de Instrumentação e Observação proposto foi definido a partir da análise dos principais condicionamentos que vão afectar a obra. A análise destes condicionamentos permitiu a quantificação dos principais riscos associados à execução dos trabalhos. Grandezas a medir e meios para a medição O Plano de Instrumentação e Observação permite medir, durante os trabalhos relativos à escavação, recalcamento, construção das estruturas de contenção e dos pisos enterrados, as seguintes grandezas: a) Deslocamentos horizontais e verticais da empena a recalçar; b) Deslocamentos verticais e horizontais das vigas de recalcamento e de coroamento e dos painéis da parede de contenção; c) Deslocamentos horizontais no interior do maciço a conter; d) Medição da carga instalada nas ancoragens executadas; e) Medição da pressão intersticial presente no terreno; No projecto definiu-se o número e localização dos equipamentos de medição para cada grandeza medida, estas directrizes não significam o número exacto dos aparelhos que vão estar em obra, como se verá mais à frente. i. Alvos topográficos para medição dos deslocamentos horizontais e verticais da empena a recalçar (min 10 unidades); ii. Alvos topográficos para medição dos deslocamentos verticais e horizontais das vigas de recalcamento e de coroamento e dos painéis da parede de contenção (min 37 unidades); iii. Inclinómetros para medição dos deslocamentos horizontais no interior do maciço a conter (min 4 unidades); iv. Células de carga em ancoragens para medição da carga instalada nas ancoragens executadas (min 14 unidades); v. Piezómetro para medição da pressão intersticial e do NF presente (min 1 unidade); 23

44 Frequência das leituras e critérios de alerta: Atendendo às características da obra preconiza-se que o conjunto de aparelhos a instalar, seja lido, durante a execução dos trabalhos de escavação e de construção dos pisos enterrados, com uma frequência, à partida e a confirmar com base na análise dos resultados entretanto obtidos, não inferior a uma vez por semana. Os resultados serão apresentados sobre forma gráfica e deverão ser atempadamente interpretados e analisados pelos técnicos projectistas das estruturas instrumentadas, em colaboração com os técnicos da obra e com a Fiscalização. Propõe-se que o intervalo de tempo entre cada campanha de leituras e a entrega dos respectivos resultados, devidamente processados em forma gráfica, aos técnicos responsáveis pela respectiva análise e interpretação não seja superior a 3 dias. Tendo por base o tipo e solução propostos para a contenção a executar, assim como a geologia do local da intervenção, é possível estimar os seguintes critérios: a) Critério de alerta: deslocamentos máximos da ordem de 20mm/10m no sentido horizontal, e de cerca de 20mm no sentido vertical; b) Critério de alarme: deslocamentos máximos da ordem de 35mm/10m no sentido horizontal, e de cerca de 40mm no sentido vertical. A interpretação dos valores citados deverá ser realizada de forma comparativa com a dos valores obtidos nas leituras anteriores, pois, além da informação dada pelos valores absolutos, será importante a análise das tendências da respectiva evolução. Características dos aparelhos: Os aparelhos cuja utilização o presente PIO, na actual fase do estudo, prevê são os a seguir indicados: ) ALVOS TOPOGRÁFICOS A instalação de alvos será realizada através da fixação às estruturas, por colagem e/ou selagem, de placas metálicas planas onde são previamente colocados os alvos. A orientação dos alvos pode ser corrigida de forma a facilitar as pontarias do equipamento topográfico e, consequentemente, reduzir os erros (da ordem de 1mm na direcção horizontal e de 1mm na direcção vertical). As medições trigonométricas absolutas e deformações previstas são realizadas utilizando uma estação total com hardware e software indicados para o efeito. As campanhas consistem na leitura de ângulos e distâncias para alvos instalados nos elementos cujos deslocamentos se pretendem determinar. Os pontos de referência, de apoio à execução das leituras, deverão ser localizados em zonas fora da área de influência da obra. Sempre que não seja possível a medição de movimentos absolutos, deverão ser medidos movimentos relativos entre alvos colocados em fachadas opostas (cordas). Os alvos a utilizar deverão ser, sempre que justificável, do tipo prisma de reflexão total, de forma a compensar a distância a que os mesmos se localizam dos pontos de leitura, instalados, como referido, em suportes adequados e que permitam o ajuste da sua orientação. As observações topográficas que definem e materializam os pontos objecto a instrumentar deverão ser efectuadas 24

45 com a maior redundância possível, quer angularmente, quer em distância. Sendo redundantes, deverse-á, posteriormente a cada campanha de observação, proceder ao ajustamento das observações, através de modelo de cálculo adequado. As precisões finais do sistema de observação estão estimadas em aproximadamente 1mm, quer planimetricamente, quer em altimetria Serão instalados 19 Alvos Topográficos na zona da empena do edifício existente e 6 Alvos Topográficos no coroamento do muro de contenção periférica como se encontra na Figura As leituras dos Alvos da zona da empena não serão abordadas nesta dissertação. Apenas serão focados os alvos da contenção com especial incidência nos alvos topográficos V1 e V5, que estão localizados na zona dos dois alçados que mais adiante vão ser modelados. Figura Localização dos Alvos Topgráficos As leituras para as coordenadas planimétricas (M e P) e altimétricas (Z) foram registadas em diferentes datas, mas apenas é apresentada a última leitura (L22), a 22 de Maio de 2015, para os Alvos V1 e V5 na Figura Alvo Observações Leitura Zeragem - L0 Leitura Actual - L22 Deformações [mm] M P Z M P Z ΔM ΔP ΔZ V1 7026, , , , , ,6330 1,10 8,80-3,40 V5 7045, , , , , ,3795-6,20 15,00-16,50 Figura Leituras dos Alvos Topográficas V1 e V5 pela 33 Grados 25

46 Ocorreram 22 leituras desde a zeragem dos alvos topográficos a 26 de Dezembro de 2014, mas apenas foram obtidos os dados das seguintes leituras: L1 (2-Jan-2015); L2 (9-Jan-2015); L3 (16-Jan- 2015); L4 (23-Jan-2015); L5 (30-Jan-2015); L6 (6-Fev-2015); L7 (13-Fev-2015); L8 (20-Fev-2015); L9 (27-Fev-2015); L10 (6-Mar-2015); L11 (13-Mar-2015); L12 (20-Mar-2015); L20 (8-Mai-2015); L21 (15- Maio-2015) e L22 (22-Maio-2015). Nas Figura 3. 12, Figura e Figura encontram-se a variação das coordenadas planimétricas M, P e da altimétrica Z, respectivamente, ao longo das 12 primeiras leituras. Não foram colocados os dados das leituras L20, L21 e L22 porque na comparação entre os valores da modelação e da instrumentação vão ser analisados os dados da última leitura (L22). ΔM (mm) Leituras 3,9 V1 V3 V4 V5 V6 Figura Dados das coordenadas M nos diferentes Alvos nas 12 primeiras leituras (33 Grados) ΔP (mm) Leituras -2,5 V1 V3 V4 V5 V6 Figura Dados das coordenadas P nos diferentes Alvos nas 12 primeira leituras (33 Grados) ΔZ (mm) Leituras -0,9 V1 V3 V4 V5 V6 Figura Dados das coordenadas Z nos diferentes Alvos nas 12 primeiras leituras (33 Grados) Os maiores valores registados nas 12 primeiras leituras ocorreram no alvo V1, do alçado AB e são apresentados na Tabela Alvos Valor (mm) Alvo Maior Diferencial em M 3,9 V1 Maior Diferencial em P -2,5 V1 Maior Diferencial em Z -0,9 V1 Tabela 3. 1 Registos máximos dos valores M, P e Z para V1 26

47 Analisando os resultados observa-se que, no alvo V1, houve um deslocamento horizontal na direcção do interior da escavação na ordem dos 2,5 mm, à data de 20 Março 2015 (primeiros dois níveis ancoragens executados). E um deslocamento vertical (assentamento) de 0,9 mm do mesmo alvo. Relativamente ao alvo V5, do alçado 5A da parede de contenção vai haver um deslocamento horizontal também para o interior da escavação na ordem dos 0,20 mm, e um deslocamento vertical (assentamento) de 0,2 mm. Já nas últimas 3 leituras (L20, L21 e L22) os maiores valores foram registados na L22 do alvo V5 e são apresentados na Tabela ) INCLINÓMETROS Alvos Valor (mm) Alvo Maior Diferencial em M -6,2 V5 Maior Diferencial em P +15 V5 Maior Diferencial em Z -16,5 V5 Tabela 3. 2 Registos máximos dos valores M, P e Z para V5 A medição de deslocamentos horizontais do maciço será efectuada através da instalação de calhas inclinométricas. O preenchimento entre as paredes dos furos e as calhas inclinométricas será executado, dentro do possível, com material de características deformacionais semelhantes às do terreno envolvente. A selagem do ponto fixo na base do instrumento deverá ser feita a uma profundidade tal que não seja influenciada pelos trabalhos em execução ou movimentos deformacionais das estruturas adjacentes ao objecto de observação. Admite-se, em geral, uma profundidade de, no mínimo, 5,0 m abaixo das cotas de influência dos trabalhos de escavação. As calhas inclinométricas serão em PVC-ABS ф75mm, permitindo a passagem de um sensor deslizante (torpedo) dotado de pontos de referência (roletes) espaçados de 0,5 ou 1,0m. O torpedo contém dois sensores do tipo servo-acelerómetros montados com desfasamento de 90º (graus). Uma vez dentro do tubo-calha, a profundidade a que se encontra o torpedo é controlada por uma escala graduada de 0,50m e impressa no próprio cabo eléctrico que liga o torpedo à caixa de leituras à superfície. O resultado obtido em cada leitura é a distância na horizontal entre os roletes de referência. Com este valor, para cada profundidade instrumentada é possível construir um gráfico profundidade/deslocamento horizontal das calhas em qualquer das duas direcções ortogonais. Dentro das condições normais de operação, o erro de cálculo da deflexão estimado no topo de um tubo calha inclinométrica será, em geral, de aproximadamente de 1mm por cada 5m de tubo calha. Como referido encontram-se previstos no plano de instrumentação 4 inclinómetros com comprimentos situados entre os 21m e os 32,5m. Na campanha de leitura inicial efectuada a 11 de Fevereiro de 2015, foram lidos os inclinómetros Inc.1, Inc.3 e Inc.4, não tendo sido possível efectuar a zeragem do inclinómetro I2 (Tabela 3. 3). 27

48 Inclinómetro Localização Comprimento (m) Zeragem Inc. 1 Contenção Nascente 20,5 11-fev- Inc. 2 Contenção Sul 20,5 18-fev- Inc. 3 Contenção Sul fev- Inc. 4 Contenção Sul 32,5 11-fev- Tabela 3. 3 Informações dos Inclinómetros e datas das zeragens A localização dos inclinómetros está ilustrada na Figura para a determinação dos valores dos deslocamentos definiu-se um eixo com duas orientações perpendiculares A e B, que estão representadas para os inclinómetros 1 & 2 e 3 & 4. Figura Localização dos Inclinómetros e respectivos eixos de orientação para os deslocamentos em duas direcções (CêGê) 28

49 De acordo com o convencionado o sentido de derrubamento da estrutura de contenção é na direcção e sentido A+. Durante a fase de escavação e contenção, as leituras sejam semanais. Caso se verifique que se obtiveram deformações consideradas significativas, efectuar-se-á uma recomendação para o incremento da frequência de observação. O inclinómetro I2 encontra-se fora de serviço, com uma obstrução aos 4m de profundidade. Foi detectada uma obstrução no inclinómetro I1, entre os 7,0m e os 7,5m de profundidade, impossibilitando a sua leitura. Note-se que decorreram trabalhos de escavação e betonagem de um painel no local do referido inclinómetro, que deverá ter estado na origem desta obstrução. Na análise de resultados vai ser dada especial atenção ao inc. 1 e inc. 4, pois estão localizados nos alçados que vão ser modelados para fazer a comparação de resultados (A5 e A39 dos alçados AB e 5ª, respectivamente). De qualquer forma são ilustrados os resultados dos deslocamentos acumulados do eixo A de todas as leituras registadas dos inc. 1, 3 e 4 na Figura Inclinómetro 1 Inclinómetro 3 Inclinómetro 4 Figura Deslocamentos acumulado para os três inclinómetros na Direcção A (CêGê) Analisando os resultados da Figura 3. 16, verificamos que os deslocamentos horizontais ocorrem para o interior da escavação para todos os inclinómetros, com especial incidência nos primeiros 6 m de escavação do alçado do I1 onde se encontra o estrato de solo com piores características de coesão e deformabilidade (aterros e tufos desagregados). Na leitura de 18 Março existem deslocamentos na ordem dos 35mm nos primeiros 3m de profundidade, este fenómeno explica-se por 29

50 nessa data, estar a ser executado o 2º nível de painéis do muro de Munique, onde foram impostas grandes deformações ao terreno. Em relação ao I4, os deslocamentos estabilizam entre os -2m e - 14m, e na ordem dos 25 mm, isso pode vir a provar que o modelo geológico do terreno que afirma que o solo da 1ª camada no alçado do I1 e do alçado I4 é o mesmo pode não estar correcto, pois o comportamento das deformações é diferente para os dois casos, mesmo tendo em conta que o préesforço nas ancoragens é diferente de alçado para alçado. O muro de suporte está encastrado a 14,8 m de profundidade no Alçado AB. Pelos resultados do I1, a partir dessa profundidade os deslocamentos são praticamente inexistentes, o que mostra que a solução de contenção foi bem encastrada no terreno. No Alçado 5A, o muro foi encastrado a 26 m de profundidade, e a mesma situação ocorre, pelos dados do I4. Durante a construção o inclinómetro I1 ficou fora de serviço a partir de 1-Abril-2015, e teve que ser instalado outro inclinómetro na mesma contenção para se obter os deslocamentos. Este inclinómetro passou a ser chamado I1.2 e teve a sua zeragem a 4 de Maio de 2015, e as suas leituras ocorreram a partir de 8-Maio até à última leitura a 22-Maio-2015 (Figura 3. 17) ) CÉLULAS DE CARGA Inclinómetro 1.2 Figura Deslocamentos acumulados para o I1.2 na direcção A (CêGê) As células de carga em ancoragens permitem a monitorização da carga de pré-esforço instalada. Propõe-se, face à altura da escavação e à previsível dificuldade de aceder às células durante a realização da mesma, a instalação de células de carga do tipo eléctrico que permitam uma medição do pré-esforço até 1200kN, com uma precisão associada ao equipamento de 0,5%. Com vista à sua correcta colocação, cada célula deverá ser montada sobre placas metálicas de uniformização de esforços. A empresa Ancorpor, Geotecnia e Fundações efectuaram as leituras de carga apenas às 30

51 ancoragens do alinhamento 5, 21 e 39, em diferentes datas na tabela x apenas estão referenciados os ensaios onde houve desvios de valores significativos (Tabela 3. 4). Ancoragem Carga Carga Valor Desvio Valor Desvio Valor (nível) Blocagem Aplicada (kn) (%) (kn) (%) (kn) (%) 5 (1) (2) (3) (4) (1) (2) (3) (1) (2) (3) (4) Tabela 3. 4 Leituras de Carga para os alinhamentos 5, 21 e 39 (Ancorpor) Desvio 3.6) MODELAÇÃO NUMÉRICA 3.6.1) GEOMETRIA DO MODELO DE CÁLCULO ) SECÇÃO 1 Relativamente à Secção 1 que diz respeito ao Alçado 3-AB, na planta da obra, foi assumido no modelo um estado plano de deformação. Este estado significa que os campos de tensões e deformações não variam longitudinalmente, o que é possível de ser assumido dada a distância longitudinal desta secção. A análise foi feita assumindo uma secção tipo perpendicular ao plano da estrutura, e em que as suas características mecânicas são definidas por metro linear. A malha de elementos finitos, é composta por elementos triangulares de 15 nós. A janela do modelo da Secção 1, tem 100 m de largura e 40 m de altura. A distância é elevada entre a estrutura de contenção e as fronteiras da janela para que a representação das condições seja a mais próxima possível da realidade. O posicionamento da estrutura de contenção foi localizada a uma distância maior da fronteira do terreno a tardoz, porque é mais importante estudar e analisar a resposta do terreno nesta zona. Relativamente ao terreno à superfície, foram analisadas as curvas de nível da planta e foi assumido que toda a superfície é horizontal. Em relação à distância entre a base da cortina de contenção (y=19,80 m) e o limite inferior da janela considerou-se praticamente igual à altura da estrutura de contenção (y=20,2 m). As condições de fronteira do modelo foram aplicadas recorrendo ao comando Standart Fixities da janela de Input do software. Consideraram-se apoios móveis lateralmente, que apenas permitem deslocamentos verticais. Na base do modelo, considerou-se um apoio fixo, que impossibilita deslocamentos em qualquer direcção. Após definida a janela, a malha e as condições de fronteira do modelo passou-se à definição do modelo geológico do caso de estudo. Através do comando Geometry Line, foram definidos três tipos de solo e as respectivas espessuras. A primeira zona de aterros superficiais, tufos desagregados e basaltos decompostos tem uma espessura de 5m. Após os aterros encontra-se uma camada horizontal de tufos e brechas compactas e basaltos muito fracturados, com uma espessura de 6,1 m. Por baixo, volta aparecer uma camada horizontal dos basaltos decompostos, com uma espessura de 5,6 m. Por fim, encontra-se o solo de 31

52 melhores características composto por basaltos pouco fracturados cuja camada é horizontal e a sua espessura vai até ao final da janela do modelo. Estas informações foram retiradas dos modelos de terreno do respectivo alçado AB que foram executados e fornecidos pela empresa JetSJ Geotecnia LDA. Através do comando Geometry Line foram definidas, através de linhas, as fases de escavação respeitando as cotas descritas no projecto. Consideraram-se 4 fases de escavação simuladas, a primeira é a escavação do terreno até à cota da base do 1º painel. Após essa escavação irá ser executada a 1ª ancoragem. Para a seguir fazer-se a 2ª escavação e continuar no mesmo processo até à cota de fundação da contenção periférica onde vão ser executadas as fundações da superestrutura. A introdução das micro-estacas para materialização e caracterização da estrutura de suporte no modelo, foi executada através do comando Plate, e do comando Interface em redor da estrutura de contenção (as microestacas são espaçadas e os valores da rigidez são divididos por esse espaçamento). Para representar a calda de cimento na base da micro-estaca foi executado através do comando Geogrid. Os comprimentos desses elementos estão todos especificados nas peças desenhadas do projecto. Para representar a viga de coroamento que vai estar na cabeça de todas as micro-estacas accionouse o comando Rotation Fixity (Beams) que faz com que não existam deslocamentos horizontais na cabeça das micro-estacas. As condições de apoio da cortina, são compostas por ancoragens como elemento de travamento. São 4 os níveis de ancoragem, e o posicionamento e geometria de cada nível tem como base as peças desenhadas do projecto entregues pela empresa JetSJ Geotecnia LDA. Nestas peças assim como no relatório de projecto foram mencionados os valores dos comprimentos livres e de bolbo de selagem, as suas inclinações e carga útil de pré-esforço. Para colocar as ancoragens no modelo foi utilizado o comando Node-to-node anchor para simulação do seu comprimento livre e para a simulação do bolbo de selagem recorreu-se à ferramenta Geogrid. Tanto os elementos Node-to-node anchor e Geogrid pressupõem a definição da sua caracterização mecânica. A sobrecarga superficial foi considerada apenas a tardoz da estrutura de contenção e foi de 10 kpa, com recurso ao comando Distributed Load, e vai desde a estrutura até à fronteira da janela. Como já foi referido anteriormente, na geometria do modelo não foi considerado a presença do nível freático. Na Figura encontra-se representado a geometria do modelo de cálculo, com todos os elementos acima descritos. Figura Geometria do modelo da Secção 1 (Plaxis) 32

53 ) SECÇÃO 2 Relativamente à Secção 2 que diz respeito ao Alçado 5A-HI, na planta da obra, foi assumido no modelo um estado plano de deformação, pela mesma razão apresentada na Secção 1. A análise foi feita assumindo uma secção tipo perpendicular ao plano da estrutura, e em que as suas características mecânicas são definidas por metro linear. A malha de elementos finitos, é composta por elementos triangulares de 15 nós. A janela do modelo da Secção 2, tem 100 m de largura e uma altura variável entre m no terreno a tardoz. A distância é elevada entre a estrutura de contenção e as fronteiras da janela para que a representação das condições seja a mais próxima possível da realidade. Relativamente ao terreno à superfície, foram analisadas as curvas de nível da planta e foi assumido que no terreno a tardoz existe uma parte horizontal de 5 m é associado à ciclovia, e um talude com uma inclinação de cerca de 25 o. O muro de contenção tem uma altura de 31 m. As condições de fronteira do modelo foram aplicadas recorrendo ao comando Standart Fixities da janela de Input do software. Consideraram-se apoios móveis lateralmente, que apenas permitem deslocamentos verticais. Na base do modelo, considerou-se um apoio fixo que impossibilita deslocamentos em qualquer direcção. Após definida a janela, a malha e as condições de fronteira do modelo passou-se à definição do modelo geológico do caso de estudo. Através do comando Geometry Line, foram definidos dois tipos de solo e as respectivas espessuras. A primeira zona de aterros superficiais, tufos desagregados e basaltos decompostos tem uma espessura de 13,8 m e na zona do talude acompanha a inclinação do mesmo, ao contrário do que é apresentado no corte fornecido que apresenta as camadas horizontais. Após os aterros encontra-se o solo de melhores características composto por basaltos pouco fracturados cuja espessura vai até ao final da janela do modelo. Estas informações foram retiradas dos modelos de terreno do respectivo alçado 5A-HI que foram executados e fornecidos pela empresa JetSJ Geotecnia LDA. Através do comando Geometry Line foram definidas, através de linhas, as fases de escavação respeitando as cotas descritas no projecto. Consideraram-se 7 fases de escavação simuladas, a primeira é a escavação do terreno até à cota da base do 1º painel. Após essa escavação irá ser executada a 1ª ancoragem. Para a seguir fazer-se a 2ª escavação e continuar no mesmo processo até à cota de fundação da contenção periférica onde vão ser executadas as fundações da superestrutura. A única diferença do processo é na última fase de escavação em que não vai ser executada nenhuma ancoragem. A introdução das microestacas como materialização e caracterização da estrutura de suporte no modelo, foi executada através do comando Plate, e do comando Interface em redor da estrutura de contenção. Para representar a calda de cimento na base da microestaca foi executado através do comando Geogrid. Os comprimentos desses elementos estão todos especificados nas peças desenhadas do projecto. Para representar a viga de distribuição que vai estar na cabeça de todas as microestacas accionouse o comando Rotation Fixity (Beams) que faz com que não existam deslocamentos horizontais na cabeça das microestacas. São 6 os níveis de ancoragem, e o posicionamento e geometria de cada nível tem como base as peças desenhadas do projecto entregues pela empresa JetSJ Geotecnia LDA. As únicas alterações já foram mencionadas anteriormente. Para colocar as ancoragens no 33

54 modelo foi utilizado o comando Node-to-node anchor para simulação do seu comprimento livre e para a simulação do bolbo de selagem recorreu-se à ferramenta Geogrid. Tanto os elementos Node-tonode anchor e Geogrid pressupõem a definição da sua caracterização mecânica. A sobrecarga superficial foi considerada apenas a tardoz da estrutura de contenção e foi de 10 kpa, com recurso ao comando Distributed Load, e vai desde a estrutura até à fronteira da janela, esta sobrecarga é atribuída pelo facto de não haver presença de edifícios a tardoz e encontrar-se uma ciclovia a tardoz. Como já foi referido anteriormente, na geometria do modelo não foi considerado a presença do nível freático, pois a sondagem presente não identificou. Na Figura encontra-se representado a geometria do modelo de cálculo, com todos os elementos acima descritos. Figura Geometria do modelo da Secção 2 (Plaxis) 3.6.2) CARACTERIZAÇÃO DOS MATERIAIS Após a geometria do modelo ser definida é necessário caracterizar os diferentes materiais presentes. A resistência e rigidez dos materiais são definidas por metro linear, uma vez que a modelação é feita numa análise bidimensional. A dissertação da Martinho de Carvalho, F. (2013). Soluções de Escavação e Contenção Periférica-Parque de Estacionamento Alves Redol. Lisboa: IST e dissertação Aldeias, J. (2011). Soluções de escavação e contenção periférica intersectando o nível freático. Lisboa: Instituto Superior Técnico serviram de base para estes próximos capítulos. CARACTERIZAÇÃO DO TERRENO A escolha do modelo constitutivo do solo foi o HSM-Hardening Soil Model, este é um modelo avançado de simulação do comportamento de vários tipos de solo, como as areias, argilas e siltes. O HSM reformulou o modelo constitutivo hiperbólico com fundamentação na teoria de plasticidade, pois adicionou a representação do fenómeno da dilatância dos solos. É um modelo com endurecimento isotrópico, que reproduz, com maior precisão, o comportamento elasto-plástico. Ao contrário do modelo Mohr-Coulomb (modelo elástico perfeitamente plástico), este modelo considera o endurecimento do solo e tem como base o modelo hiperbólico, para além de utilizar três módulos de 34

55 deformabilidade para a definição do solo: o módulo de deformabilidade secante em estado triaxial correspondente a 50% da tensão de rotura (E 50 ), o módulo de deformabilidade edométrico tangente para a tensão vertical (E oed ) e o módulo de deformabilidade na descarga/recarga em estado triaxial (E ur ). Estes estados são para uma tensão de referência de p ref =100 kpa. Segundo o Plaxis (2010), a característica básica do modelo HSM é permitir a variação da rigidez do solo com o estado de tensão, através do parâmetro m, que controla os valores E 50,E ur e E oed. Esta característica constitui uma vantagem do modelo HSM sobre o Modelo Mohr-Coulomb, no qual tem que se definir um valor fixo do módulo de Young que seja compatível com o nível de tensão actuante ou definir manualmente um factor de incremento da rigidez E ref que vai variando com a tensão de referência. No entanto no modelo HSM, só é preciso definir o módulo de carregamento referido à tensão principal menor σ 3 =p ref. No Manual do programa Plaxis 2D, versão 8.2, existem aproximações com algum erro associado, dado que nem sempre se conseguem determinar todos os parâmetros nos ensaios ou através de correlações, mas são consideradas as seguintes: 3 Tendo em conta que o modelo a ser criado é de sucessivas escavações e aplicações de pré-esforço nos vários níveis de ancoragem, é necessário um modelo que simule os ciclos de descarga e recarga exercidos e para tal o melhor modelo é o Hardening Soil. Estes ciclos são explicados pelo fenómeno em que, quando existe um carregamento deviatórico vai ocorrer um decréscimo da rigidez, o que por sua vez, produz deformações plásticas irreversíveis. O modelo Hardening Soil consegue simular o aumento da rigidez do solo com o aumento da pressão, já que apresenta uma relação tensãodeformação não-linear do tipo hiperbólica. Também a dilatância do solo e a superfície de cedência que não é fixa no espaço de tensões principais são consideradas pelo modelo, pois as próprias expansões do terreno provocam deformações plásticas irreversíveis (Raposo, 2007). Os parâmetros do modelo Hardening Soil estão ilustrados na Tabela Estes parâmetros abrangem a maioria dos casos de estudo e apenas devem ser alterados quando é apresentado um estudo específico (Plaxis Manual, s.d). Parâmetros de Resistência c Coesão efectiva kpa φ Ângulo de resistência ao corte º Ψ Ângulo de dilatância º Parâmetros de Rigidez Módulo de deformabilidade secante em estado triaxial correspondente kpa a 50% da tensão de rotura para uma tensão de referência p ref Módulo de deformabilidade edométrico tangente para tensão vertical para uma tensão de referência kpa 35

56 m Potência que expressa a dependência da rigidez em relação ao nível de tensão - Parâmetros Avançados (m=0,5 para Argilas & m=1 para Areias) Módulo de deformabilidade na descarga/recarga em estado triaxial, para uma tensão de referência (3 ) ν ur Coeficiente de Poisson na descarga/recarga (0,2) - p ref Tensão de referência (100 kpa) kpa K 0 Coeficiente de impulso em repouso (1-sin φ ) - R f Quociente de rotura que relaciona a tensão deviatórica na rotura - com a assíntota da hipérbole que traduz a relação tensão-deformação (0,9) Tabela 3. 5 Parâmetros do Hardening Soil kpa Na Tabela 3. 6 encontram-se os parâmetros geotécnicos dos diferentes solos que caracterizam o terreno suportado pela estrutura de contenção, estes valores foram fornecidos pela JetSJ Geotecnia LDA Parâmetros do modelo Solos & Rocha Hardening Soil Aterros Tufos e Brechas Basaltos ϒ [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ ] [ ] [ ] [ ] Drenado Drenado Drenado çã Rígida Tabela 3. 6 Parâmetros geotécnicos dos ZG's presente no modelo (JetSJ Geotecnia LDA) CARACTERIZAÇÃO DA PAREDE DE BERLIM DEFINITIVO Na caracterização da parede de Berlim foram considerados os perfis das microestacas porque são estes que resistem ao esforço de flexão provocado pelo impulso do solo na estrutura e o muro de betão armado que, apesar de ter uma rigidez menor, também contribui para os valores de rigidez axial e de flexão. Os valores da rigidez axial, de flexão como o peso próprio variam consoante o tipo de secção do tubo de microestaca. Para a Secção 1 do Alçado 3-AB o tubo de microestaca tem as seguintes características: Secção Corrente do tubo N80 API 5ª Diâmetro exterior (D) 139,7x9 [mm] Espaçamento entre microestacas (s) 2,00 [m] Rigidez Axial por metro (EA/m) 7,066 x 10 6 [kn/m] Rigidez de Flexão por metro (EI/m) 773,175 [knm 2 /m] Peso por metro (w) 2,3 [kn/m/m] Coeficiente Poisson (ν) 0,3 [-] 36

57 Na modelação no Plaxis a rigidez axial e de flexão é dividida pelo espaçamento existente entre microestacas, mais especificamente pela distância da área de influência que as micros tem sobre a contenção, a partir do projecto determinei que a distância entre as microestacas do painel primário é de 1,60m. Porém, entre os painéis primários existem os painéis secundários que não tem microestacas e têm uma largura de 3,00m. Como tal, defini que a distância de influência para cada micro seria de 0,80m, para o painel primário, e 1,50m para o lado do painel secundário, definindo esse espaçamento num valor arredondado de 2,00m. A hipótese anterior também foi assumida para todo o tipo de diâmetro de microestacas presentes na obra, pois as distâncias entre microestacas e painéis são iguais. Para a Secção 2 do Alçado 5A-HI o tubo de microestaca tem as propriedades: Secção Corrente do tubo N80 API 5ª Diâmetro exterior (D) Espaçamento entre microestacas (s) Rigidez Axial por metro (EA/m) Rigidez de Flexão por metro (EI/m) Peso por metro (w) 177,8x9 [mm] 2,00 [m] 8,132 x 10 6 [kn/m] 1120,00 [knm 2 /m] 2,8 [kn/m/m] Coeficiente Poisson (ν) 0,3 [-] Para a parede de betão foram considerados as seguintes propriedades e a determinação do peso da parede de betão deu-se a partir do ϒ betão =25 kn/m 3 a multiplicar pela espessura (e) da parede. Parede de Betão da Secção 1 e Secção 2 (espessura de 0,35m) Rigidez (E) Espessura da parede (e) Rigidez Axial por metro (EA/m) Rigidez de Flexão por metro (EI/m) Peso por metro (w) 32 [GPa] 0,35 [m] 1,12 x 10 7 [kn/m] 1,143 x 10 5 [knm 2 /m] 8,75 [kn/m/m] Coeficiente Poisson (ν) 0,20 [-] Parede de Betão da Secção 2 Rigidez (E) 32 [GPa] Espessura da parede (e) 0,40 [m] Rigidez Axial por metro (EA/m) 1,28 x 10 7 [kn/m] Rigidez de Flexão por metro (EI/m) 1,707 x 10 5 [knm 2 /m] Peso por metro (w) 10 [kn/m/m] Coeficiente Poisson (ν) 0,20 [-] Para simular o bolbo de selagem que ocorre na base na microestaca recorreu-se ao elemento linear do tipo geossintéitco Geogrid. Este elemento apenas tem rigidez axial de tracção e para o cálculo da 37

58 sua área foi considerado um aumento de 20% em relação à área da secção da microestaca, enquanto que se considerou uma calda de cimento com 27 GPa. As propriedades do bolbo de selagem das diferentes tipo de microestaca diferem do tipo de microestaca Bolbo de Selagem da Microestaca 139,7 x 9 [mm] Rigidez Axial por metro (EA/m) 1,17 x 10 6 [kn/m] Bolbo de Selagem da Microestaca 177,8 x 9 [mm] Rigidez Axial por metro (EA/m) 1,35 x 10 6 [kn/m] CARACTERIZAÇÃO DAS ANCORAGENS A modelação das ancoragens é um problema complexo. Primeiro porque são constituídas por dois elementos e depois como ambos os elementos são lineares e os efeitos a que estão sujeitos são tridimensionais num modelo bidimensional a dificuldade torna-se maior. O comprimento livre da ancoragem é simulado pelo comando node-to-node anchor, que não se liga com a malha de elementos finitos do solo. O bolbo de selagem é simulado pelo elemento linear do tipo geossintético Geogrid, que liga à malha de elementos finitos do solo. Ambos elementos apenas tem rigidez axial de tracção (EA). Na Secção 1 do Alçado 3-AB a parede é constituída por 4 níveis de ancoragem com diferentes comprimentos para cada nível que são apresentados na Tabela Inclinação Ancoragens da Secção 1 Comprimento Livre Bolbo de Selagem (ᵒ) (m) (m) 1º Nível º Nível º Nível º Nível Tabela 3. 7 Características das ancoragens na Secção 1 Na Secção 2 do Alçado 5A-HI a parede é constituída por 6 níveis de ancoragem com diferentes comprimentos e cargas de pré-esforço para cada nível que são apresentados na Tabela Inclinação Ancoragens da Secção 2 Comprimento Livre Bolbo de Selagem (ᵒ) (m) (m) 1º Nível º Nível º Nível º Nível º Nível º Nível Tabela 3. 8 Características das ancoragens na Secção 2 38

59 Para o bolbo de selagem foi considerado uma calda de cimento de 27 GPa. Para o cálculo da sua área foi considerado o diâmetro 20% superior ao diâmetro do cabo, que neste caso é de 200 mm, valor descrito na memória descritiva da obra. O valor da rigidez axial é dividido pelo espaçamento entre ancoragens que para ambas as secções é de 3,00m, excepto no último nível de ancoragens para ambas as secções que é de 6,00m. Os valores da rigidez axial do comprimento livre e do bolbo de selagem das ancoragens estão na Tabela Ancoragens Comprimento Livre [kn] Bolbo de Selagem [kn/m] Espaçamento [m] EA [kn/m] 1,68 x ,80 x ,00 Ancoragens do último nível Comprimento Livre [kn] Bolbo de Selagem [kn/m] Espaçamento [m] EA [kn/m] 1,68 x ,9 x ,00 Tabela 3. 9 Propriedades das ancoragens para o Plaxis Para o valor de pré-esforço das ancoragens, assumiram-se os valores definidos em projecto para cada alçado e para cada nível de ancoragem. Essa carga de pré-esforço foi dividida pela distância entre ancoragens, que em ambos os alçados é de 3,00m de afastamento, excepto para o último nível que é de 6,00m. As ancoragens, como são provisórias, não foram consideradas as perdas diferidas no cálculo do pré-esforço, pois quando forem executadas as lajes da superestrutura, o apoio vai ser garantido por estas. Na Tabela são apresentados os valores do pré-esforço para a Secção 1, do Alçado 3-AB, e da Secção 2, do Alçado 5A-HI, respectivamente, também apresentados em projecto. Tabela Esforços de Pré-esforço Fase Esforço de Tracção [kn/m] [Secção 1] Fase Esforço de Tracção [kn/m] [Secção 2] Nível de Ancoragem Nível de Ancoragem Escavação 1 0,00 0,00 0,00 0,00 Escavação 1 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 Ancoragem 1 260,0 0,00 0,00 0,00 Ancoragem 1 310,0 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 Escavação 2 260,0 0,00 0,00 0,00 Escavação 2 310,0 0,00 0,00 0,00 0,00 0,00 Ancoragem 2 260,0 260,0 0,00 0,00 Ancoragem 2 310,0 310,0 0,00 0,00 0,00 0,00 Escavação 3 260,0 260,0 0,00 0,00 Escavação 3 310,0 310,0 0,00 0,00 0,00 0,00 Ancoragem 3 260,0 260,0 260,0 0,00 Ancoragem 3 310,0 310,0 310,0 0,00 0,00 0,00 Escavação 4 260,0 260,0 260,0 0,00 Escavação 4 310,0 310,0 310,0 0,00 0,00 0,00 Ancoragem 4 260,0 260,0 260,0 130,0 Ancoragem 4 310,0 310,0 310,0 310,0 0,00 0,00 Escavação 5 310,0 310,0 310,0 310,0 0,00 0,00 Ancoragem 5 310,0 310,0 310,0 310,0 310,0 0,00 Escavação 6 310,0 310,0 310,0 310,0 310,0 0,00 Ancoragem 6 310,0 310,0 310,0 310,0 310,0 155,0 Escavação 7 310,0 310,0 310,0 310,0 310,0 155,0 39

60 3.6.3) MALHA DE ELEMENTOS FINITOS E PROCESSO DE CÁLCULO Definida a geometria e as características dos materiais presentes no modelo, segue-se a geração da malha de elementos finitos recorrendo ao comando Generate Mesh. O objectivo deste comando é dividir a geometria inicialmente definida por triângulos, numa malha compatível com os vários elementos estruturais. A posição das camadas do solo, das estruturas e das cargas actuantes é contabilizada na malha de elementos finitos através da geração da malha que parte da posição dos pontos e linhas da geometria do modelo. Condições como nível freático, o estado inicial de tensões efectivas e a própria configuração da geometria são modeladas a partir da geração das tensões iniciais. A presença do nível freático, o estado inicial de tensões efectivas e a própria configuração da geometria são modeladas a partir da geração das tensões iniciais. A presença do nível freático não foi considerada na modelação, pois o seu nível encontra-se inferior à cota de fundação do muro de suporte. Tendo em conta que na Secção 1 a superfície a tardoz da escavação é horizontal as tensões iniciais foram geradas através do procedimento do K 0, ao contrário da Secção 2 em que essa superfície não é horizontal tendo sido criado uma fase de cálculo chamada Gravity Loading para a geração das tensões iniciais, como se verá nos capítulos seguintes ) FASEAMENTO DA SECÇÃO 1 Estando definidos as condições iniciais, segue-se a fase de cálculos, em que se consideram as fases mais relevantes do processo construtivo, que permite determinar os esforços e deslocamentos em cada fase. Como foi atrás referido nesta secção, foi usado o procedimento do K 0, o próprio programa Plaxis 8.2 usa este procedimento quando não é contabilizado o NF, e quando o terreno superficial a tardoz do muro de suporte é horizontal. Os valores do K 0 são definidos automaticamente pelo programa para cada tipo de solo, a partir dos valores de ângulo de atrito (φ ) para cada solo, através da fórmula =1. Tal está descrito da Figura 3. 20, retirada da simulação do modelo. Figura Condições Drenadas, e respectiva tabela automática de valores Ko (Plaxis) 40

61 O faseamento construtivo para a Secção 1 está descrito abaixo. Faseamento Construtivo da Secção 1 do Alçado 3-AB Fase 0 Fase 1 Fase 2 Fase 3 Fase 4 Fase 5 Fase 6 Fase 7 Fase 8 Fase 9 Fase 10 Initial Phase/Repouso Fase Inicial Introdução Microestacas Escavação do 1º nível Execução e tensionamento do 1º nível ancoragens Escavação do 2º nível Execução e tensionamento do 2º nível ancoragens Escavação do 3º nível Execução e tensionamento do 3º nível ancoragens Escavação do 4º nível (cota final definida no projecto) Execução e tensionamento do 4º nível ancoragens A Fase 0 corresponde à Initial Phase é definida por defeito pelo programa, onde se dão todos os deslocamentos devido ao peso do solo, sobrecargas e às condições iniciais. Na Fase 1 activaram-se as sobrecargas a tardoz da contenção e nos parâmetros de controlo accionou-se o comando Reset Displacements to zero de maneira a anular os deslocamentos provocados inicialmente e só entrarem os deslocamentos provocados pelas fases seguintes do processo construtivo, apresentado na Figura Figura Parâmetros da "Fase Inicial" (Plaxis) A Fase 2 diz respeito à introdução das microestacas, entrando nesta simulação a sobrecarga a tardoz e os elementos da microestaca (Plate) e o bolbo de selagem da micro-estaca (Grout), nos parâmetros definidos foi accionado o comando Ignore undrained behaviour e na Loading Input foi definido um 41

62 intervalo de tempo de 24h. A partir da Fase 3 até à última fase, o intervalo de tempo foi definido em 12h, esse valor foi o aconselhado pela memória descritiva da empresa JetSJ Geotecnia LDA. Na Figura estão definidos os parâmetros da Fase 2 da Introdução das Micro-estacas. Figura Parâmetros da "Introdução das Microestacas" (Plaxis) As fases seguintes são repetitivas em que na escavação são desactivadas as camadas de terreno consoante a escavação, e na fase de execução e tensionamento das ancoragens são activadas as ancoragens e respectivos bolbos desse nível, a diferença entre as fases de escavação e de tensionamento das ancoragens reside, na alteração do Material no Plate, com a passagem do material microestacas para o material Parede de Betão (Figura 3. 23). Esta mudança é fundamental no comportamento da estrutura e do solo, pois durante a escavação apenas estão presentes as microestacas para suster os impulsos e momentos do solo a tardoz, enquanto, que no tensionamento das ancoragens já a parede de betão armado foi executada e esta que passa a comportar com os impulsos do terreno. Figura Mudança de material de "Microestacas" para "Parede" (Plaxis) 42

63 Outro pormenor importante relativamente ao Plate é que este é dividido por troços dos níveis dos painéis, em vez de ser um Plate único e uniforme que vai desde a viga de coroamento até à sua cota de encastramento, esta hipótese foi confirmada quando se fez a modelação para este caso e os valores obtidos não se aproximavam sequer dos registos da instrumentação assim como dos valores da modelação feita pela JetSJ, Geotecnia LDA. Este facto explica-se que quando se faz a escavação apenas o troço de microestaca que está à vista actua na resistência ao solo, as microestacas que estão enterradas ainda não estão activadas para essa função e como tal, também na modelação não devem estar activadas. Todos os níveis de ancoragens depois de activados vão estar com pré-esforço mesmo após as escavações continuarem para os níveis seguintes. A escavação no programa não tem em conta o facto dos painéis serem escavados de forma alternada (painéis primários e secundários), esta situação vai ser explicada na modelação do alçado seguinte tendo em conta que o procedimento é idêntico é escusado estar a repetir a mesma explicação ) FASEAMENTO DA SECÇÃO 2 Como foi anteriormente referido nesta secção apesar de não estar presente o NF, o terreno a tardoz do muro não é horizontal, como tal o Plaxis calcula o valor do K 0 mas este não é o correcto, utilizando para isso a fórmula = 1. Na modelação desta secção foram registados vários problemas quando se usavam os parâmetros do perfil geológico descritos na memória descritiva fornecido pela JetSJ Geotecnia LDA. Utilizando esses dados os deslocamentos eram sempre superiores a 100 mm. Depois de uma retro análise profunda, cheguei à conclusão que só poderiam ser dois problemas: a geometria apresentada pelo projecto do modelo geológico estava incorrecto ou as forças de tracção nas ancoragens estavam muito elevadas. A partir dos ensaios disponibilizados da empresa Ancorpor,Geotecnia e Fundações (Figura 3. 24), em que foram ensaiadas as ancoragens desta secção as cargas de blocagem e de carga aplicada eram da ordem dos 930 kn, para o 1º e 2º níveís, e 960 kn, para o 3º nível, o que corresponde aos valores introduzidos para a modelação no Plaxis. Figura Cargas de Blocagem e Cargas aplicada registadas pelas células de carga (Ancorpor) 43

64 Restou apenas a hipótese do modelo geológico não ser o correto. Para sustentar esta hipótese cheguei à conclusão que no primeiro modelo, as ancoragens dos três primeiros níveis estavam a ser encastradas (o bolbo de selagem) num solo composto por aterros e tufos desagregados, em que os valores de coesão c =30 kn/m 2, E 50 =E oed = 30 Mpa e E ur =90 MPa são valores que podem não resistir a forças de tracção impostas na ordem dos 850 a 900 kn sem que não haja rotura do encastramento das ancoragens, este modelo está representado no Anexo II. Como tal tive que alterar o modelo, alterando a geometria da camada de aterros e tufos desagregados em que eram camadas horizontais para a linha da fronteira entre os dois estratos estar agora acompanhar a inclinação do talude a tardoz (Figura 3. 25). Com esta nova geometria as ancoragens passam a encastrar no estrato de Basaltos, aproximando o modelo do Plaxis à realidade. Figura Nova geometria da Secção 2 Com estas alterações a modelação chegou a valores viáveis, próximos da modelação feita pela empresa JetSJ Geotecnia LDA e dos valores da monitorização que vão ser analisados mais à frente. O faseamento da Secção 2 segue abaixo: Fase 0 Fase 1 Fase 2 Fase 3 Fase 4 Fase 5 Fase 6 Fase 7 Fase 8 Fase 9 Fase 10 Fase 11 Fase 12 Fase 13 Fase 14 Fase 15 Faseamento Construtivo da Secção 2 do Alçado 5-A Initial Phase/Repouso Gravity Loading Introdução Microestacas Escavação do 1º nível Execução e tensionamento do 1º nível ancoragens Escavação do 2º nível Execução e tensionamento do 2º nível ancoragens Escavação do 3º nível Execução e tensionamento do 3º nível ancoragens Escavação do 4º nível Execução e tensionamento do 4º nível ancoragens Escavação do 5º nível Execução e tensionamento do 5º nível ancoragens Escavação do 6º nível Execução e tensionamento do 6º nível ancoragens Escavação do 7º nível [cota final definida no projecto] 44

65 A Fase 1 denominada por Gravity Loading, é a geração das tensões iniciais do solo, pois como já foi referido não foram geradas na fase da definição da geometria pelo Plaxis devido ao terreno a tardoz não ser horizontal. No separador Parameters definiu-se o Loading Input para Total Multipliers (Figura 3. 26). Esta fase foi criada com o objectivo de fazer com que se dessem todos os assentamentos devido ao peso do solo, sobrecarga e condições iniciais, para não haver interferências nos deslocamentos devidos às escavações consequentes. Figura Parâmetros da Fase "Gravity Loading" (Plaxis) A Fase 2 corresponde à activação das microestacas e da sobrecarga a tardoz (10 kpa). Nesta fase nos parâmetros de controlo accionou-se o comando Reset Displacements to zero de maneira a anular os deslocamentos provocados inicialmente e só entrarem os deslocamentos provocados pelas fases seguintes do processo construtivo (Figura 3. 27). Figura Parâmetros da "Introdução das microestacas" (Plaxis) As fases seguintes são repetitivas, em que na escavação são desactivadas as camadas de terreno consoante a escavação, e na fase de execução e tensionamento das ancoragens são activadas as 45

66 ancoragens e respectivos bolbos desse nível, a diferença entre as fases de escavação e de tensionamento das ancoragens reside, na alteração do Material no Plate, com a passagem do material microestacas para o material Parede de Betão, tal como explicado na Secção 1. Um pormenor relativo apenas a esta Secção 2, que após o 4º nível de ancoragens a parede de betão vai passar de uma espessura de 0,35m para 0,40m, e como tal os troços do Plate passam do material microestacas para Parede de Betão 0,40m, assim como na fase da 7ª Escavação que quando é desactivada o terreno desse nível, deve-se activar o Plate com o material Parede de Betão 0,40m (Figura 3. 28). Figura Mudança do tipo de material no "Plate" (Plaxis) Todos os níveis de ancoragens depois de activados vão estar com pré-esforço, mesmo após as escavações continuarem para os níveis seguintes. A escavação no programa não tem em conta o facto de os painéis serem escavados de forma alternada (painéis primários e secundários), tirando partido do efeito de arco criado que permite que a escavação ocorra sem descompressão do terreno. Para tal definiu-se o valor de Σ-Mstage=0.5, em vez de 1, como estava pré-definido. Esta redução é explicada para representar o efeito de arco que vai ocorrer nos paineis durante a escavação (Figura 3. 29). Figura Passagem do M-Stage para metade nas fases de escavação (Plaxis) 46

67 Com esta alteração conseguiu-se que a fase de escavação da camada de terreno fosse reduzida para metade, e que os resultados fossem menos gravosos em termos de deslocamentos. Esta simplificação não dará a solução exacta, mas têm sido conseguidas aproximações razoáveis do comportamento de escavações recorrendo a este método. Nas fases do tensionamento das ancoragens o valor Σ-Mstage=1, como está pré-definido, pois quando as ancoragens são tensionadas já todos os painéis secundários estão executados e como tal o efeito de arco deixa de existir, como se pode ver na Figura 3. 30, retirada a 24-Abril-2015, em que a máquina Klemm está a proceder à furação para a execução das ancoragens, já com todos os painéis executados. Figura Pormenor da obra onde ocorre a furação para as ancoragens do último nível já com os painéis executados 47

68 3.6.4) RESULTADOS DA MODELAÇÃO Os resultados da modelação vão ser apresentados pelos dois alçados, tanto a nível dos deslocamentos no solo e da estrutura ) SECÇÃO 1 DESLOCAMENTOS Nas figuras seguintes são apresentados os vários deslocamentos ocorridos no final da escavação assim como a configuração da deformada da malha de elementos finitos (Figura 3. 31). Figura Deformada da Secção 1 (Plaxis) Figura Deslocamentos Totais da Secção 1 - Arrows (Plaxis) 48

69 Figura Deslocamentos Totais da Secção 1 (Plaxis) Nas Figura e Figura podemos verificar a direcção dos deslocamentos totais assim como os seus valores. A tardoz da parede notamos que existe um assentamento do terreno. Por sua vez, o fenómeno de empolamento acontece na escavação, com um valor máximo de 21,39mm. A partir da malha dos elementos finitos Figura verifica-se que os maiores deslocamentos ocorreram entre as ancoragens do 3º e 4º nível. Esta situação explica-se pelo facto das ancoragens deste níveis estarem encastradas num estrato de solo com valores de coesão e de módulos de deformabilidade baixos (tufos e brechas fracturados), ou seja, o encastramento das ancoragens não resiste tanto como se estivesse encastrada na de brechas compactas, onde estão encastradas as ancoragens dos dois primeiros níveis. Figura Deslocamentos Horizontais da Secção 1 (Plaxis) 49

70 Os deslocamentos horizontais apresentados na Figura 3. 34, são no sentido do tardoz do terreno para o interior da escavação e tomam o seu máximo entre o 3º e 4º nível de ancoragens (entre os 10m e os 14m de profundidade), sendo o seu valor máximo de - 9,91 mm. Este fenómeno tem a explicação referida para os deslocamentos totais. Observa-se, também, que nos pontos de ligação entre o bolbo de selagem e o comprimento livre das ancoragens existem acréscimos dos deslocamentos horizontais. Isto representa o esforço de tracção que as ancoragens estão a exercer no bolbo de selagem, que está selado no terreno. Figura Deslocamentos Verticais da Secção 1 (Plaxis) Na Figura estão representados os deslocamentos verticais. Os valores máximos ocorrem no interior da escavação e correspondem a empolamentos na ordem dos 21,39mm. Na superfície do terreno a tardoz vão ocorrer assentamentos entre os 6mm e 8mm a uma distância de 20,00m da contenção. Também é importante determinar os deslocamentos da contenção, estes deslocamentos contam com os deslocamentos do solo provocados pelas respectivas escavações e tensionamentos das ancoragens. No muro o deslocamento horizontal máximo é de 10,04mm na direção da escavação e ocorre a cerca de 12,00m de profundidade a contar a partir do topo da contenção (Figura 3. 37). Justifica-se tendo em conta que a 12,00m de profundidade é a zona entre o 3º e 4º nível de ancoragens onde as ancoragens estão encastradas com características de deformabilidade e rigidez menores para além que no último nível de ancoragens o espaçamento é maior (6,00m) e como tal a força de tracção é menor. O deslocamento vertical máximo é de 3,40mm e corresponde a uma subida do muro (Figura 3. 38), nomeadamente, no topo da contenção. Isto acontece devido ao assentamento do terreno a tardoz devido às sobrecargas carregarem o terreno que acabam por provocar um 50

71 empolamento no lado da escavação e segundo a modelação também um empolamento do próprio muro. Deslocamento Total (máximo = 10,42 mm) Figura Deslocamento Total no muro de contenção (Secção 1) Deslocamento Horizontal (máximo = 10,04 mm) Figura Deslocamento Horizontal no muro de contenção (Secção 1) Deslocamento Vertical (máximo = 3,40 mm) Figura Deslocamento Vertical na contenção (Secção 1) ) SECÇÃO 2 DESLOCAMENTOS Nas figuras seguintes são apresentados os vários deslocamentos ocorridos no final da escavação assim como a configuração da deformada da malha de elementos finitos. Na malha deformada (Figura 3. 39) observa-se uma maior deformação no 4º nível de ancoragens. Isto prende-se com o facto de as ancoragens estarem todas ancoradas no mesmo tipo de terreno e como tal, o que vai determinar o aumento da deformação em profundidade, é o impulso do terreno a tardoz do muro. A partir do 4º nível de ancoragens existe um decréscimo porque o muro passou de uma espessura de 0,35m para 0,40m, o que faz com a deformação passe a ser menor. Figura Deformada da Secção 2 (Plaxis) 51

72 Na Figura observa-se as direcções dos deslocamentos totais que acontecem no solo, como existe a sobrecarga a tardoz é normal que estes sigam na direcção da escavação criando um assentamento na linha do talude e um empolamento no terreno da escavação. Figura Deslocamentos Totais da Secção 2 - Arrows (Plaxis) Figura Deslocamentos Totais da Secção 2 (Plaxis) Como podemos determinar a partir da Figura os deslocamentos máximos totais são de 30,46mm e ocorrem na escavação onde ocorre um empolamento. Já no terreno a tardoz do muro, na área do 1º nível de ancoragem ocorre um pequeno assentamento de cerca de 2,0mm. 52

73 Figura Deslocamentos Horizontais da Secção 2 (Plaxis) Os deslocamentos horizontais apresentados na Figura 3. 42, são no sentido da escavação e têm um valor máximo de 15,98mm à profundidade de 12,00m a contar do topo do muro. Como se observa essa zona é a zona do 4º nível de ancoragem. A partir daí os deslocamentos começam a diminuir pois o muro do 4º nível de painéis para o 5º nível passa de uma espessura de 0,35m para 0,40m e isso é determinante na redução dos deslocamentos. Como todos os níveis de ancoragens estão encastrados no mesmo tipo de terreno, não vão haver grandes diferenças por esse prisma e como tal do 1º ao 4º nível os deslocamentos vão aumentando em direcção à escavação porque o impulso do terreno é maior em profundidade e como tal os impulsos exercidos no muro vão ser maiores. Figura Deslocamentos Verticais da Secção 2 (Plaxis) 53

74 Na Figura estão representados os deslocamentos verticais, os valores máximos ocorrem à superfície do terreno de escavação onde ocorrem empolamentos na ordem dos 30,46mm, enquanto, que no tardoz ocorrem assentamentos que aumentam com a cota do talude. Também é importante determinar os deslocamentos da contenção, estes deslocamentos contam com os deslocamentos do solo provocados pelas respectivas escavações e tensionamentos das ancoragens. No muro o deslocamento horizontal máximo é de 15,98mm na direcção da escavação e ocorre a cerca de 11,50m-12,00m de profundidade a contar a partir do topo da contenção (Figura 3. 45). Justifica-se pela razão apresentada anteriormente na análise dos deslocamentos horizontais. O deslocamento vertical máximo é de 4,53mm e corresponde a um empolamento do muro (Figura 3. 46), nomeadamente, no topo da contenção. Isto acontece devido ao assentamento do terreno a tardoz devido às sobrecargas carregarem o terreno que acabam por provocar um empolamento no lado da escavação e segundo a modelação também um empolamento do próprio muro. Deslocamento Total (máximo = 16,36mm) Figura Deslocamento Total no muro de contenção (Secção 2) Deslocamento Horizontal (máximo = 15,98mm) Figura Deslocamento Horizontal no muro de contenção (Secção 2) Deslocamento Vertical (máximo = 4,53mm) Figura Deslocamento Vertical no muro de contenção (Secção 2) 3.6.5) COMPARAÇÃO ENTRE OS RESULTADOS DA MODELAÇÃO E OS RESULTADOS DA INSTRUMENTAÇÃO. A comparação entre os resultados modelados em Plaxis e os resultados reais disponibilizados pela instrumentação, ajudam a perceber como se pode optimizar as características das camadas de solo presentes nos modelos geológicos para que sejam mais próximos da realidade de maneira a que os resultados da modelação com essas novas propriedades seja o mais próximo possível dos resultados da instrumentação, sem nunca atingir valores que não tenham fundamento teórico. Para a Secção 1, no Alçado AB analisou-se o inclinómetro 1 que está no muro de Munique da Contenção Nascente a 20,5m de profundidade e o alvo topográfico V1 que se encontra na viga de 54

75 coroamento do mesmo muro. Para a Secção 2, no Alçado 5A, analisou-se o inclinómetro 4 que está no muro de contenção sul a 32,5m de profundidade e o alvo topográfico V5 que está localizado na viga de coroamento. Após 1 de Abril, o inclinómetro 1 ficou fora de serviço (deixou de fornecer leituras) e teve de ser instalado outro inclinómetro 1.2 (Figura 3. 47) na mesma contenção para se conseguir fazer as leituras dos deslocamentos do muro. A zeragem desse inclinómetro foi feita a 4 de Maio de 2015 e a na 11ª leitura (8 Maio) já foi possível registar os deslocamentos em ambos os alçados modelados. Figura Informação da introdução do Inc 1.2 (CêGê) Para determinar os deslocamentos na viga de distribuição do topo da contenção foram analisados as leituras dos Alvos topográficos, e apesar de terem sido efectuadas 22 leituras, nesta comparação de valores apenas vão ser analisados duas, nas datas de 20 de Março e 22 de Maio, que representam a execução a meio e no final respectivamente. Foi disponibilizado pela empresa CêGê,LDA os valores dos inclinómetros e pela empresa 33 Grados Topografia Desenho e Fiscalização de Obras Unipessoal Lda. a monitorização do alvos topográficos. Graças às visitas feitas ao longo da execução da obra, consegui fazer uma cronologia (Tabela 3. 11) entre as datas das leituras da instrumentação e em que estado do processo construtivo encontrava-se cada secção estudada. Esta cronologia é muito importante para relacionar e justificar os deslocamentos obtidos com a etapa da execução da contenção periférica. Data Visitas & Leituras Descrição 03-Fev-15 1ª visita Microestacas executadas 18-Fev-15 1ª leitura I1 & I4 20-Fev-15 2ª visita Escavação do 1º nível para ambas Secções 25-Fev-15 2ª leitura I1 & I4 27-Fev-15 3ª visita Secção 2: 1º nível executado 04-Mar-15 3ª leitura I1 & I4 06-Mar-15 4ª visita Secção 1: 1º nível executado com ancoragem Secção 2: A executar 2º nível (sem ancoragem) 11-Mar-15 4ª leitura I1 & I4 13-Mar-15 5ª visita Secção 1: Escavação 2º nível Secção 2: 1º e 2º níveis executados 18-Mar-15 5ª leitura I1 & I4 20-Mar-15 6ª visita Secção 1: 1º e 2º níveis executados com ancoragem Secção 2: A executar 3º nível (sem ancoragem) 20-Mar-15 L12 V1 & V5 25-Mar-15 6ª leitura I1 & I4 27-Mar-15 7ª visita Secção 1: 1º e 2º níveis executados Secção 2: A executar 4º nível (sem ancoragem) 01-Abr-15 7ª leitura I1 & I4 09-Abr-15 8ª leitura I4 10-Abr-15 8ª visita Secção 1: 3º nível escavação Secção 2: 4º nível (com ancoragem) 55

76 16-Abr-15 9ª leitura I4 17-Abr-15 9ª visita Secção 1: 3º nível (com ancoragem) Secção 2: 4º nível (com ancoragem) 22-Abr-15 10ª leitura I4 24-Abr Mai-15 10ª visita 11ª visita Secção 1: Escavação 4º nível Secção 2: 5º nível (sem ancoragem) Secção 1: 4º nível (executar ancoragem) Secção 2: 5º nível (com ancoragem) 8-Mai-15 11ª leitura I1 & I4 22-Maio-15 12ª leitura I1 & I4 22-Maio-15 L22 V1 & V5 Secção 1: 4º nível executado 26-Mai-15 12ª visita Secção 2: 6º nível (com ancoragem) Tabela Cronologia das Visitas, Leituras e descrição dos trabalhos para as 2 secções em estudo Como se pode observar na tabela anterior, as leituras disponibilizadas são até 22 de Maio para ambas as secções. Na Secção 2 falta a instrumentação para verificar a execução do 6º nível de painel e a última escavação, todavia, não é muito gravoso, pois os deslocamentos registados nesta última parte não são representativos comparados com os primeiros níveis. 56

77 DESLOCAMENTOS DA CONTENÇÃO EM PROFUNDIDADE SECÇÃO 1 Como já foi referido durante a execução do 3º nível, o inclinómetro estava fora de serviço e como tal não foi feita a instrumentação aquando da sua execução, apenas foi possível fazer a comparação dos deslocamentos nos dois primeiros níveis e na etapa final do alçado. Na Figura 3. 48, estão ilustrados os deslocamentos obtidos em modelação e da instrumentação na execução da escavação e execução da ancoragem do 1º nível de painel. A data da instrumentação da primeira escavação e 1ª ancoragem foi a 18-Fevereiro-2015 e 4-Março-2015, respectivamente. Na Figura 3. 49, estão ilustrados os deslocamentos obtidos em modelação e da instrumentação na execução da escavação e execução da ancoragem do 2º nível de painel. A data da instrumentação da 2ª escavação e 2ª ancoragem foi a 11-Março-2015 e 18-Março-2015, respectivamente. Deslocamentos Horizontais (mm) Deslocamentos Horizontais (mm) Profundidade (m) 1º Escavação (Instrumentação) 1º Escavação (Modelação) 1º Ancoragem (Instrumentação) 1º Ancoragem (Modelação) Profundidade (m) 2º Escavação (Instrumentação) 2º Escavação (Modelação) 2º Ancoragem (Instrumentação) 2º Ancoragem (Modelação) Figura Figura

78 Na Figura 3. 50, estão ilustrados os deslocamentos obtidos em modelação e da instrumentação da estrutura de contenção na sua fase final, a instrumentação mais representativa desses deslocamentos data de 22-Maio Deslocamentos Horizontais (mm) Profundidade (m) Final (Instrumentação) Final (Modelação) Figura Deslocamentos Horizontais do muro na fase final na Secção 1 (Instrumentação e Modelação) 58

79 SECÇÃO 2 Nesta secção foram analisados os dados do inclinómetro 4, que esteve sempre em serviço, todos os níveis foram analisados exceptuando o 3º nível porque, nas visitas à obra entre 20 de Março e 27 Março passou da escavação do 3º nível, logo para a escavação do 4º nível. Não tendo informações concretas sobre a execução do 3º nível foi preferível não analisá-lo. Na Figura 3. 51, estão ilustrados os deslocamentos obtidos em modelação e da instrumentação na execução da escavação e execução da ancoragem do 1º nível de painel. A data da instrumentação da primeira escavação e 1ª ancoragem foi a 18-Fevereiro-2015 e 25-Fevereiro-2015, respectivamente. Na Figura 3. 52, estão ilustrados os deslocamentos obtidos em modelação e da instrumentação na execução da escavação e execução da ancoragem do 2º nível de painel. A data da instrumentação da 2ª escavação e 2ª ancoragem foi a 4-Março-2015 e 11-Março-2015, respectivamente. Deslocamentos Horizontais (mm) Deslocamentos Horizontais (mm) Profundidade (m) 20 Profundidade (m) º Escavação (Instrumentação) 1º Escavação (Modelação) 1º Ancoragem (Instrumentação) 1º Ancoragem (Modelação) º Escavação (Instrumentação) 2º Escavação (Modelação) 2º Ancoragem (Instrumentação) 2º Ancoragem (Modelação) Figura Figura

80 Na Figura 3. 53, estão ilustrados os deslocamentos obtidos em modelação e da instrumentação na execução da escavação e execução da ancoragem do 4º nível de painel. A data da instrumentação da 4ª escavação e 4ª ancoragem foi a 25-Março-2015 e 11-Abril-2015, respectivamente. Na Figura 3. 54, estão ilustrados os deslocamentos obtidos em modelação e da instrumentação na execução da escavação e execução da ancoragem do 2º nível de painel. A data da instrumentação da 5ª escavação e 5ª ancoragem foi a 22-Abril-2015 e 8-Maio-2015, respectivamente. Deslocamentos Horizontais (mm) Deslocamentos Horizontais (mm) Profundidade (m) 20 Profundidade (m) º Escavação (Instrumentação) 4º Escavação (Modelação) 4º Ancoragem (Instrumentação) 4º Ancoragem (Modelação) º Escavação (Instrumentação) 5º Escavação (Modelação) 5º Ancoragem (Instrumentação) 5º Ancoragem (Modelação) Figura Figura

81 Na Figura 3. 55, estão ilustrados os deslocamentos obtidos em modelação e da instrumentação da estrutura de contenção na sua fase final, a instrumentação mais representativa desses deslocamentos data de 22-Maio Deslocamentos Horizontais (mm) Profundidade (m) 25 Final (Instrumentação) Final (Modelação) 30 Figura Deslocamentos Horizontais no muro na fase final da Secção 2 (Instrumentação e Modelação) 61

82 DESLOCAMENTOS DA VIGA DE DISTRIBUIÇÃO DA CONTENÇÃO Para esta análise vai se recorrer aos dados registados pelas leituras das marcas topográficas situadas no topo da contenção. SECÇÃO 1 Para esta secção vai ser analisado o AT V1 (Figura 3. 56), e foi-se levantar os valores do Plaxis na etapa da 2ª Ancoragem e da Solução final, apresentados na Tabela Modelação Deslocamentos [mm] Instrumentação Deslocamentos [mm] 2ª Ancoragem -6,0 L12 (20-Março-2015) -2,5 Solução Final -2,3 L22 (22-Maio-2015) +8,5 Tabela Resultados da Modelação e Instrumentação (Secção 1) SECÇÃO 2 Figura Posição do Alvo V1 Para esta secção vai ser analisado o AT V5 (Figura 3. 57), levantaram-se os valores obtidos na modelação em Plaxis na etapa da 3ª Escavação e Solução Final (Tabela 3. 13). Modelação Deslocamentos [mm] Instrumentação Deslocamentos [mm] 3ª Escavação -11,6 L12 (20-Março-2015) -0,1 Solução Final -4,4 L22 (22-Maio-2015) +15 Tabela Resultados da Modelação e Instrumentação (Secção 2) Figura Posição do Alvo V2 Os resultados mostram que a modelação tem valores de deslocamentos diferentes da instrumentação, daí ser necessário fazer uma análise paramétrica de maneira a testar novas características dos solos para que os resultados sejam o mais próximo dos resultados de instrumentação, para que possam apresentar soluções mais optimizadas num futuro. A explicação 62

83 para a diferença de valores dos deslocamentos prende-se pelo facto das características do solo não serem exactas na modelação, podendo haver diferenças em relação à realidade presente, assim como um excesso dos valores de pré-esforço de tracção nas ancoragens para que a modelação apresente resultados conservativos. Outra situação que se tem em conta é que não existe uniformidade dos resultados entre as leituras dos inclinómetros e dos Alvos Topográficos. A título de exemplo, na última leitura do inclinómetro I4 e no Alvo V5, temos +47,00mm e +15,00mm, respectivamente. Isto pode demonstrar que existem erros nas leituras da instrumentação, especialmente nos inclinómetros nos primeiros metros de profundidade, onde a sua má colocação ou pequenas perturbações à superfície podem ter consequências graves nas leituras, como tal, vou ignorar os valores dos primeiros 2,50m de profundidade dos inclinómetros e contar que, a partir daí, os resultados sejam mais próximos do que realmente o solo está a impor à contenção em termos de deslocamentos. CARGA NAS ANCORAGENS SECÇÃO 1 O alinhamento que diz respeito a esta secção é o alinhamento 5 de ancoragens, que tem 4 níveis de ancoragem. A partir dos ensaios feitos pela Ancorpor, Geotecnia e Fundações conseguiu-se fazer uma comparação das leituras das células de carga instaladas e os valores da modelação Plaxis (Tabela 3. 14). Célula Carga (kn) Plaxis (kn) Célula Carga (kn) Ancoragem 5 Plaxis Célula Carga (kn) (kn) Plaxis (kn) Célula Carga (kn) Data Plaxis (kn) 1º Nível , ,6 Data º Nível , , ,1 Data º Nível , , ,9 Data º Nível , ,4 Tabela Valores de Tracção nas Ancoragens na Secção 1 (Células de Carga e Plaxis) 63

84 SECÇÃO 2 O alinhamento que diz respeito a esta secção é o alinhamento 39 de ancoragens que tem 6 níveis de ancoragem. A partir dos ensaios feitos pela Ancorpor, Geotecnia e Fundações conseguiu-se fazer uma comparação das leituras das células de carga instaladas e os valores da modelação Plaxis (Tabela 3. 15). Célula Carga (kn) Plaxis (kn) Célula Carga (kn) Ancoragem 39 Plaxis (kn) Célula Carga (kn) Plaxis (kn) Célula Carga (kn) Data Plaxis (kn) 1º Nível , , ,8 Data º Nível , , ,7 Data º Nível , , ,2 Data º Nível , , ,7 Tabela Valores de Tracção nas ancoragens na Secção 2 (Células de Carga e Plaxis) 3.7) RETROANÁLISE Após a determinação dos valores da instrumentação, chegou-se à conclusão que os valores modelados em Plaxis não correspondem à situação real presente em obra. Isto pode ocorrer por problemas na modelação da geometria dos alçados, nas propriedades impostas aos materiais, nas forças de tracção de pré-esforço introduzidas e, sobretudo, nas propriedades introduzidas para o solo, dados a partir dos ensaios de prospecção, como se sabe em geotecnia a margem de variabilidade e complexidade dos dados é maior do que nos outros ramos de engenharia civil, porque o comportamento dos solos é imprevisível e,como tal, nunca se poderá determinar com 100% de certezas as propriedades dos solos, especialmente, os solos que se encontram a uma grande profundidade. Porém, durante e após a execução das contenções periféricas foram registados os deslocamentos horizontais presentes ao longo da contenção e a partir da modelação e alteração das propriedades do solo, pode-se chegar a resultados mais próximos dos dados pela instrumentação, chegando, assim, a soluções mais optimizadas e que possam ser usados em futuras obras do mesmo género e em locais próximos. Podemos ver que, tanto na Secção 1 como na Secção 2, os deslocamentos apresentados pelo Plaxis diferem bastante dos deslocamentos da monitorização, especialmente nas etapas das escavações a maior profundidade, onde a certeza das condições e propriedades dos solos é menor. Especialmente na Secção 2 existe uma grande discrepância entre valores, este facto pode ser explicado por nesta zona a profundidade da contenção ser muito maior em relação à Secção 1, e pelo facto de ter um maior número de níveis de ancoragem. Os deslocamentos ocorrem na modelação para o interior da escavação, tal como na instrumentação. Porém, os valores são bastante 64

85 diferentes, especialmente no topo do muro em qualquer um dos alçados. Isto pode significar várias hipóteses, ou os valores de pré-esforço introduzidos estão excessivamente elevados, ou o terreno na realidade tem maior resistência do que foi introduzido no Plaxis ou os valores da instrumentação podem estar alterados por razões alheias às suas leituras, como má colocação ou introdução de deslocamentos na superfície a tardoz que alterem os dados ) ESTUDO PARAMÉTRICO A análise paramétrica foi realizada para cada camada de solo para as duas secções estudadas. Alterando os valores das propriedades do solo, vai se determinar os novos valores modelados e fazer uma comparação em relação aos valores dos inclinómetros e alvos topográficos para cada alçado, até chegar a um ponto em que ambos os valores estejam próximos, sem nunca ultrapassar o que é viável para as propriedades de um solo. A complexidade de fazer esse estudo para todas as etapas do processo construtivo de cada alçado será enorme e pode chegar a valores que não espelhem a realidade. Como tal, apenas vão ser analisados e comparados os deslocamentos horizontais ao longo da cortina e no topo da cortina das escavações finais das duas secções estudadas. Para a Secção 1, foram analisados os dados do I1 e I1.2 (após 8 de Maio, situação já explicada anteriormente) para os deslocamentos horizontais ao longo da cortina (Tabela 3. 16) e o Alvo Topográfico V1 para o deslocamento horizontal no topo da cortina (Tabela 3. 17) no final da escavação. Inclinómetro deslocamento horizontal medido no muro Deslocamento Horizontal Máximo Ux (mm) Inclinómetro I1.2 (-0,5m) -3,2 Plaxis Modelação Inicial (-12,00m) +10,0 Tabela Deslocamento Horizontal no muro na fase final da Secção 1 (Inclinómetro e Plaxis) Alvo Topográfico deslocamento horizontal no topo do muro Deslocamento Horizontal Máximo Ux (mm) Alvo V1 +8,5 Plaxis Modelação Inicial -2,3 Tabela Deslocamento Horizontal no muro na fase final da Secção 1 (AT e Plaxis) Analisando os dados é importante referir que o maior deslocamento obtido pelo inclinómetro é à profundidade de 0,50m, enquanto, que na modelação o seu máximo ocorreu a 12,0m de profundidade. É também uma questão importante de analisar, já que a data da leitura para o inclinómetro e para o alvo topográfico foi a mesma (22 de Maio) e ambos estão a uma profundidade semelhante, como tal, não se explica que, para o alvo topográfico, haja um valor de +8,5mm e para o inclinómetro a 0,5m de profundidade, exista um deslocamento horizontal de -3,2mm de sentido contrário. Resumindo existe incompatibilidade entre os ensaios, mas não é possível determinar qual deles tem a maior margem de erro. Como tal vamos assumir os valores do Alvo Topográfico como os 65

86 correctos para o topo do muro e os valores a partir dos 2,5m de profundidade do Inclinómetro como os valores correctos. Alvo Topográfico deslocamento horizontal medido no muro para 0,5m prof. Deslocamento Horizontal Máximo Ux (mm) AT V1 +8,5 Plaxis Modelação Inicial -2,3 Tabela Comparação dos deslocamentos horizontais para a mesma profundidade entre Plaxis e AT V1 Inclinómetro deslocamento horizontal medido no muro para 12,0m prof. Deslocamento Horizontal Máximo Ux (mm) Inclinómetro I1.2-1,7 Plaxis Modelação Inicial +10,0 Tabela Comparação dos deslocamentos horizontais para a mesma profundidade entre Plaxis e Inc I1.2 Para a Secção 2, foram analisados os dados do I4 para os deslocamentos horizontais ao longo da cortina (Tabela 3. 20) e o Alvo Topográfico V5 para o deslocamento horizontal no topo da contenção (Tabela 3. 21) no final da escavação. Inclinómetro deslocamento horizontal medido no muro Deslocamento Horizontal Máximo Ux (mm) Inclinómetro I4 (-0,5m) +47,0 Plaxis Modelação Inicial (-12,5m) +15,8 Tabela Deslocamento Horizontal no muro na fase final da Secção 2 (Inclinómetro e Plaxis) Alvo Topográfico deslocamento horizontal no topo do muro Deslocamento Horizontal Máximo Ux (mm) Alvo V5 +15,0 Plaxis Modelação Inicial -4,4 Tabela Deslocamento Horizontal no muro na fase final da escavação da Secção 2 (AT e Plaxis) Analisando os dados é importante referir que o maior deslocamento obtido pelo inclinómetro I4 é à profundidade de 0,50m, enquanto, que na modelação o seu máximo ocorreu a 12,5m de profundidade. É uma questão importante analisar a data da leitura para o inclinómetro e para o alvo topográfico (22 de Maio) e à mesma profundidade, o alvo topográfico marca um valor de +15mm para os deslocamentos horizontais e para o inclinómetro a 0,50m de profundidade existe um deslocamento horizontal de +47,0mm. Resumindo existe incompatibilidade entre os ensaios, mas não é possível determinar qual deles tem a maior margem de erro. Como tal vamos assumir os valores do Alvo Topográfico como os correctos para o topo do muro e os valores a partir dos 2,5m de profundidade do Inclinómetro como os valores correctos para os deslocamentos ao longo do muro. 66

87 Na Tabela estão os valores para os deslocamentos obtidos na instrumentação para a Secção 1 e Secção 2, respectivamente. Na Tabela os valores obtidos na modelação para as mesmas profundidades nos respectivos alçados. Secção 1 Instrumentação Secção 1 Plaxis V1 (-0,5m) +8,50 mm (-0,5m) -2,30 mm I1.2 (-12,0m) -1,70 mm (-12,0m) +10,0 mm Tabela Comparação dos deslocamentos horizontais para a mesma profundidade entre Plaxis e Instrumentação na Secção 1 Secção 2 Instrumentação Secção 2 Plaxis V5 (-0,5m) +15,00 mm (-0,5m) -4,40 mm I4 (-12,5m) +19,60 mm (-12,5m) +15,80 mm Tabela Comparação dos deslocamentos horizontais para a mesma profundidade entre Plaxis e Instrumentação na Secção 2 PARÂMETROS ESCOLHIDOS E RESULTADOS Para fazer as alterações previstas nos solos é necessário determinar quais as camadas em que podemos alterar as suas propriedades. Para tal foram alteradas as propriedades das três camadas presentes na geometria do modelo. Ao alterar os valores dos solos um de cada vez, e fazendo novas modelações para essas alterações foi se aproximando os valores modelados com os valores reais, a alteração dos valores dos módulos de elasticidade foram aqueles que mais efeito faziam nos deslocamentos horizontais, como era de prever. Na análise vai se começar pela Secção 2, porque foi onde os deslocamentos tiveram maior discrepância entre a modelação e a instrumentação. SECÇÃO 2 Na análise de resultados do Plaxis é possível determinar uma figura da contenção da Secção 2 onde são apresentados os vários pontos de plastificação (Figura 3. 58). Analisando essa figura observa-se que na camada de basalto, especialmente na zona do bolbo de selagem existe uma grande concentração de pontos onde ocorreu endurecimento por corte (Hardening points Verde), também existe na mesma zona uma grande concentração de pontos de endurecimento por acréscimo de tensão normal e endurecimento por corte (Cap & Hardening Points Azul Claro). O que faz sentido pois é onde as ancoragens estão encastradas e onde existem as maiores forças que o solo vai sofrer. Junto ao topo da contenção existe uma concentração de pontos azuis (Cap Points) que significam que o houve endurecimento por aumento ou diminuição da tensão normal, em nenhuma zona, encontramos pontos de plastificação (Mohr-Coulomb Points Vermelho) o que significa que o terreno está longe de sofrer plastificação e sofrer roturas. Tendo isto em consideração é possível aumentar os valores dos módulos de deformabilidade. Relativamente aos basaltos o valor do ângulo já é elevado (40º). O mais importante na retroanálise é puder alterar as propriedades do solo, dentro do que é realmente possível. 67

88 Figura Pontos de Plastificação na Secção 2 Nesta retroanálise, várias hipóteses foram consideradas, para não sobrecarregar esta dissertação com imagens de modelos, apenas serão colocados as alterações aos solos e os resultados obtidos. 1º Hipótese: Aumentar os valores dos módulos de deformabilidade da camada dos Aterros e Tufos. Nos valores do Alvo Topográfico chega-se à conclusão que existe um maior deslocamento que a contenção sofre para o interior da escavação, do que a modelação dá. Pode significar que o solo da 1ª camada de Aterros e Tufos é muito mais rígido do que aquele que foi modelado pela primeira vez. Como já foi referido, os ensaios de SPT para esta camada estão num intervalo de 12 a 60 pancadas, como tal, existe um grande intervalo das propriedades do terreno e os dados usados inicialmente para a modelação podem não corresponder à realidade, sendo a primeira hipótese aumentar estes valores. Na Tabela 3. 24, estão apresentadas as várias iterações com a alteração das propriedades em negrito relativamente às iniciais, a 3ª iteração já está no limite do que será possível para este tipo de material e do que estava presente no terreno, mas foi modelado para que com os seus resultados apresentados na Tabela 3. 25, se possa perceber que, nem assim, se chegam aos resultados da instrumentação no topo do muro. 68

89 Parâmetros do modelo Aterros e Tufos Hardening Soil 1ª Iteração 2ª Iteração 3ª Iteração ϒ [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ ] [ ] [ ] [ ] Drenado Drenado Drenado çã Rígida Tabela Iterações nas propriedades dos Aterros e Tufos para a modelação da Secção 2 Secção 2 Instrumentação 1ª Iteração Plaxis 2ª Iteração Plaxis 3ª Iteração Plaxis V5 (-0,5m) +15,00mm (-0,5m) +5,40mm (-0,5m) +6,70mm (-0,5m) +7,40mm I4 (-12,5m) +19,60mm (-12,5m) +19,70mm (-12,5m) +18,60mm (-12,5m) +18,10mm Tabela Resultados dos deslocamentos da modelação para cada iteração para diferentes profundidades para a Hipótese 1 2º Hipótese: Criar uma nova camada na superfície que esteja mais próxima de valores de um Aterro e Tufos. Dado o grande intervalo de valores de NSPT da 1ª camada, tomei como hipótese que, nos primeiros metros da superfície dessa camada, estava o solo com piores resultados e que, de seguida, estaria um solo com os valores próximos das 60 pancadas, ou seja, um solo com uma maior rigidez, esta hipótese era suportada pelo facto que durante a obra os primeiros metros de escavação eram executados com um grande cuidado e apenas numa frente, mas a partir dos 3,00-4,00 m o solo já suportava mais que uma frente de trabalho e a sua coesão era suficiente sem criar grandes roturas. Em suma, acrescentei essa nova camada à superfície (Figura 3. 59) e modelei com os valores iniciais da camada de Aterros e Tufos. Relativamente à camada antiga aumentei a sua coesão e valores de módulo de deformabilidade para chegar mais tarde à conclusão que são os módulos de deformabilidade que alteram os valores dos deslocamentos e não a coesão e o ângulo de atrito (Tabela 3. 26). 69

90 Figura Nova geometria para a Secção 2 com o acréscimo de uma nova camada nos Aterros e Tufos Parâmetros do modelo Aterros e Tufos Hardening Soil 1ª camada 2ª camada ϒ [ / [ / [ / [ / [ / [ [ ] 1 1 [ 0 0 Drenado Drenado çã Rígida Tabela Novos parâmetros distribuídos pelas duas camadas de Aterros e Tufos para a 2ª Hipótese Secção 2 Instrumentação Secção 2 Plaxis V5 (-0,5m) +15,00mm (-0,5m) -4,50mm I4 (-12,5m) +19,60mm (-12,5m) +12,70mm Tabela Resultados da Modelação e Instrumentação da 2ª Hipótese (Secção 2) Pelos resultados da modelação (Tabela 3. 27), cheguei à conclusão que tive que refutar esta hipótese. Qualquer alteração no topo da camada dos aterros em que diminua a rigidez ou coesão, vai fazer com que os valores se distanciem dos valores da Instrumentação. 70

91 3ª Hipótese: Aumentar a SobreCarga a Tardoz Tendo em conta, a 2º hipótese ter sido refutada, não faria sentido criar uma camada no topo que fosse mais coesa, como a representar um maciço rochoso, porque apesar de isso aproximar os valores da modelação aos valores da Instrumentação isso não seria representativo do terreno. Primeiro porque não foi encontrado nenhum maciço rochoso no local, e em segundo porque na disciplina de Túneis do curso Engenharia Civil do Instituto Superior Técnico foi dado um caso de estudo na execução de um túnel, e foi concluído que na zona não existia nenhum maciço rochoso. A única forma de estabelecer equidade dos valores da modelação com os do Alvo Topográfico no topo é aumentar a sobrecarga de maneira a que seja possível chegar a esses valores. Assumindo o modelo da geometria inicial como correcto e os parâmetros do solo dos Aterros e Tufos como da 3ª Iteração da Hipótese 1. O aumento da SobreCarga foi de 10kPa para 20kPa, um aumento superior ao dobro seria irrealista, após nova modelação os resultados obtidos estão na Tabela e aproximam-se dos valores da instrumentação. Secção 2 Instrumentação Secção 2 Plaxis V5 (-0,5m) +15,00mm (-0,5m) +8,60mm I4 (-12,5m) +19,60mm (-12,5m) +19,90mm Tabela Resultados da Modelação e Instrumentação da 1ª e 3ª Hipótese (Secção 2) Conclusão Após as 3 hipóteses mais prováveis, optei por fazer a modelação com os valores da 3ª Iteração da Hipótese 1, e aumentar a sobrecarga para 20kPa. Obtendo os resultados que se encontram na Tabela 3. 28, estando muito próximos dos da Instrumentação. As propriedades do Basalto mantiveram-se inalteradas. Na Figura estão apresentados os deslocamentos horizontais fornecidos pelo inclinómetro I4, da modelação inicial e da optimização estudada. Como se pode observar, houve uma aproximação dos resultados da instrumentação nos primeiros metros de profundidade, mas um afastamento em relação ao final da contenção, a modelação não está correcta porque é de extrema importância não existirem deslocamentos horizontais na zona do encastramento da contenção e não é o que se verifica. Esta situação pode ter sido ocorrida por uma má simulação da zona do encastramento. Em relação à diferença entre valores da instrumentação, é importante realçar de novo a disparidade de valores entre dos inclinómetros e os Alvos Topográficos para a mesma profundidade, tendo em conta que existe um maior erro na execução e leitura dos inclinómetros, assumiu-se que os valores dos Alvos Topográficos seriam aqueles que serviriam de resultados padrão para a comparação dos deslocamentos horizontais no topo da contenção. 71

92 Deslocamentos Horizontais (mm) Profundidade (m) 20 Final (Instrumentação) Final (Modelação) Final (Optimização) Figura Deslocamentos Horizontais da fase final pela Instrumentação, Modelação Inicial e Optimização da Secção 2 72

93 SECÇÃO 1 Na análise de resultados do Plaxis é possível determinar uma figura da contenção da Secção 1 onde são apresentados os vários pontos de plastificação (Figura 3. 61). Analisando essa figura observa-se que nas últimas três camadas de brechas e tufos compactos, tufos desagregados e basaltos existe uma grande quantidade de pontos onde ocorreu endurecimento por corte (Hardening points Verde). Na camada de aterros e tufos desagregados e brechas compactas existe uma grande percentagem de pontos de endurecimento por acréscimo de tensão normal e endurecimento por corte (Cap & Hardening Points Azul Claro). Tendo isto em consideração, é possível aumentar o valor do ângulo de resistência ao corte das camadas de aterros, tufos desagregados. Relativamente às brechas compactas, o valor do ângulo já é grande o suficiente (40º). Relativamente à camada de basaltos manteve-se o valor do ângulo de resistência ao corte porque o valor já é elevado por si só. Como não existem zonas plastificadas (Mohr-Coulomb Points Vermelho), significa que toda a zona sofreu endurecimento, o que significa que ainda há espaço até à plastificação. Figura Pontos de plastificação da Secção 1 Antes de se passar à alteração das propriedades do terreno, Tabela 3. 29, estão as propriedades das três camadas utilizadas na 1ª modelação. Tomar em atenção que a sobrecarga a tardoz também já foi alterada para 20kPa como na Secção 1, não faria sentido fazer numa Secção com um determinado valor para a sobrecarga e para outra Secção alterar esse valor. 73

94 Parâmetros do modelo Solos Hardening Soil Aterros Tufos e Brechas Basaltos ϒ [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ ] [ ] [ ] Drenado Drenado Drenado çã Rígida Tabela Parâmetros iniciais dos solos (Secção 1) 1ª Hipótese: Alterar os valores da 3ª camada de Tufos No modelo do terreno segundo o projecto, a 1ª e 3ª camada correspondem ao mesmo tipo de terreno: Aterros e Tufos e são dadas as suas propriedades sem alterações, porém, na realidade isto não ocorre, primeiro porque à profundidade da 3ª camada a existência de Aterros é baixa, e as características dos Tufos serão diferentes junto à superfície ou a uma maior profundidade com um estrato de brechas a compactar e a tornar este solo mais coeso e rígido. Como tal assumiu-se que deve existir um novo tipo de solo a ser representado na 3ª camada (Figura 3. 62) na modelação, composto por Tufos e com as características apresentadas para os Aterros e Tufos da Secção 1, relativamente aos Aterros e Tufos (1ª camada) as características mantiveram-se. A A y 0 x 1 Figura Nova Geometria da Secção 1 (1ª Hipótese) 74

95 Na Tabela 3. 30, estão apresentadas as alterações feitas na camada de tufos (a negrito) desagregados nos valores do módulo de elasticidade e o ângulo de atrito interno explicadas pelos pontos de plastificação. Parâmetros do modelo Solos Hardening Soil Aterros e Tufos Tufos e Brechas Tufos Basaltos ϒ [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ ] [ ] [ ] Drenado Drenado Drenado Drenado çã Rígida Tabela ª Hipótese das propriedades do solo (Secção 1) Voltando a fazer a modelação em Plaxis com as alterações de propriedades nos aterros, chegaramse aos resultados apresentados na Tabela para os valores do inclinómetro I1.2 à profundidade 12,0m e do Alvo V1 para a profundidade 0,50m. Secção 1 Instrumentação Secção 1 Plaxis V1 (-0,5m) +8,50 mm (-0,5m) -1,8 mm I1.2 (-12,0m) -1,70 mm (-12,0m) +3,50 mm Tabela Valores dos deslocamentos da Modelação e Instrumentação para a 1ª Hipótese (Secção 1) 2ª Hipótese: Melhorar as características das brechas e tufos Na 1ª Hipótese os valores da nova modelação já estão mais próximos dos valores da instrumentação. Nesta 2ª hipótese vai ser feita uma melhoria dos módulos de deformabilidade e de coesão da 2ª camada (tufos e brechas), esta camada também é muito importante no impacto que vai ter na contenção, pois é onde os dois primeiros níveis de ancoragens vão estar encastrados e como tal é necessário que seja um solo muito rígido para resistir às forças de tracção impostas pelas ancoragens. 75

96 No Tabela estão apresentados os valores das alterações das propriedades do terreno para a 2ª camada e já com a alteração feita na 1ª hipótese. Parâmetros do modelo Solos Hardening Soil Aterros e Tufos Tufos e Brechas Tufos Basaltos ϒ [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ ] [ ] [ ] Drenado Drenado Drenado Drenado çã Rígida Tabela º Hipótese das propriedades dos solos (Secção 1) Voltando a fazer a modelação em Plaxis com as alterações de propriedades nos aterros, chegaramse aos resultados apresentados na Tabela para os valores do inclinómetro I1.2 à profundidade 12,0m e do Alvo V1 para a profundidade 0,50m. Secção 1 Instrumentação Secção 1 Plaxis V1 (-0,5m) +8,50 mm (-0,5m) -2,0 mm I1.2 (-12,0m) -1,70 mm (-12,0m) +3,20 mm Tabela Valores dos deslocamentos da Modelação e Instrumentação para a 2ª Hipótese (Secção 1) Em suma, os valores mantiveram-se praticamente idênticos, um aumento superior ao registado nos valores de coesão ou de módulos de deformabilidade pode não corresponder à realidade e como tal, apenas se assumiu até estes limite. Não foi feita nenhuma alteração nas propriedades do basalto, porque este estrato está a uma profundidade que tem pouco efeito sobre a contenção, e como tal, não foi necessária fazer qualquer incremento das suas características. 76

97 Na Tabela 3.34, estão os deslocamentos horizontais da instrumentação dados pelo inclinómetro I1.2, pela modelação inicial e pela optimização que se assumiu para a Secção 1. Justica-se a optimização nesta Secção estar mais próxima dos valores de Instrumentação, porque como nesta Secção a contenção não encastra tantos metros no Basalto como a contenção da Secção 2, e como as características do Basalto não foram optimizadas é normal que neste caso os valores estejam mais próximos do que a optimização da Secção 2. Outra razão é o facto da altura da parede desta Secção ser menor do que na Secção 2, ou seja, se houver discrepâncias entre as propriedades inputadas no modelo e as propriedades reais do terreno, esta vão se notar mais numa contenção com maior altura como é o caso da Secção Deslocamentos Horizontais (mm) Profundidade (m) Final (Instrumentação) 14 Final (Modelação) Final (Optimização) Tabela Deslocamentos Horizontais da fase final pela Instrumentação, Modelação Inicial e Optimização da Secção 1 77

98 4) SOLUÇÕES ALTERNATIVAS Aquando dum projecto é frequente não só dimensionar uma solução, por vezes pode ser necessário executar variantes de projecto para que possam surgir alternativas viáveis para a execução de uma obra. Neste capítulo vai ser efectuada essa análise, dando duas soluções alternativas à solução de Muro de Munique que foi executada. A primeira solução alternativa é mais uma optimização da solução usada, do que propriamente um novo tipo de solução, pois a única alteração será suprimir o último nível de ancoragens à contenção por Muros de Munique. A segunda solução alternativa será uma contenção periférica através da cortina de estacas espaçadas 1,50m e com o mesmo número de níveis de ancoragens que a solução executada na obra. Neste capítulo também será feita uma análise dos deslocamentos e uma análise económica para cada solução e comparar com a solução utilizada, e fazer uma análise geral com essas duas vertentes para determinar qual poderá ser a melhor solução. 4.1) SOLUÇÃO DE MURO MUNIQUE SEM ÚLTIMO NÍVEL DE ANCORAGEM DESCRIÇÃO Esta solução será uma optimização da solução adoptada, analisada e já modelada anteriormente. O seu processo construtivo será todo idêntico, com a diferença que não será executado o último nível de ancoragens em toda a contenção. MODELAÇÃO NUMÉRICA A modelação será feita no programa Plaxis 2D. Tal como na modelação da solução executada também serão estudadas as mesmas secções: Secção 1 (Alçado AB) e Secção 2 (Alçado HI). A geometria do terreno, dos níveis de ancoragens que não foram suprimidos e de contenção em geral serão todos iguais, incluindo as propriedades dos materiais e as cargas de pré-esforço nos níveis de ancoragem existentes. Sobre as características do terreno e da própria sobrecarga, serão aqueles que foram analisados e considerados após ter sido feita a Retroanálise, na optimização dos aterros, tufos, brechas e basaltos presentes nas 2 secções. 78

99 CARACTERIZAÇÃO DO TERRENO Os parâmetros que caracterizam o solo no modelo constitutivo Hardening Soil encontram-se na Tabela 4. 1 Parâmetros do Solo optimizados para a Secção e na Tabela 4. 2 para Secção 1 e Secção 2, respectivamente. Parâmetros do modelo Solos Hardening Soil Aterros e Tufos Tufos e Brechas Tufos Basaltos ϒ [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ ] [ ] [ ] Drenado Drenado Drenado Drenado çã Rígida Tabela 4. 1 Parâmetros do Solo optimizados para a Secção 1 (Solução 2) Parâmetros do modelo Solos Hardening Soil Tufos Basaltos ϒ [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ ] [ ] 1 1 [ ] 0 0 Drenado Drenado çã Rígida Tabela 4. 2 Parâmetros do Solo optimizados para a Secção 2 (Solução 2) 79

100 RESULTADOS DA MODELAÇÃO O faseamento construtivo seguiu os seguintes passos descritos na Figura 4. 1 para a Secção 1 e Figura 4. 2 para a Secção2. Figura 4. 1 Faseamento Construtivo Secção 1 (Solução 2) Figura 4. 2 Faseamento Construtivo Secção 2 (Solução 2) Obtendo a configuração da deformada da cortina no final da escavação representada na Figura 4. 3 e Figura 4. 4 para a Secção 1 e Secção 2, respectivamente. Figura 4. 3 CONFIGURAÇÃO DA MALHA DE ELEMENTOS FINITOS DEFORMADA NO FINAL DO PROCESSO CONSTRUTIVO NA SECÇÃO 1 da Solução 2 (Deformada ampliada 200x) 80

101 Figura 4. 4 CONFIGURAÇÃO DA MALHA DE ELEMENTOS FINITOS DEFORMADA NO FINAL DO PROCESSO CONSTRUTIVO NA SECÇÃO 2 da Solução 2 (Deformada ampliada 200x) Figura 4. 5 Deslocamentos Horizontais no Solo na Secção 1 (Deslocamento máximo=6,17mm) Figura 4. 6 Deslocamentos Verticais no Solo na Secção 1 (Deslocamento máximo=14,15mm) Figura 4. 7 Deslocamentos Horizontais no Solo na Secção 2 (Deslocamento máximo=12,51mm) Figura 4. 8 Deslocamentos Verticais no Solo na Secção 2 (Deslocamento máximo=23,56mm) 81

102 Deslocamentos totais no muro da Secção 1 (máximo=6,76mm) a) Deslocamentos Horizontais no muro da Secção 1 (máximo=5,64mm) b) Deslocamentos Verticais no muro da Secção 1 (máximo=3,73mm) c) Figura 4. 9 DESLOCAMENTOS DO MURO NA FASE FINAL DA ESCAVAÇÃO DA SECÇÃO 1 A) DESLOCAMENTO TOTAL B) DESLOCAMENTO HORIZONTAL C) DESLOCAMENTO VERTICAL (SOLUÇÃO 2) Deslocamentos totais no muro da Secção 2 (máximo=12,76mm) a) Deslocamentos Horizontais no muro da Secção 2 (máximo=12,51mm) b) Deslocamentos Verticais no muro da Secção 2 (máximo=3,88mm) c) Figura DESLOCAMENTOS DO MURO NA FASE FINAL DA ESCAVAÇÃO DA SECÇÃO 2 A) DESLOCAMENTO TOTAL B) DESLOCAMENTO HORIZONTAL C) DESLOCAMENTO VERTICAL (SOLUÇÃO 2) 82

103 DIMENSIONAMENTO E VERIFICAÇÃO DE SEGURANÇA Diagrama de momentos flectores (máximo=-129,60 knm/m) a) Diagrama de esforço axial (máximo= kn/m) b) Diagrama de esforço transverso (máximo=-138,20 kn/m) c) Figura DIAGRAMAS DE ESFORÇOS NO MURO APÓS A FASE FINAL NA SECÇÃO 1 A) MOMENTO FLECTOR B) ESFORÇO AXIAL C) ESFORÇO TRANSVERSO (SOLUÇÃO 2) Diagrama de momentos flectores (máximo=131,74 knm/m) a) Diagrama de esforço axial (máximo=-7370 kn/m) b) Diagrama de esforço transverso (máximo=-205,45 kn/m) c) Figura DIAGRAMAS DE ESFORÇOS NO MURO APÓS A FASE FINAL NA SECÇÃO 2 A) MOMENTO FLECTOR B) ESFORÇO AXIAL C) ESFORÇO TRANSVERSO (SOLUÇÃO 2) 83

104 O dimensionamento tem como base os esforços obtidos nos diagramas de esforço na contenção pela modelação da solução em Plaxis 2D. Para se verificar a segurança ao ELU de acordo com o Eurocódigo 7 (EN ), é necessário multiplicar os valores dos esforços obtidos por um coeficiente de majoração ou segurança de 1,5 para se obterem os valores de cálculo de esforços que estão na Tabela 4. 3 e Tabela 4. 4 da Secção 1 e 2, respectivamente. Secção 1 M sd N sd V sd 194, ,30 Tabela 4. 3 Valores de Cálculo para a Secção 1 (Solução 2) Secção 2 M sd N sd V sd 197, ,175 Tabela 4. 4 Valores de Cálculo para a Secção 2 (Solução 2) Os valores dos esforços são por metro linear do muro de Munique. De seguida vai se verificar a segurança ao ELU da resistência à compressão, da resistência à flexão e ao esforço transverso com base no Eurocódigo 2 (2004) e no Eurocódigo 3 (2005). ELU DE RESISTÊNCIA À COMPRESSÃO PAINÉIS DE MUNIQUE çã 1: ã = çã 2: ã = = 2700 =9000 0,30 1,0 = =31585,7 0,35 1,0 Admitindo que a tensão máxima de compressão admissível para um elemento de betão é de 20 MPa tem se a seguinte verificação: çã 1: ! çã 2:31585, ã! ELU DE RESISTÊNCIA AO ESFORÇO TRANSVERSO MICROESTACAS 139,7 X 9,0 MM (SECÇÃO 1) & 177,8 X 9,0 MM (SECÇÃO 2) çã 1: = 3 =36, ,0 1,1 çã 1: 1 207,3 1! 969,95 =969,95 / / 84

105 çã 2: = 3 = 47, ,0 1,1 =1252,59 / / çã 2: 1 308,175 1! 1252,59 ELU DE RESISTÊNCIA À FLEXÃO MICROESTACAS 139,7 X 9,0 MM (SECÇÃO 1) & 177,8 X 9,0 MM (SECÇÃO 2) Para a resistência ao momento flector desprezou-se o betão armado, vai se assumir que é a microestaca a resistir aos momentos impostos, para tal, após uma pesquisa e não tendo valores tabelados para microestacas, assumiu-se para dimensionar a microestaca como um tubo estrutural laminado a quente circular em que para a secção circular 139,7x9,0mm a W pl =153,9 cm 3 e para a secção 177,8x9,0mm a W pl =256,4 cm 3. Para a determinação do f yd seguiu-se a Norma EN (Execution of Special Geotechnical works-micropiles) que define que o f yd >460 MPa. Apesar de as microestacas estarem afastadas 1,60m nos painéis primários, estas estão afastadas 4,00m entre painéis secundários, como tal o afastamento assumido foi de 3,00m. çã 1:, = çã 2:, = =153,9 10 =25,65 / 1,0 3,0 = 256, =42,73 / 1,0 3,0 Na expressão abaixo, verifica-se que não podemos dimensionar a microestaca como se de um perfil metálico circular se tratasse çã 1: 194,40 25,65 1 ã! çã 2: 197,61 42,73 1 ã! Em resumo, pelos valores obtidos na modelação em Plaxis os valores obtidos não verificam a segurança dos ELU, porém, este tipo de dimensionamento para uma solução de microestacas não é o usado, pois os valores deste tipo de solução vem muitas vezes sobredimensionados, especialmente os esforços axiais. Como tal passou-se a outro tipo de verificação usado pela empresa de projecto da obra que consiste apenas na verificação à resistência de compressão. 85

106 TUBOS DE MICROESTACA Para a verificação da segurança à encurvadura das microestacas, ou seja, antes da betonagem do último painel, estima-se o seguinte valor de esforço axial de compressão médio (combinação rara): Secção 1: = ( h ) + ( ( ) ) ( cos ( ) tan ( 2 ) ) 3 = (25 0,3 11, cos 25 tan =442,27 3 O que corresponde a um esforço de cálculo, majorado pelo coeficiente de majoração 1,5, igual a: Secção 2: 442,27 1,5=663,41 = ( h ) + ( ( ) ) ( cos ( ) tan ( 2 ) ) 3 = (25 (0,35 12,5+0, cos 25 tan =957,7 3 O que corresponde a um esforço de cálculo, majorado pelo coeficiente de majoração 1,5, igual a: : h: ú : ê 3,0 :90% 957,7 1,5=1436,55 :â 15º,25º : ú í ú :â é 30º : çã 2 0,35 0,40 VERIFICAÇÃO SEGURANÇA AO ELU RESISTÊNCIA À ENCURVADURA De acordo com o Eurocódigo 3 (2005) e Caldas Leite Teixeira, A. (2014). Dimensionamento de microestacas de acordo com os Eurocódigos 7 e 3 e considerando os esforços obtidos atrás, a inequação que verifica a segurança à encurvadura, para secções de classe 1, é a seguinte: = A partir da Figura 4. 13, que mostra todos os valores dos valores de cálculo para cada tipo de microestaca, retirado dos slides DFA Estruturas Estruturas de Edifícios de B.A. Fundações por Microestacas e Jet Grouting 86

107 Figura Valores de Cálculo para Secções Correntes de microestacas çã 1: 663, ,3! çã 2: 1436, ,7! ELU DA CAPACIDADE RESISTENTE DA INTERFACE CALDA-TERRENO A partir do Eurocódigo 7 para a verificação da segurança em relação ao ELU da capacidade resistente da interface calda-terreno é garantida por: ; 1 N d Valor de cálculo do esforço axial na microestaca. R a;d Valor de cálculo da capacidade resistente da interface calda-terreno correspondente ao ELU, em função das propriedades e das resistências das formações. Definido por: ; ; ; ; R a;k Valor característico da resistência última da interface calda-terreno; γ a Coeficiente parcial de segurança associado à resistência da interface calda-terreno. Considerou-se o valor de 1,1; ξ a Factor de correlação entre a resistência última e a resistência máxima. Considerando o valor de 1,35. R a;m Valor máximo da resistência da interface calda-terreno; ; = 87

108 Secção 1: ; = 1,2 0, =1602,2 ; = 1602,2 1,35 ; = 1186,8 1,1 =1186,8 =1078,9 663,41 1! 1078,8 Secção 2: ; = 1,2 0, =2403,3 ; = 2403,3 1,35 ; = 1780,2 1,1 1436, ,4 =1780,2 =1618,4 1! α Coeficiente de expansibilidade, obtido a partir dos ábacos de Bustamante e Doix (1985) em função do tipo de terreno e do tipo de re-injecção, face à natureza das formações, foi considerado igual a 1,2; D d Diâmetro de furação, considerado igual a 200 mm ou 250 mm (Microestacas 139,7 x 9,0 ou 177,8 x 9,0, respectivamente); q s Valor médio da resistência unitária última da interface calda-terreno, obtido a partir dos ábacos de Bustamante e Doix (1985) em função do tipo de terreno e do tipo de re-injecção. Foi considerado um valor médio de 425 kpa para a camada de Basalto Fracturado; L sel Comprimento de selagem do perfil; ANCORAGENS ELU RESISTÊNCIA À TRACÇÃO De acordo, com EN 1537, toma-se que o valor máximo da tracção de blocagem (P 0 ) aplicada deve ser limitado pelo valor de 0,60 R t,k. Dado o registo provisório das ancoragens não foi considerado nenhuma perda. A segurança ao Estado Limite Último de Tracção é assegurada pela condição: ; 1 Onde: P d é o valor de cálculo de pré-esforço aplicado na ancoragem; R t;d é o valor de cálculo da resistência da armadura da ancoragem à tracção, sendo esta dada por: ; = ; 88

109 R t;k é o valor característico da resistência da armadura da ancoragem à tracção. Nesta verificação constitui o valor característico da força de rotura à tracção da armadura da ancoragem; γ R é o factor parcial associado à resistência da ancoragem. Foi adoptado o valor 1,1 descrito no Anexo A do EC7 referente a ancoragens provisórias (Quadro A.12) O valor característico da capacidade resistente da armadura que constitui ancoragem (R t;k ), é determinado: ; = ; A t : Área da secção transversal da armadura de pré-esforço (cordões de 0,6 N), em que a área nominal é de 1,4 cm 2 f t;k : Valor característico da tensão de rotura à tracção da armadura de ancoragem. Para o aço 1670/1860 toma o valor de 1860 MPa. Calculando os valores característicos para as ancoragens da Secção 1 (5 cordões) e para a Secção 2 (6 cordões) obteve-se os seguintes valores respectivos: ; =5 1, =1302 ; =6 1, =1562,4 De acordo com a EN 1537, a carga de blocagem aplicada deverá ainda respeitar a seguinte relação: 0,60 ; Ora, tomando os valores de 780 kn e 930 kn como valores de pré-esforço aplicado para a Secção 1 e Secção 2, respectivamente. Obtemos as tabelas que NÃO verificam a condição anterior, porém os valores são muito próximos e como tal considerou-se que a condição foi verificada. Nível Ancoragem (Secção 1) Número Cordões R t,k (kn) 60% R t,k (kn) P O (kn) Verif P O 60% R t,k OK OK OK Nível Ancoragem (Secção 1) Número Cordões R t,k (kn) 60% R t,k (kn) P O (kn) Verif P O 60% R t,k ,4 937,4 930 OK ,4 937,4 930 OK ,4 937,4 930 OK ,4 937,4 930 OK ,4 937,4 930 OK 89

110 Verificando agora a condição da segurança ao Estado Limite Último tem-se: Secção 1 Secção 2 ; = ; = 1302 =1183,6 1, ! 1183,6 ; = ; = 1562,4 =1420,4 1, ! 1420,4 ELU CAPACIDADE RESISTENTE DA INTERFACE CALDA-TERRENO A partir do Eurocódigo 7 a verificação da segurança em relação ao Estado Limite Último da capacidade resistente da interface calda-terreno é garantida por: ; 1 P d valor de cálculo da força de pré-esforço aplicado na ancoragem; R a;d valor de cálculo da capacidade resistente da interface calda-terreno correspondente ao ELU, em função das propriedades e das resistências das formações. Definido por: ; = ; ; = ; R a;k valor característico da resistência última da interface calda-terreno; γ a Coeficiente parcial da segurança associado à resistência da interface calda-terreno. Considerou-se o valor de 1,1; ξ a Factor de correlação entre a resistência última e a resistência máxima. Considerando o valor de 1,35. R a;m valor máximo da resistência da interface calda-terreno;, = Secção 1:, = 1,2 0, =1922,65 ; = 1922,65 1,35 ; = 1424,2 1,1 =1424,2 =1294, ! 1294,7 90

111 Secção 2:, = 1,2 0, =2803,87 ; = 2803,87 1,35 ; = 2076,9 1,1 =2076,9 =1888, ! 1888,1 α Coeficiente de expansibilidade, obtido a partir dos ábacos de Bustamante e Doix (1985) em função do tipo de terreno e do tipo de re-injecção, face a natureza das formações, foi considerado igual a 1,2; D d Diâmetro de furação, considerado igual a 200 mm para as microestacas 139,7 x 9,0 e 250 mm para as microestacas 177,8x9,0; q s Valor médio da resistência unitária última da interface calda-terreno, obtido a partir dos ábacos de Bustamante e Doix (1985) em função do tipo de terreno e do tipo de re-injecção. Simplificadamente foi considerado um valor médio de 425 kpa; L sel Comprimento de selagem da ancoragem; ELS DE DEFORMAÇÃO Uma vez verificados os Estados Limites Últimos de resistência, resta verificar os estados limites de serviço, através do controle da deformação da cortina. Segundo a EN , a deformação deve estar limitada a um valor de L/500, sendo L o comprimento total da cortina de estacas, que neste caso são 20,20m para a secção 1 e 31,00m para a secção 2. Assim o valor limite da deformação são 40,40mm na Secção 1 e 62,00mm na Secção 2. Na modelação desta solução o deslocamento máximo horizontal medido na cortina de estacas foi de 5,64 mm para a Secção 1 e 12,51 mm para a Secção 2, que é inferior aos 40,40mm e 62,00mm, respectivamente. 4.2) SOLUÇÃO CORTINA DE ESTACAS CORTINA DE ESTACAS ESPAÇADAS 1,5M DESCRIÇÃO Como já foi referido no capítulo dos fundamentos teóricos e segundo Brito, J. d. (2002). Cortinas de Estacas Moldadas, esta solução pode ser uma alternativa de contenção periférica no tipo de terreno existente, com a vantagem de ter melhores rendimentos que os muros de Munique, vai se averiguar se consegue ter melhores resultados nos deslocamentos e como podemos dimensioná-la para verificar a segurança aos ELU e ELS previstos. As estacas vão estar espaçadas 1,50m entre elas, com betão projectado a preencher esse espaçamento. As ancoragens vão continuar a estar espaçadas 3,00m entre elas nos primeiros níveis, ou seja, vai sempre haver um haver um intervalo de coluna que leva ancoragem e outra que não. No último nível de ambas as secções o espaçamento vai ser de 6,00m o que significa que vão haver 2 colunas seguidas sem ancoragem entre 2 colunas com ancoragens. O diâmetro de cada coluna será de 0,50m. 91

112 MODELAÇÃO NUMÉRICA Tal como as soluções anteriores, também esta será modelada no programa de modelação de elementos finitos Plaxis 2D. A partir da dissertação de Mil-Homens, S.F. (2012). Contenção Periférica e Fundações por Estacas Moldadas Edifício Metropolis Campo Grande Lisboa. Lisboa: Instituto Superior Técnico foi possível ter bases na modelação deste tipo de solução. As duas secções que foram estudadas: Secção 1 e Secção 2, vão voltar a ser simuladas com esta nova solução, a geometria do terreno, das ancoragens, da contenção será toda idêntica, incluindo as suas propriedades de caracterização dos materiais. A única diferença será no comando Plate e as suas propriedades e noutros pormenores que serão explicados mais à frente. Sobre as características do terreno e da própria sobrecarga, serão aqueles que foram analisados e considerados após ter sido feita a Retroanálise, na optimização dos aterros, tufos, brechas e basaltos presentes nas 2 secções. CARACTERIZAÇÃO DO TERRENO Os parâmetros que caracterizam o solo no modelo constitutivo Hardening Soil encontram-se na Tabela 4. 5 e Tabela 4. 6 para Secção 1 e Secção 2, respectivamente. Parâmetros do modelo Solos Hardening Soil Aterros e Tufos Tufos e Brechas Tufos Basaltos ϒ [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ ] [ ] [ ] Drenado Drenado Drenado Drenado çã Rígida Tabela 4. 5 Parâmetros do Solo optimizados para a Secção 1 (Solução 3) Parâmetros do modelo Solos Hardening Soil Tufos Basaltos ϒ [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ / ] [ ] [ ] 1 1 [ ] 0 0 Drenado Drenado çã Rígida Tabela 4. 6 Parâmetros do Solo optimizados para a Secção 2 (Solução 3) 92

113 CARACTERIZAÇÃO DA CORTINA DE ESTACAS Para ambas as Secções as características das estacas são iguais e estão apresentadas em baixo: : / =3,41 10 / ã : / 7,1 10 / : 3,27 / / RESULTADOS DA MODELAÇÃO O faseamento construtivo seguiu os seguintes passos descritos na Figura para a Secção 1 e Figura para a Secção2. Figura Faseamento Construtivo da Secção 1 (Solução 3) Figura Faseamento Construtivo da Secção 2 (Solução 3) Sendo as diferenças em relação à solução de Munique prendem-se pelo Plate nesta solução ser activado de uma só vez, ao contrário do que acontecia painel a painel na anterior. Para além que já não é necessário recorrer ao efeito de arco do terreno para as fases da escavação, o M Stage =0,5 passa para M Stage =1,0. Obtendo a configuração da deformada da cortina no final da escavação representada na Figura e Figura para a Secção 1 e Secção 2, respectivamente. Figura CONFIGURAÇÃO DA MALHA DE ELEMENTOS FINITOS DEFORMADA NO FINAL DO PROCESSO CONSTRUTIVO PARA A SECÇÃO 1 PARA SOLUÇÃO 3 (DEFORMADA AMPLIADA 200x) 93

114 Figura CONFIGURAÇÃO DA MALHA DE ELEMENTOS FINITOS DEFORMADA NO FINAL DO PROCESSO CONSTRUTIVO PARA A SECÇÃO 2 PARA SOLUÇÃO 3 (DEFORMADA AMPLIADA 200x) Figura DESLOCAMENTOS HORIZONTAIS NO SOLO PARA SECÇÃO 1 (DESLOCAMENO MÁXIMO 5,39 MM) Figura DESLOCAMENTOS VERTICAIS NO SOLO PARA SECÇÃO 1 (DESLOCAMENO MÁXIMO 16,78 MM) Figura DESLOCAMENTOS HORIZONTAIS NO SOLO PARA SECÇÃO 2 (DESLOCAMENTO MÁXIMO 27,27 MM) Figura DESLOCAMENTOS VERTICAIS NO SOLO PARA SECÇÃO 2 (DESLOCAMENTO MÁXIMO 35,24 MM) 94

115 Deslocamento Total (máximo 5,82 mm) a) Deslocamento Horizontal (máximo 5,41 mm) b) Deslocamento Vertical (máximo 2,82 mm) c) Figura DESLOCAMENTOS DA CORTINA NA FASE FINAL DA ESCAVAÇÃO PARA A SECÇÃO 1 A) DESLOCAMENTO TOTAL B) DESLOCAMENTO HORIZONTAL C) DESLOCAMENTO VERTICAL (SOLUÇÃO 3) Deslocamento Total (máximo 28,14 mm) a) Deslocamento Horizontal (máximo 27,85 mm) b) Deslocamento Vertical (máximo 6,72 mm) c) Figura DESLOCAMENTOS DA CORTINA NA FASE FINAL DA ESCAVAÇÃO PARA A SECÇÃO 2 A) DESLOCAMENTO TOTAL B) DESLOCAMENTO HORIZONTAL C) DESLOCAMENTO VERTICAL (SOLUÇÃO 3) 95

116 DIMENSIONAMENTO E VERIFICAÇÃO DE SEGURANÇA Diagrama de momentos flectores (máximo=120,30 knm/m) a) Diagrama de esforço axial (máximo=479,11 kn/m) b) Diagrama de esforço transverso (máximo=147,56 kn/m) c) Figura DIAGRAMAS DE ESFORÇOS NA CORTINA APÓS A FASE FINAL DA ESCAVAÇÃO NA SECÇÃO 1 A) MOMENTO FLECTOR B) ESFORÇO AXIAL C)ESFORÇO TRANSVERSO (SOLUÇÃO 3) Diagrama de momentos flectores (máximo=119,23 knm/m) a) Diagrama de esforço axial (máximo=-1510 kn/m) b) Diagrama de esforço transverso (máximo=209,74 kn/m) c) Figura DIAGRAMAS DE ESFORÇOS NA CORTINA APÓS A FASE FINA DA ESCAVAÇÃO NA SECÇÃO 2 A)MOMENTO FLECTOR B) ESFORÇO AXIAL C) ESFORÇO TRANSVERSO (SOLUÇÃO 3) 96

117 O dimensionamento desta solução é calculado a partir dos valores obtidos em Plaxis dos esforços que aconteceram na cortina de estacas. Estes esforços são aplicados por um coeficiente de majoração de 1,5, valor para o Estado Limite Último (ELU) para se obterem os valores de cálculo para os esforços por área de influência de cada estaca (Tabela 4. 7 e Tabela 4. 8). Todas as verificações de segurança efectuadas seguem o Eurocódigo 2 (EN ). Secção 1 M sd [knm/m] N sd [kn/m] V sd [kn/m] 180,45 718,67 221,34 Tabela 4. 7 Valores de Cálculo para a Secção 1 (Solução 3) Secção 2 M sd [knm/m] N sd [kn/m] V sd [kn/m] 178, ,61 Tabela 4. 8 Valores de Cálculo para a Secção 2 (Solução 3) ELU RESISTÊNCIA À COMPRESSÃO çã 1: ã = = 718,67 =3660 0,25 çã 2: ã = = 2265 =11535,6 0,25 Neste cálculo desprezaram-se os efeitos de primeira e segunda ordem, que num elemento sujeito a esforço axial seriam consideráveis. Como neste caso se trata de uma cortina de estacas e não de um elemento isolado, o esfoço normal não vai directamente para esse elemento isolado, mas acaba por se distribuir por todas as estacas da cortina. Assim considerando que a tensão máxima de compressão de um elemento de betão é de 20 MPa tem-se que, ! 11535, ! ELU RESISTÊNCIA À FLEXÃO As estacas estão submetidas a flexão composta com compressão, onde o peso próprio da cortina e a componente vertical da força das ancoragens são responsáveis pelas cargas axiais. No entanto é necessário perceber se a contribuição do esfoço normal é favorável ou desfavorável no que diz respeito à determinação da armadura de flexão. Consultando o gráfico de interacção momento flector - esforço normal, constata-se que a partir de um esforço normal reduzido de 0,4 que a percentagem mecânica de armadura decresce o que leva à determinação de armaduras inferiores (ver expressão do As,tot). Como se pode constatar pela expressão abaixo o esforço axial reduzido para a Secção 1 é inferior a 0,4, pelo que a sua consideração na determinação de ω iria levar ao cálculo de uma taxa de armadura inferior, do que se considerasse apenas a flexão simples. Desta forma o 97

118 dimensionamento das armaduras longitudinais das estacas foi realizado considerando apenas a contribuição do momento flector, desprezando a interacção M-N. Na Secção 2 o valor é superior a 0,4, e não se vai desprezar a interacção M-N. çã 1: = çã 2: = 718,67 = 0, =0, = 0, = 0,58 A partir da EN a verificação de segurança ao ELU de flexão simples é dado pela condição: M Ed : Momento Flector actuante; 1 M Rd : Valor de cálculo da resistência máximo do elemento estrutural; =, = 0,9 : : á ê á : ú çã : Para o cálculo da área da armadura de flexão da Secção 1 é necessário determinar o momento flector reduzido (µ) e a % mecânica armadura (ω). O momento flector reduzido foi calculado com base nas equações definidas pela EN , a % mecânica da armadura foi determinada com base nos ábacos de flexão composta para secções circulares em betão armado para um tipo de aço A500 (Tabelas de Cálculo de Estruturas de Betão I, Setembro de 2007), considerando ν=0. O valor do momento flector reduzido não deve ser superior a 0,2 por forma a garantir a ductilidade da secção não ocorrendo rotura frágil: çã 1: μ= 180,45 2 = 2 0, =0,092 = 0,25 Para o cálculo da Secção 2, vamos entrar com o valor ν=-0,58 e com o momento flector reduzido (µ) calculado, para obter a % mecânica de armadura (ω): çã 2: μ = 178,85 2 = 2 0, =0,091 = 0,80 98

119 Cálculo de armadura longitudinal: çã 1:, = = 0,25 0,25 20 =22,57 / 435 çã 2:, = = 0,80 0,25 20 = 72,22 / 435 Em função da área de armadura obtida, optou-se por uma armadura longitudinal de 8Ø20, equivalente a uma área de 25,13 cm 2 para a Secção 1. Para a Secção 2 optou-se por uma armadura longitudinal de 9Ø32, equivalente a uma área de 72,38 cm 2. Tal como na solução inicial, poderiam considerar-se dispensas de armadura em profundidade de forma a tornar a solução mais económica. Contudo, não é imperativo ter as dispensas em consideração uma vez que o objectivo principal é a análise comparativa entre soluções alternativas. =, çã 1: = 25, ,9 0,35=344,34 / çã 2: = 72, ,9 0,35=991,71 / Verificação de segurança ao ELU de flexão simples: çã 1: 180,45 1! 344,34 çã 2: 178,85 1! 991,71 ELU ESFORÇO TRANSVERSO A partir da EN a verificação de segurança ao ELU de esforço transverso é dado pela condição: : ç 1 : á ê á Para a verificação ao esforço transverso é necessário transformar a secção circular numa secção rectangular equivalente, através das expressões da largura e altura útil equivalentes. = 0,45 + 0,64 = 0,35 2 : ú : = 0,9 = 0,45 99

120 : ú : â Após determinadas as dimensões equivalentes pode-se determinar a área de armadura transversal para resistir ao esforço transverso. çã 1: =.. = çã 2: =.. = 221,34 0,9 0, = 9,33 / 2 = 4,67 / / 314,61 0,9 0, = 13,26 / 2 = 6,63 / / A sw : Área armadura de esforço transverso; s: espaçamento armadura de esforço transverso; A armadura de esforço transverso tem que garantir um requisito mínimo de segurança que é ser superior ou igual à armadura mínima de esforço transverso regulamentada (EN ), para determinar essa Armadura mínima é necessário calcular a taxa de armadura de esforço transverso mínimo dado pela expressão seguinte:, = 0,08 = 0, = 8, : ê í ã 30/37 : ê í ç 500 Após determinar esse valor determina-se a área de armadura mínima:, =.. sin( ) = 8, ,35 1=3, / / : çã ú çã á : Â ç Após a determinação da área mínima verifica-se que é menor que a área de armadura transversal calculada acima, logo, está garantido que ao dar-se a fendilhação, a quantidade de armadura existente é suficiente para garantir a ductilidade da secção. Para a Secção 1 considerando a área de armadura de esforço transverso necessária são 4,67 cm 2 /m por estribo, adoptou-se 10/15, que equivale a uma área transversal de 5,24 cm 2 /m. Para a Secção 2 considerando a área de armadura de esforço transverso necessária são 6,63 cm 2 /m por estribo, adoptou-se 12/15, que equivale a uma área transversal de 7,54 cm 2 /m. Para determinar o V Rd, utiliza-se a seguinte expressão: 100

121 çã 1: =10, ,9 0, =248,7 / çã 2: =15, ,9 0, =357,9 / Verificando a segurança ao esforço transverso: çã 1: 221,34 248,7 çã 2: 314,61 357,9 1! 1! Também foi verificada a compressão das bielas através das expressões seguintes: çã 1:, = 0,9 cos = 221,34 =3606,1 0,45 0,9 0,35 30 cos 30 çã 2:, = 0,9 ( ) cos ( ) = 314,61 =5125,65 0,45 0,9 0,35 30 cos 30, 0, , 0, =10, çã 1: 3,61 10,56! çã 2: 5,13 10,56! ELS DE DEFORMAÇÃO Uma vez verificados os Estados Limites Últimos de resistência, resta verificar os estados limites de serviço, através do controle da deformação da cortina. Segundo a EN , a deformação deve estar limitada a um valor de L/500, sendo L o comprimento total da cortina de estacas, que neste caso são 20,20m para a secção 1 e 31,00m para a secção 2. Assim o valor limite da deformação são 40,40mm na Secção 1 e 62,00mm na Secção 2. Na modelação desta solução o deslocamento máximo horizontal medido na cortina de estacas foi de 5,41 mm para a Secção 1 e 27,85 mm para a Secção 2, que é inferior aos 40,40mm e 62,00mm, respectivamente. 101

122 4.3) ANÁLISE COMPARATIVA DAS SOLUÇÕES 4.3.1) ANÁLISE COMPARATIVA DOS DESLOCAMENTOS Estando todas as soluções estudadas e modeladas após a retroanálise e de estarem dimensionadas procede-se a uma comparação entre os deslocamentos horizontais presentes na contenção periférica. As soluções alternativas foram duas, mas fez se a comparação dos deslocamentos entre essas duas soluções e a solução executada em obra, em resumo estão analisados os deslocamentos das seguintes soluções: Solução 1: Muro de Munique executado na obra Solução 2: Muro de Munique executado sem o último nível de ancoragens Solução 3: Cortina de Estacas Moldadas Os parâmetros do terreno que foram usados na modelação em Plaxis são os parâmetros do solo para cada Secção após a retroanálise. As Figura e Figura 4. 27, apresentam a comparação de deslocamentos horizontais entre a Solução 1, 2 e 3 para a Secção 1 e 2, respectivamente. Deslocamentos Horizontais (mm) Deslocamentos Horizontais (mm) Profundidade (m) Final (Instrumentação) Profundidade (m) Final (Instrumentação) Final (Solução 1) 30 Final (1ª Solução) 18 Final (Solução 2) Final (2ª Solução) Final (Solução 3) Final (3ª Solução) Figura Comparação de Deslocamentos Horizontais da Fase Final na Contenção entre Soluções e a Instrumentação (Secção 1) Figura Comparação de Deslocamentos Horizontais da Fase Final na Contenção entre Soluções e a Instrumentação (Secção 2) 102

123 A partir dos gráficos nota-se que existem maiores deslocamentos horizontais na solução da cortina de estacas (Solução 3), isto explica-se pelo facto de as colunas terem menor rigidez que os muros de Munique com as microestacas. Em relação à Solução 2 de retirar um nível de ancoragem à solução dos muros de Munique, não existem grandes diferenças em relação à Solução executada em obra (Solução 1) ) ANÁLISE ECONÓMICA Nos dias que correm é essencial, haver uma necessidade de análise económica quando se pensa na escolha da solução adoptar. Para além dos rendimentos, as despesas são muito importantes para se conseguirem ganhar obras e por vezes a solução adoptada não é do ponto de vista económico a mais viável. Neste capítulo foi feita uma breve análise somente aos tipos de materiais e as quantidades dos mesmos (incluindo mão de obra) utilizados para cada solução, não foram contabilizados o aluguer de equipamentos, consumos de combustível, luz, água, mobilizações e desmobilizações de máquinas e de estaleiro. As soluções estudadas e comparadas foram: Solução 1: Solução de Muro Munique Executada; Solução 2: Solução de Muro Munique com menos 1 nível de Ancoragem; Solução 3: Solução de Cortina de Estacas; Para cada uma das soluções não foram analisados todos os Alçados da contenção periférica, o que foi feito foi uma análise aos alçados das secções estudadas nesta dissertação na modelação. Para a Secção 1 corresponde o Alçado AB e para a Secção 2 corresponde o Alçado HI, estes alçados estão representados no Anexo II. Na Tabela 4. 9, encontram-se os custos unitários de cada tipo de actividade, assim como a quantidade e os custos (de actividade e totais) para cada Secção (Alçado) para a Solução 1 Elementos Microestacas Verticais por tubos N80 ø177.8x9.0mm Microestacas Verticais por tubos N80 ø139.7x9.0mm Solução de Muro Munique Executada Quantidade Custo Custo Alçado Actividade Unitário Secção 1 ( ) Quantidade Alçado Secção 2 Custo Actividade ( ) 65,15 /ml ml 16157,2 57,70 /ml 200 ml Armadura para Painéis para uma taxa de armadura 95 kg/m3 (A500 NR) 0,94 /kg kg 9644, ,5 kg 16654,45 Execução da furação e colocação das ancoragens provisórias 44 /ml 404 ml ml Verba fixa por ancoragem unid unid 1950 Betão para Muros Munique 80 /m3 108 m ,5 m Cofragem para Muros Munique 20 /m2 360 m m Custo Total= 56200,4 Custo Total= 98225,65 Tabela 4. 9 Custos da Solução 1 103

124 Na Tabela 4. 10, encontram-se os custos unitários de cada tipo de actividade, assim como a quantidade e os custos (de actividade e totais) para cada Secção (Alçado) para a Solução 2. Solução de Muro Munique com menos 1 nível de Ancoragens Quantidade Custo Quantidade Custo Elementos Alçado Actividade Alçado Unitário Secção 1 ( ) Secção 2 Microestacas Verticais por tubos N80 ø177.8x9.0mm Microestacas Verticais por tubos N80 ø139.7x9.0mm Armadura para Painéis para uma taxa de armadura 95 kg/m3 (A500 NR) Custo Actividade ( ) 65,15 /ml ml 16157,2 57,70 /ml 200 ml ,94 /kg kg 9644, ,5 kg 16654,45 Execução da furação e colocação das ancoragens provisórias 44 /ml 360 ml ml Verba fixa por ancoragem unid unid 1800 Betão para Muros Munique 80 /m3 108 m ,5 m Cofragem para Muros Munique 20 /m2 360 m m Custo Total= 54064,4 Custo Total= 95435,65 Tabela Custos da Solução 2 Na Tabela 4. 11, encontram-se os custos unitários de cada tipo de actividade, assim como a quantidade e os custos (de actividade e totais) para cada Secção (Alçado) para a Solução 3. Elementos Solução de Estacas Quantidade Custo Alçado Unitário Secção 1 Custo Actividade ( ) Quantidade Alçado Secção 2 Custo Actividade ( ) Furação Estacas ø500 moldadas no terreno com recurso a Trado Contínuo 16,40 /ml 260 ml ml 4920 Betão para as estacas (bombagem pelo Trado Contínuo) 80 /m3 51 m ,9 m Armadura para Estacas para uma taxa de armadura 95 kg/m3 (A500 NR) 0,94 /kg 4845 kg 4554,3 5595,5 kg 5259,77 Malha Electrosoldada 1 /m2 273 m m2 285 Execução da furação e colocação das ancoragens provisórias 44 /ml 370 ml ml Verba fixa por ancoragem unid unid 1700 Betão projectado com fibras metálicas (e=10 cm) 150 /m3 27,3 m ,5 m Custo Total= 34846,3 Custo Total= 50719,77 Tabela Custos da Solução 3 Após a análise, apesar de não existir grande diferença entre as Soluções 1 e 2, existe uma diferença bastante substancial para a Solução 3, para além desta solução apresentar uma maior economia também tem um maior rendimento, só para se ter uma ideia a furação por trado contínuo neste tipo de terreno consegue atingir 150 ml/dia, o que significaria fazer as colunas apenas em dois dias para cada Alçado estudado, ao contrário da solução de Muros de Munique que é bastante lenta a nível de rendimentos. Na Tabela foi feita uma análise entre a solução 3 (a mais económica) e a relação 104

125 entre as outras 2 soluções e para as 2 secções (alçados) estudadas, fazendo uma média, podemos assumir que a Solução 3 é 40% menos onerosa que a Solução 2, e é 42% do que a Solução ) ANÁLISE GERAL Relação da Solução de Estacas (Solução 3) às outras duas Secção 1 Secção 2 Solução 2 35,5 % 46,9 % Solução 1 38,0 % 48,4 % Tabela Comparação de Custos da Solução 3 Após terem sidos analisados os deslocamentos, assim como a viabilidade económica para cada solução, é necessário tentar chegar a um consenso de qual será a melhor solução a adoptar. Não será fácil, porque a título de exemplo uma solução que seja mais económica não significa que seja a melhor solução a nível de deslocamentos que vai sofrer. Como tal, foi apresentada uma Tabela 4. 13, que expõe as 3 soluções (a solução executada mais as duas soluções alternativas) e determina-se qual a melhor solução a nível económico e a nível de deslocamentos. Custos Deslocamentos Solução (1) Melhor Solução Solução (2) Solução Intermédia Solução (3) Pior Solução Tabela Comparação das 3 soluções em Custos e Deslocamentos De referir que na Secção 1, os deslocamentos da Solução 2 são piores que a Solução 1 e na Secção 2 acontece o oposto, vou assumir que na Secção 1 assume melhor a realidade tendo em conta que retirar um nível de ancoragens à mesma solução composta por Muros de Munique, os deslocamentos devem aumentar para o interior da escavação. Chega-se à conclusão que a nível económico a melhor opção seria a Solução 3 (Cortinas de Estacas) e de rendimento também, porém é a solução que maiores deslocamentos apresenta na contenção e isso é algo muito negativo, pois a segurança e estabilidade da solução está em primeiro lugar. Outro problema que pode surgir na execução da Solução 3 é a furação da camada de basalto, pois se este for muito coeso e duro o trado contínuo vai ter dificuldades em furar. Em relação à Solução 2, em que se retira um nível de ancoragens, apesar de ser um pouco mais económico que a solução executada, fruto de se suprimir o último nível de ancoragens, os seus deslocamentos também não sofre grandes diferenças em relação à Solução 1. Em suma, tendo em consideração tudo o que se estudou e se analisou, não seria uma boa prática alterar para a solução de cortina de estacas. Porém seria boa prática fazer uma optimização da Solução 1 (a executada) retirando o último nível de ancoragens em todos os alçados da contenção periférica (Solução 2). 105

126 5) CONCLUSÕES 5.1) CONSIDERAÇÕES FINAIS Após o final desta dissertação os vários objectivos a que me tinha proposto foram cumpridos. Quando ainda tinha o tema da dissertação para escolher, pesou bastante nessa decisão o facto de ser uma dissertação que me possibilitasse ter um grande acompanhamento de obra, em que me fizesse estar a visitar uma obra e aprender in loco a execução de técnicas que fui aprendendo ao longo do meu percurso académico, quando me foi dada como possibilidade ter como tema Escavação em Meio Urbano e Contenção Periférica em que tinha que acompanhar uma obra durante várias semanas nunca pensei que o resultado fosse tão satisfatório. A aprendizagem ao longo destes meses foi essencial para o meu crescimento como futuro Engenheiro Civil. Um dos objectivos desta dissertação era analisar os resultados de soluções de estrutura flexível, para conseguir obter os resultados teóricos foi necessário usar o programa de cálculo de elementos finitos Plaxis 2D, esse foi outro objectivo cumprido. O facto de ter desenvolvido e melhorado as minhas competências para modelar neste tipo de programa que é essencial para quem estuda o funcionamento de estruturas de contenção flexíveis em meio urbano. Ao longo da minha leitura do tutorial do Plaxis, não só aprendi a modelar a solução de muros de Munique com ancoragens e uma solução de cortina de estacas também com ancorada, como tive uma melhor compreensão do que me foi dada em várias disciplinas do meu percurso académico sobre modelos constitutivos e puder agora relacioná-los neste programa de modelação que tem como base esses mesmo modelos. Para relacionar os valores que obtive na modelação do Plaxis 2D, era essencial ter os resultados da instrumentação e observação que foram realizados ao longo das várias fases da obra e juntamente com as visitas e os registos fotográficos consegui relacionar as datas das várias leituras com as fases em que a execução da contenção encontrava-se. O plano de instrumentação resumiu-se a alvos topográficos, inclinómetros e células de carga, mas foi de extrema importância para perceber os deslocamentos presentes no solo e na contenção, assim como as forças de tracção presentes nas ancoragens. O plano de instrumentação não só garante leituras como é essencial para a segurança da obra, assim como já foi referido o facto de me ter dado os deslocamentos fosse depois possível fazer uma retroanálise em Plaxis da solução de contenção de forma a conseguir aproximar as características do terreno do modelo à realidade, porque o modelo fornecido em projecto assume as características do solo a partir dos ensaios de prospecção realizados antes da obra e esses ensaios não garantem a 100% as características do terreno presente. Tanto a partir da modelação como dos registos de instrumentação dos inclinómetros e alvos topográficos verificou-se que a execução da contenção pela solução de muros de Munique foi bem executada em todas as fases, estando sempre a segurança garantida do ELS para o deslocamento máximo presente na contenção no final da sua execução. Os valores da modelação tiveram pequenas discrepâncias em relação aos valores da instrumentação, esse facto foi explicado a partir de erros na modelação, das características do solo que mesmo após a retroanálise não é garantido 106

127 que sejam idênticas, erros na execução da contenção e principalmente problemas com as leituras da instrumentação. Aliás este último ponto tem muita relação naquilo que aprendi na especialização de Geotecnia, que é a imprevisibilidade e a variabilidade dos solos e a dificuldade que existe em conseguir modelar com certeza uma estrutura que tenha uma relação directa com o solo como é o caso de fundações ou contenções. Na análise comparativa entre os movimentos obtidos pelo programa Plaxis, com aqueles que foram medidos pela instrumentação, conclui-se que os parâmetros e propriedades do solo utilizados no modelo Hardening Soil não estavam completamente correctos, isso foi provado a partir do comando Plastic Points da modelação em que se verificaram o tipo das zonas de endurecimento, mostrando que ainda havia espaço antes do solo atingir a plastificação e como tal seria possível aumentar os parâmetros dos módulos de deformabilidade, o ângulo de resistência do solo e a coesão. Numa das secções estudadas chegou-se a mudar o tipo de modelo geológico pois aquele que foi dado no projecto era muito generalidade e pouco preciso, isso foi provado mais uma vez pela comparação de deslocamentos entre a primeira modelação e os dados de instrumentação. O único solo que não foi alterado foi a camada de Basalto, já os Aterros, Tufos e Brechas sofreram alterações nos parâmetros já atrás referidos. Com estas alterações e com as novas modelações foi possível chegar a resultados muito próximos dos reais, medidos em obra, principalmente em relação aos deslocamentos máximos, que foram dados pelos inclinómetros. Já os valores dos alvos topográficos foram para comparar com os valores no topo da contenção. No final desta dissertação foram analisadas duas soluções alternativas de forma a possibilitar outras vias com a mesma finalidade da solução executada, na escolha das duas soluções alternativas: a primeira uma optimização da solução de muros de Munique executada em obra em que apenas foi retirado o último nível de ancoragens e foi provado que esta alternativa garante a segurança tanto do ELU da estrutura de contenção, assim como o ELS para as deformações calculadas pela modelação em Plaxis a partir dos modelos criados pela retroanálise. A segunda solução foi uma solução escolhida a partir dos conhecimentos durante o curso, em que no tipo de solo que existia e nas condicionantes presentes seria possível executar uma solução de cortina de estacas e a partir do Plaxis isso foi provado, tanto nos deslocamentos obtidos para determinar o ELS, assim como nos esforços presentes na cortina para dimensionar a solução em que tendo como base o ELU a segurança foi garantida, apesar deste tipo de solução sofrer mais deslocamentos na contenção do que a solução executada em obra e que a própria optimização dessa solução composta por muros de Munique. Também foi feita uma análise económica das duas soluções de forma a puder compará-las com a solução executada e chegou-se à conclusão que a solução da cortina de estacas seria a melhor solução no ponto de vista de custos e rendimentos (cerca de 40% menos dispendiosa em relação à solução executada), o que seria de esperar, seguido com alguma distância da optimização da solução de muros de Munique. Quando se fez a análise geral para determinar qual seria a melhor 107

128 solução, tendo como base a análise dos deslocamentos e de custos, provou-se que a solução executada em obra podia ter sido optimizada para conseguir chegar a uma melhoria nos custos sem para isso sofrer grandes alterações nos seus deslocamentos e manter a segurança. 5.2) DESENVOLVIMENTOS FUTUROS Com esta dissertação pretende-se também dar sugestões daquilo que podia melhorar para acções futuras na realização de estruturas de contenção flexíveis em meio urbano. Dada a importância da modelação em Plaxis 2D para conseguir prever o comportamento destas soluções, seria de boa prática fazer uma análise em 3D para se obterem melhores resultados, assim como um modelo que previsse os danos que a execução da contenção possa provocar em estruturas vizinhas. Também é muito importante ter o maior número possível de informação sobre as características do cenário geotécnico presente. Dada a variabilidade do Complexo Vulcânica de Lisboa, seria importante haver uma maior prospecção e estudos, desde sondagens a ensaios laboratoriais, para garantir que os parâmetros geotécnicos tenham a maior precisão possível para que se possa fazer a modelação num contexto muito próximo ao da realidade existente. Na retroanálise apenas foram alterados os parâmetros geotécnicos das várias camadas, mas também seria importante analisar e fazer uma retroanálise a outros modelos constitutivos de forma a conseguir reproduzir o comportamento da estrutura de contenção. No programa de modelação não foram analisadas nem dimensionadas as soluções para o risco sísmico, o que numa área com grande risco sísmico como Lisboa, devia ser tomado em conta em estudos futuros, apesar de que não iria ter uma grande contribuição dado o carácter provisório deste tipo de obra. 108

129 BIBLIOGRAFIA Grados Topografia, Desenho e Fiscalização de Obras, Unipessoal Lda (2015). Monitorização do Edifício Expansão Centro Santader Totta Leituras Alvos Topográficos. Lisboa. 2. Aldeias, J. (2011). Soluções de escavação e contenção periférica intersectando o nível freático. Lisboa: Instituto Superior Técnico. 3. Ancorpor, Geotecnia e Fundações (2015). Leituras de Carga Expansão do Centro Santander-Totta. Lisboa 4. Ancorpor, Geotecnia e Fundações (2015). Leitura de Inclinómetros Edifício de serviços do Banco Santander-Totta, Monitorização Geotécnica. Lisboa 5. Brito, J. d. (2002). Cortinas de Estacas Moldadas. Lisboa. 6. Brooks, Hugh (2010). Basics of Retaining Wall Design. 7. Caldas Leite Teixeira, A. (2014). Dimensionamento de microestacas de acordo com os Eurocódigos 7 e 3. Porto: FEUP. 8. Correia Gonçalves, J. (2010). Influência da Esbelteza no Comportamento de Microestacas. Lisboa: Instituto Superior Técnico. 9. Cravinho, A., Brito, J., Branco, F., Vaz Paulo, P., & Correia, J. (s.d.). Muros de Berlim e Muros de Munique - slides da disciplina de tecnologias de construção de edifícios. 10. (s.a e s.d). DFA Estruturas Estruturas de Edifícios de Betão Armado: Fundações por Microestacas e Jet Grouting, Instituto Superior Técnico. 11. Google. (s.d.). Google Maps. (Google) Guerra, N. M. (2003). Estrutura de Suporte para o Mestrado em Engenharia Civil. 13. Guerra, N. M. (2007). Estruturas de Contenção Flexíveis- Cortinas Multi-Ancoradas. Lisboa. 14. Guerra, N. M. (2008). Pressões de Terras: os diagramas aparentes. In N. M. Guerra, Estruturas de Contenção Flexíveis: Cortinas Multi-Escoradas. Lisboa. 15. JETSJ Geotecnia & JSJ Estruturas (2014). Cálculos Justificativos para a obra da expansão do Banco Santader Totta S.A na Avenida Calouste Gulbenkian. Lisboa. 16. JETSJ Geotecnia & JSJ Estruturas (2014). Especificações Técnicas para a obra da expansão do Banco Santader Totta S.A na Avenida Calouste Gulbenkian. Lisboa. 17. JETSJ Geotecnia & JSJ Estruturas (2014). Memória Descritiva para a obra da expansão do Banco Santader Totta S.A na Avenida Calouste Gulbenkian. Lisboa. 18. JETSJ Geotecnia & JSJ Estruturas (2014). Projecto em AutoCad para a obra da expansão do Banco Santader Totta S.A na Avenida Calouste Gulbenkian. Lisboa. 19. Machado, R.; Branco, F.A, Brito, J.; Vaz Paulo e Correia, J. P. (s.d). Micro-Estacas - slides da disciplina de tecnologias de construção de edifícios. 20. Martinho de Carvalho, F. (2013). Soluções de Escavação e Contenção Periférica-Parque de Estacionamento Alves Redol. Lisboa: IST. 21. Mil-Homens, S.F. (2012). Contenção Periférica e Fundações por Estacas Moldadas Edifício Metropolis Campo Grande Lisboa. Lisboa: Instituto Superior Técnico. 109

130 22. Normalização, C. E. (2004). Eurocódigo 2: Projecto de estruturas de betão- Parte 1-1: Regras gerais e regras para edifícios. 23. Normalização, C. E. (2005). Eurocódigo 3: Projecto de estruturas metálicas- Parte 1-1: Regras gerais e regras para edifícios. 24. Normalização, C. E. (2010). Eurocódigo 7: Projecto Geotécnico - Parte 1-1: Regras gerais. 25. (s.d.). Plaxis Version 8 - Manual. 110

131 ANEXO 1 1ª Visita (3 de Fevereiro de 2015) Sumário da visita Ilustração 1 Execução das Microestacas Ilustração 2 Colocação da Viga de Coroamento Ilustração 3 Colocação da Viga de Coroamento Ilustração 4 Colocação das Cofragens na Viga de Coroamento Ilustração 5 Betonagem da Viga de Coroamento Ilustração 6 Viga de Coroamento com os perfis das microestacas executado 111

132 2ª Visita (20 de Fevereiro de 2015) Sumário da visita Ilustração 7 Execução Painéis Primários Ilustração 8 Efeito de Arco bem executado Ilustração 9 Efeito de Arco mal executado Ilustração 10 Deslizamento de solo a tardoz do muro (erro grave), resolvido com betão ciclópico Ilustração 11 Cofragem do Painel Secundário (já betonado) Ilustração 12 Painéis do 1º nível executados Ilustração 13 Preparação para furação das Ancoragens Ilustração 14 Furação para Ancoragem 112

133 3ª Visita (27 de Fevereiro de 2015) Sumário da visita Ilustração 15 Betão ciclópico a tardoz dos muros onde houve deslizamento do terreno Ilustração 16 Célula de Carga 5.1 (1º nível ancoragens) - Secção 1 Ilustração 17 Pormenor do terreno "Tufos Desagregados" no tardoz do 2º nível de escavação, pode-se observar que existe uma boa coerência do solo Ilustração 18 Outro pormenor do mesmo tipo de terreno noutro Alçado, boa estratificação Ilustração 19 Pormenor de uma Ancoragem mal executada (a mesa não deveria estar espaçada do muro) Ilustração 20 Pormenor da mesma ancoragem mal executada Ilustração 21 Execução do 2º nível painéis do Alçado EF (Primários executados e Secundários por executar) Ilustração 22 Execução do 2º nível painéis do Alçado IJ (Faltam executar ancoragens nos primários) 113

134 Ilustração 23 Pormenor da situação na Secção 1 Ilustração 24 Pormenor da situação na Secção 2 4ª Visita (6 de Março de 2015) Sumário da visita Ilustração 25 Pormenor de escoramentos de Canto do Alçado BC e CD Ilustração 26 Execução do 3º nível de painéis do Alçado IJ Ilustração 27 Pormenor de escoramentos de canto do Alçado AB e BC Ilustração 28 Células de Carga no Alinhamento 39 de Ancoragens 114

135 6ª Visita (20 de Março de 2015) Sumário da visita Ilustração 29 Execução do 3º nível painéis do Alçado EF Ilustração 30 Escavação do 3º nível (Alçado AB e BC) Ilustração 31 Pormenor da colocação armadura no painel primário com a presença dos perfis de microestacas Ilustração 32 Cofragem para betonagem de um painel primário Ilustração 33 Pormenor Ancoragem bem executada de 4 cabos Ilustração 34 Escavação do 4º Nível da Secção 2 115

136 8ª Visita (10 de Abril de 2015) Sumário da visita Ilustração 35 Pormenor dos painéis primários (com microestacas) e dos painéis secundários ainda por executar Ilustração 36 Escavação do 3º nível (Alçado AB) e Escavação do 4º nível (Alçado BC) Ilustração 37 Cofragem com bico de pato e betonagem Ilustração 38 Pormenor do solo escavado (Tufos e Brechas) Ilustração 39 Escavação do 4º nível (Alçado EF) Ilustração 40 Execução das microestacas para contenção da empena do edifício existente 116

137 9ª Visita (17 de Abril de 2015) Sumário da visita Ilustração 41 Pormenor Ancoragem de 6 cabos que desagregou o betão durante aplicação do pré-esforço Ilustração 42 Pormenor do aparecimento calda injecção das ancoragens a uma distância de 20,00m do tardoz do muro, sinal de brechas ou vazios no estrato do solo Ilustração 43 Aparecimento residual de água ao 3º nível (Alçado BC) Ilustração 44 Execução do 4º nível no Alçado IJ & JK Ilustração 45 Execução do 3º nível (Secção 1) Ilustração 46 Execução do 4º nível (Secção 2) 117

138 10ª Visita (24 de Abril de 2015) Sumário da visita Ilustração 47 Execução da Furação da Ancoragem para o 4º e último nível da Secção 1, afastamento das ancoragens de 6m neste nível Ilustração 48 Execução do 5º nível de painel na Secção 2 11ª Visita (5 de Maio de 2015) Sumário da visita Ilustração 49 Alvo Topográfico na Empena Ilustração 50 Pormenor Ancoragem à espera de ser aplicado pré-esforço Ilustração 51 Alvo Topográfico na Contenção Ilustração 52 Pormenor do macico da contenção da empena 118

139 Ilustração 53 Presença residual de água apenas no 3º nível do Alçado BC Ilustração 54 Pormenor do canto do Alçado JK com escoramentos Ilustração 55 Secção 1 Finalizada Ilustração 56 5º painel executado (falta apenas ancoragem) na Secção 2 12ª Visita (26 de Maio de 2015) Sumário da visita Ilustração 57 Secção 1 finalizada com inicio execução da laje de fundo Ilustração 58 5º Nível executado na Secção 2 Nota: Não tenho registos fotográficos da 5ª Visita (13-Março-2015) nem da 7ª Visita (27-Março-2015), mas na dissertação está descrito o que estava executado a essa data. 119

140 ANEXO 2 PLANTAS, ALÇADOS & CORTES 120

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