Execução de Pisos Enterrados em Edifícios Existentes

Transcrição

1 Caso de Estudo - Hotel Porto Bay Liberdade Carolina Silva Ribeirinho Alves da Cunha Dissertação para obtenção do Grau de Mestre em Engenharia Civil Orientador: Professor Alexandre Luz Pinto Júri: Presidente: Professora Ana Paula Patrício Teixeira Ferreira Pinto França de Santana Orientador: Professor Alexandre Luz Pinto Vogal: Professor Pedro Miguel Dias Vaz Paulo Maio 2014

2

3 Agradecimentos A concretização deste trabalho, que estabelece o final de um capítulo da minha vida, não seria possível sem a colaboração e a disponibilidade de várias pessoas e entidades, às quais quero prestar os meus profundos e sinceros agradecimentos. Ao Professor Alexandre Pinto, orientador científico da dissertação, pela dedicação, pedagogia e ensinamentos transmitidos que fizeram despertar em mim o interesse pela Geotecnia e pela oportunidade que me facultou de acompanhar esta obra que muito contribuiu para a minha formação. A elaboração de um trabalho desta natureza proporcionou um grande enriquecimento profissional, possibilitando o acompanhamento da execução de técnicas abordadas até então, apenas em teoria. Ao Dono de Obra Eurowindsor S.A.- a autorização para o acompanhamento da obra Hotel Porto Bay Liberdade. Ao Engº Jacinto Sepúlveda da empresa CASAIS pelo profissionalismo com que sempre me recebeu ao longo destes meses de constantes visitas à obra, pelos esclarecimentos fornecidos e facilidades concedidas no acesso à mesma. Ao Sr. Manuel de Jesus e ao Engº Luís Noronha, pela forma amiga com que sempre se mostraram disponíveis para a troca de valiosas impressões nas diversas visitas, pela contagiante boa disposição e pela cedência de elementos bibliográficos os quais foram cruciais para a concretização deste trabalho. À Engª Ana Pereira, da empresa JetSJ, pela explicação dos aspectos relacionados com o projecto, e ao colega Diogo Daniel pela ajuda na modelação no programa Plaxis e pela prontidão no esclarecimento de qualquer dúvida e participação activa neste trabalho, sob a forma de sugestões e críticas. À minha família, pelo apoio incondicional, confiança e motivação ao longo destes anos. Sem o seu apoio nunca teria chegado até aqui pois proporcionaram-me todas as condições necessárias para concluir com êxito uma formação superior. Aos meus estimados amigos pelo apoio, troca de conhecimentos e companheirismo que demonstraram ao longo da realização deste trabalho, sempre com uma palavra de motivação e ânimo. A todos, muito obrigado. I

4 II

5 Resumo A Arquitectura e o Urbanismo incentivaram a engenharia a encontrar novas formas de construção para um maior aproveitamento do subsolo. Assim, nos dias de hoje, com o aumento exponencial da população e, consequentemente, crescente ocupação e saturação do solo, surge a necessidade de encontrar novos espaços, que passam, grande parte das vezes, pela construção em zonas subterrâneas. Exemplo do que foi dito são as zonas nobres e antigas das cidades, onde há um aumento da procura de espaços comerciais e de serviços e onde, em consequência, se verificam dificuldades de estacionamento, sendo cada vez mais comum recorrer-se a lojas e garagens subterrâneas com vários níveis, por forma a rentabilizar o referido. Uma forma eficiente de materializar as aspirações de crescimento em profundidade é realizada através da contenção periférica de solos. Para que este método seja efectuado em condições de segurança, é necessário cumprir o faseamento construtivo e recorrer à constante monitorização e instrumentação da obra e das estruturas e infra-estruturas vizinhas. Neste contexto foi acompanhada uma obra no centro da cidade de Lisboa, mais concretamente a construção do Hotel Porto Bay Liberdade, na Rua Rosa Araújo, nos aspectos referentes à contenção de fachadas a preservar e respectivo recalçamento, escavações e contenção periférica. Esta última, num dos alçados, foi executada através da tecnologia de Paredes tipo Munique ancoradas e, nos restantes, travadas por bandas de laje. Este tipo de obras demonstra a importância fundamental das ancoragens como elemento estrutural utilizado no travamento de estruturas de contenção, desde o seu dimensionamento, execução e ensaios a realizar. O estudo efectuado demonstrou a relevância, neste tipo de obras, da existência de um Plano de Instrumentação e Observação, que se apoie na instalação de diversos aparelhos de monitorização, permitindo obter resultados sobre os deslocamentos verificados, assim como a análise do comportamento das estruturas vizinhas durante a execução da mesma, cuja resposta depende, como seria de esperar, do seu sistema estrutural e respectivo estado de conservação. Por fim, foi realizada uma análise comparativa e critica dos resultados da instrumentação com os resultados obtidos pela modelação da cortina ancorada num programa de elementos finitos, o Plaxis 2D, tentando-se aferir a qualidade dos resultados e perceber as diferenças registadas, e atenuá-las através de uma retroanálise paramétrica. A análise interpretativa revelou a importância da sequência construtiva da técnica das Paredes tipo Munique, assim como as precauções a ter em conta na modelação dos seus parâmetros estruturais. Foi também possível concluir que existe uma certa incerteza aquando da escolha dos parâmetros do solo, pois verificou-se que o terreno na zona analisada, possuía características distintas das inicialmente admitidas. PALAVRAS-CHAVE: Contenção de Fachadas, Paredes tipo Munique, Ancoragens, Instrumentação, Modelação, Retroanálise. III

6 IV

7 Abstract Architecture and urbanism led engineering to find new ways of construction in order to greater exploit the subsoil. Nowadays, the exponential population increase and growing soil occupation and saturation have prompted the need to build in unorthodox areas such as underground. Underground construction is greatly observable in cities downtowns, where demand for parking and commercial areas has urged engineers to offer solutions ranging from multi story parking lots and shops. Building underground requires peripheral walls to contain the surrounding subsoil, in order to warrantee the safety of the structures it is mandatory to follow phasing construction and constantly monitor and instrument the work. In this context, this thesis is centered on a construction work in Lisbon s downtown, located in Rua Rosa Araujo - Hotel Porto Bay - emphasizing retention of facades to preserve and their underpining as well as excavations and peripheral contention. The latter referred was performed in one of the sides using the King Post Walls technology with anchorages, while on the rest of the sides it was applied concrete slab bands. This type of construction work demonstrated the fundamental importance of anchorages as a structural element used in the braking of the contention structures, from its dimensioning to excavation and testings. In this type of construction, the study demonstrates the relevance of an instrumentation and observation plan, that supports itself on diverse monitoring equipment, allowing to obtain results about the displacements of neighboring buildings, as well as the analysis of their behavior. As expected the results will vary depending on the structural system and state of conservation of the neighboring buildings. In the end, it was also performed a comparative and critical analysis between the instrumentation results and the results obtained by modeling the retaining structure with anchorages using a finite element software, called Plaxis 2D. This study tries to assess the quality of the results and understand the differences that occurred. The differences were mitigated using a parametric back analysis. The interpretative analysis has revealed the importance of the constructive sequence of the King Post Walls, as well as the precautions to take into account when modeling their structural parameters. It was also possible to conclude that there is a degree of uncertainty when choosing the parameters of the soil, because the soil in the analyzed area was found to have different characteristics from those originally admitted. KEY WORDS: Façade Retention, King Post Walls, Anchorages, Instrumentation. Modeling, Back Analysis V

8 VI

9 Simbologia α ângulo entre a ancoragem e a superfície horizontal γ - distorção γ peso volúmico do solo γ unsat - peso volúmico do solo não saturado γ sat - peso volúmico do solo saturado δ deslocamento da estrutura de contenção ε extensão normal nu υ ur - coeficiente de Poisson na fase de descarga; σ tensão normal - diâmetro inter ângulo de atrito das interfaces solo ângulo de atrito do solo φ ângulo de resistência ao corte efectivo χ distância entre a superfície potencial de rotura e o início do bolbo de selagem ψ ângulo de dilatância c inter coesão da interface c ref coesão efectiva do solo c solo coesão do solo c u - resistência não drenada do solo ref E 50 - módulo de deformabilidade secante em estado triaxial (correspondente a 50% da tensão de rotura) para uma tensão de referência (pref), considerada igual a 100 kpa ref E oed - módulo de deformabilidade edométrico tangente para tensão vertical igual à tensão de referência (pref) ref E ur - módulo de deformabilidade na descarga, em estado triaxial, para a tensão de referência (pref) F a a força de atrito vertical do lado activo VII

10 F a p - força de atrito vertical do lado passivo F anc força na ancoragem F b força que se desenvolve na base da cortina G ref módulo de distorção H profundidade de escavação k 0 coeficiente de impulso em repouso k a - coeficiente de impulso activos k s coeficiente de fluência L EQ,min - comprimento livre equivalente mínimo L EQ,máx - comprimento livre equivalente máximo L L comprimento livre da ancoragem L S - comprimento selado da ancoragem m- expoente da lei de potência que expressa a dependência da rigidez em relação ao nível de tensão (power) P tensão da armadura P 0 - tracção de blocagem da ancoragem P a tracção de referência ou inicial p. e. pré-esforço na ancoragem P máx carga máxima na ancoragem P min carga mínima na ancoragem P p tracção máxima de ensaio p ref tensão de referência para a rigidez P t0,1k - tracção característica da armadura à qual ocorre 0,1% de deformação permanente P tk carga característica da armadura R a resistência externa da ancoragem VIII

11 R f - coeficiente de rotura, que relaciona a tensão deviatórica na rotura com a assímptota da hipérbole que traduz a relação tensão-deformação R inter - factor de redução de resistência da interface S secção do cabo s deslocamento da cabeça da ancoragem t - tempo de aplicação do incremento de carga ou da tracção de blocagem W peso próprio da parede IX

12 X

13 Índice Geral 1. Introdução Enquadramento Geral e Objectivos Estrutura da Dissertação Estruturas de Contenção Generalidades Modo de Funcionamento Tipos de Estruturas Estruturas de Contenção Rígidas Estruturas de Contenção Flexíveis Comportamento e Dimensionamento de uma Estrutura de Contenção Flexível Teorias Clássicas Paredes Tipo Munique ou Berlim definitivo Generalidades Efeito de Arco Modos de Rotura de Sistemas de Suporte Ancorados Rotura da Ligação Calda-Armadura Rotura da Ligação entre a Calda do Bolbo e o Terreno Rotura Estrutural da Armadura Rotura Externa Global Vantagens e Desvantagens Sistemas de Suporte de Escavações Escoramentos Bandas de Laje Ancoragens Regulamentação Existente sobre Ancoragens Ancoragens Provisórias e Definitivas Tipos de Ensaios Caso de Estudo Hotel Porto Bay Liberdade Enquadramento Geral XI

14 Localização Classificação da Empreitada Caracterização e Área de Implantação Condicionamentos Natureza Construtiva Natureza Geológica e Geotécnica Descrição Geral da Obra e Elementos Base Solução Proposta Alterações ao Projecto Inicial Medidas de Reforço Processos Construtivos Envolvidos Contenção de Fachadas O património e a Reabilitação de Edifícios Antigos Caso de Estudo Solução Proposta para Recalçamento Vantagens e Desvantagens Localização da Estrutura de Contenção Geometria das Estruturas de Contenção Sistemas de Torres Porticadas e Treliçadas Sistema Aéreo de Escoramento Horizontal Zonas de Acesso ao Interior da Obra Incompatibilidades Detectadas no Projecto de Arquitectura Procedimentos de Montagem Execução das Microestacas Execução dos Maciços de Encabeçamento Montagem da Estrutura Metálica de Contenção da Fachada Vigas de Recalçamento Paredes Tipo Munique ou Berlim Definitivo Trabalhos Preparatórios - Escavação Geral; Colocação dos Elementos Resistentes Amarração e Selagem dos Perfis XII

15 Execução da Viga de Coroamento Execução dos Painéis Painéis Primários Escavação Colocação da Armadura Cofragem e Betonagem Painéis Secundários Painéis Terciários Painéis dos Restantes Níveis Ancoragens Furação Colocação dos Cabos de Pré-esforço Processo de Injecção Tensionamento/Pré-esforço Desactivação das Ancoragens Plano de Instrumentação e Observação Grandezas a Medir e Meios de Medição Frequência das Leituras Critérios de Alerta e Alarme Evolução da Instrumentação Alvos Topográficos Inclinómetros Ensaios de Recepção Modelação da Estrutura de Contenção Caracterização Geral do Programa Condições Iniciais Geometria Características dos Materiais Malha de Elementos Finitos e Estado de Tensão Inicial Cálculo Resultados XIII

16 Deslocamentos Esforços Retroanálise da Solução Análise Paramétrica Alteração do Módulo de Deformabilidade (E) Alteração do Pré-esforço das Ancoragens Alteração do Pré-Esforço e do Módulo de Deformabilidade em Simultâneo Considerações Finais Aspectos a Destacar Desenvolvimentos Futuros Referências Bibliográficas Anexos... i Anexo I Elementos constituintes das ancoragens... iii Anexo II Protecção anticorrosiva das armaduras... vii Anexo III Dimensionamento das ancoragens... ix Anexo IV Descrição Geológica do Terreno Intersectado pela Escavação (Resultados das sondagens)... xi Anexo V Registo fotográfico da amostragem das sondagens... xxi Anexo VI Sondagens, poços de prospecção e perfis interpretativos dispostos no recinto da obra... xxiii Anexo VII Peças Desenhadas relativas ao Projecto de Escavação e Contenção Periférica inicial e mais próximo do final... xxv Anexo VIII Projectos da Estrutura de Contenção de Fachadas... xxvii Anexo IX Tabelas com as características mecânicas das microestacas a utilizar... xxxi Anexo X Resultados da monitorização dos inclinómetros... xxxiii Anexo XI Relatórios de ensaios de carga das ancoragens... xxxix XIV

17 Índice de Tabelas Tabela 2.1: Vantagens e Desvantagens das Paredes tipo Munique Tabela 4.1: Zonas geotécnicas e respectivas características [15] Tabela 4.2: Resultados das sondagens onde foram instalados piezómetros [15] Tabela 4.3: Comprimento livre equivalente mínimo e máximo das ancoragens Tabela 4.4: Alongamento admissível mínimo e máximo das ancoragens Tabela 5.1: Valores de Rinter em função do tipo de interacção Tabela 5.2: Valores de m em função do tipo de solo Tabela 5.3: Características geométricas das ancoragens provisórias Tabela 5.4: Características das camadas de terreno Tabela 5.5: Características dos elementos estruturais da contenção Tabela 5.6: Deslocamentos Horizontais e Verticais na fase final da escavação obtidos no Plaxis e critérios de alerta e alarme Tabela 5.7: Esforços axiais nas ancoragens para as diversas fases construtivas XV

18 XVI

19 Índice de Figuras Figura 2.1: Tipos de movimentos de podem ocorrer e estado do terreno (Adaptado de [2])... 5 Figura 2.2: Diagramas de Terzaghi e Peck... 8 Figura 2.3: Modelos simplificados (unidimensionais, na direcção vertical) de determinação dos esforços numa parede tipo Munique executada em três fases, correspondendo cada uma a um nível de ancoragens... 8 Figura 2.4: Esquema do equilíbrio vertical de cortinas para o caso de paredes tipo Moldadas (esquerda) e tipo Berlim definitivo (direita) (Adaptado de [5])... 9 Figura 2.5: Processo de transferência de carga horizontal e vertical, para um painel Figura 2.6: Concentração de esforços nas ancoragens e alívio das solicitações nas pranchas por arcos verticais Figura 2.7: Modos de rotura de ancoragens a) rotura por corte no bolbo na ligação calda-armadura; b) rotura por corte no bolbo na ligação calda-terreno; c) rotura estrutural da armadura por tracção; d) perda de estabilidade global Figura 2.8: Mecanismos de rotura da ancoragem a) provocando a deformação do solo; b) provocando rotura estrutural da parede Figura 2.9: Contribuição das ancoragens para a estabilidade de uma obra de suporte ancorada Figura 3.1: Cortina estabilizada apenas por encastramento no terreno Figura 3.2: Escavação com escoras inclinadas apoiadas no terreno Figura 3.3: Vigas metálicas que garantem a continuidade do sistema Figura 3.4: Rampas de estacionamento nos pisos enterrados Figura 3.5: Suporte vertical das bandas de laje por microestacas e betonagem Figura 4.1: Fotografia aérea da área de implantação do Hotel Porto Bay [13] Figura 4.2: Envolvente do edifício Figura 4.3: Lotes intervencionados (adaptado de [13]) Figura 4.4: Extracto da carta geológica do Concelho de Lisboa (escala original 1:10 000) [16] Figura 4.5: Furo de sondagem onde foi instalado um piezómetro Figura 4.6: Fases da obra Figura 4.7: Travamento das microestacas por troços de laje Figura 4.8: Travamento das microestacas por cachorros Figura 4.9: Ligação entre a estrutura existente e a nova estrutura através de ferrolhos XVII

20 Figura 4.10: Alteração ao projecto inicial (Adaptado de [18]) Figura 4.11: Fachada principal Figura 4.12: Parte da fachada de tardoz Figura 4.13: Demolição do interior do edifício Figura 4.14: Corte tipo dos maciços e microestacas [19] Figura 4.15: Contenção da fachada principal (fotografia tirada da grua) Figura 4.16: Esquema de sistemas de torres porticadas e treliçadas Figura 4.17: Contentores no interior da estrutura de contenção da fachada Figura 4.18: Escoramento de canto com ligação a edifício adjacente Figura 4.19: Zona da estrutura para permitir o acesso à obra Figura 4.20: Pormenor da criação do vão para permitir o acesso à obra Figura 4.21: Descasque da fundação em toda a sua extensão Figura 4.22: Esquema das saliências detectadas Figura 4.23: Planta da estrutura metálica de contenção das fachadas principal e de tardoz [19] Figura 4.24: Esquema do pefil utilizado [19] Figura 4.25: Corte tipo da estrutura metálica de contenção das fachadas principal e de tardoz (Adaptado de [19]) Figura 4.26: Esquema da estrutura de contenção da fachada do lote nº 8 e 10 [19] Figura 4.27: Esquema da estrutura de contenção da fachada do lote nº4 6 [19] Figura 4.28: Planta das dimensões dos maciços de suporte da estrutura de contenção Figura 4.29: Armaduras a utilizar nos maciços [19] Figura 4.30: Microestaca com a hélice soldada Figura 4.31: Chapa para distribuição de tensões Figura 4.32: Maciço concluído Figura 4.33: Corte tipo do maciço e microestaca [19] Figura 4.34: Transporte de um módulo de contenção da fachada Figura 4.35: Colocação da primeira secção do pórtico Figura 4.36: a) Ligação das vigas interiores e exteriores através de vãos de janelas através de pernos; b) Perno roscado, porca e chapa Figura 4.37: Barrotes para evitar o contacto com a parede de fachada Figura 4.38: a) Ligação entre os pórticos e a fachada; b) e c) pormenores de ligação XVIII

21 Figura 4.39: Esquema da solução de recalçamento da fachada Figura 4.40: Microestaca executada do lado exterior da fachada Figura 4.41: Viga de recalçamento armada Figura 4.42: Viga de recalçamento cofrada Figura 4.43: Betonagem e vibração da viga de recalçamento Figura 4.44: Viga de recalçamento no final da betonagem Figura 4.45: Montagem e aperto dos varões Gewi Figura 4.46: Viga de recalçamento executada Figura 4.47: Processo construtivo das paredes tipo Munique no caso de estudo (Adaptado de [20]). 53 Figura 4.48: Fases de execução das paredes tipo Munique com vários níveis [21] Figura 4.49: Máquina perfuradora com trado contínuo Figura 4.50: Perfil metálico transportado na grua Figura 4.51: Perfis metálicos colocados no terreno Figura 4.52: Secção transversal dos perfis HEB140 / HEB Figura 4.53: Perfil metálico ligado à parede através de cachorros Figura 4.54: Microestacas ligada à parede através de cachorros Figura 4.55: Pormenores tipo da ligação dos perfis metálicos à parede [18] Figura 4.56: Viga de coroamento e armaduras de espera Figura 4.57: Escavação do painel primário recorrendo a retroescavadora Figura 4.58: Colocação da armadura do painel primário Figura 4.59: Esquema de um painel na fase de colocação da armadura [3] Figura 4.60: Escoramento da cofragem do painel primário Figura 4.61: Betonagem do painel com recurso a balde Figura 4.62: Escoramento de cofragem de painel secundário Figura 4.63: Aspecto final do primeiro nível de um Muro de Munique Figura 4.64: Painéis de canto e respectivos escoramentos Figura 4.65: Painéis dos vários níveis executados e ancorados Figura 4.66: Negativo para furação do painel Figura 4.67: Caroteadora Figura 4.68: Furação recorrendo a trado continuo XIX

22 Figura 4.69: Troços de trado contínuo Figura 4.70: Furação recorrendo a varas e bit Figura 4.71: Varas Figura 4.72: Cabos armazenados em rolos Figura 4.73: Cabos introduzidos manualmente Figura 4.74: Pormenor dos cabos Figura 4.75: Armaduras e tubos de injecção inseridos no furo Figura 4.76: Equipamento de mistura Figura 4.77: Calda a afluir à boca do furo Figura 4.78: Manómetro de pressão Figura 4.79: Injecção para criação do bolbo de selagem Figura 4.80: Fecho do tubo de entrada de ar Figura 4.81: Macaco hidráulico Figura 4.82: Fachada principal com a localização dos alvos topográficos (vermelho) e inclinómetros (azul) no dia 4 de Abril de Figura 4.83: Localização das células de carga Figura 4.84: Alvo topográfico instalado Figura 4.85: Estação de medição Figura 4.86: Localização dos alvos nº 18, 51 e Figura 4.87: Deslocamentos registados no alvo nº18 [23] Figura 4.88: Águas residuais a serem descarregadas no solo junto à parede do alçado AB Figura 4.89: Localização dos alvos nº 40, 41, 42 e 43 no alçado BC Figura 4.90: Deslocamentos registados no alvo nº 40 [23] Figura 4.91: Esquema da solução de ancoragens inclinadas Figura 4.92: Danos observados no muro do edifício vizinho e sentido do movimento Figura 4.93: Sentido dos eixos do inclinómetro Figura 4.94: Deslocamentos horizontais acumulados lidos no inclinómetro 1, na Direcção A [24] Figura 4.95: Célula de carga Figura 4.96: Carga aplicada em função do alongamento na ancoragem do 2º nível no alinhamento 10 [25] Figura 5.1: Testes triaxiais de carga/descarga usando Mohr-Coulomb (adaptado de [27]) XX

23 Figura 5.2: Testes triaxiais de carga/descarga usando Hardening-Soil (adaptado de [27]) Figura 5.3: Pontos D, D1 e A representados no alçado Figura 5.4: Ilustração da modelação numérica no Plaxis Figura 5.5: Malha de elementos finitos Figura 5.6: Configuração deformada da cortina no final da escavação Figura 5.7: Deformações horizontais da cortina no final da escavação Figura 5.8: Deformações verticais da cortina no final da escavação Figura 5.9: Deslocamentos da cortina no final da escavação Figura 5.10: Gráfico do deslocamento horizontal da contenção ao longo das várias fases construtivas Figura 5.11: Esforços axiais instalados na cortina na fase final da escavação Figura 5.12: Localização dos alvos nº32, 39 e Figura 5.13: Deslocamentos horizontais previstos pelo Plaxis e verificados no alvo nº Figura 5.14: Deformações horizontais obtidas no Plaxis por alteração do E Figura 5.15: Deformações horizontais obtidas no Plaxis por alteração do pré-esforço Figura 5.16: Assentamento do terreno no tardoz da parede para a solução inicial e para alterações de pré-esforço Figura 5.17: Deslocamento horizontal da parede para a última fase da escavação Figura 5.18: Deformações horizontais obtidas no Plaxis por alteração do E em simultâneo com o préesforço Figura 5.19: Aproximação da solução modelada à situação real Figura 5.20: Assentamento do terreno no tardoz da parede para a solução inicial e para a solução final com E=25000 kn/m2 e p.e.=100 kn/m Figura 5.21: Deslocamento Horizontal da Parede para a solução inicial e para a solução final com E=25000 kn/m2 e p.e=100kn/m XXI

24 XXII

25 1. Introdução 1.1. Enquadramento Geral e Objectivos O tema da dissertação, como o próprio nome indica, incide sobre técnicas empregues em meio urbano para executar pisos enterrados em edifícios já existentes, e seria esse o objectivo inicialmente delineado, ou seja, abordar os vários métodos de contenção utilizados para este fim e estudar os efeitos que poderiam causar nas edificações vizinhas, aproveitando uma obra que já tivesse sido realizada neste âmbito para modelar a solução utilizada. Mais tarde, surgiu a oportunidade de acompanhar uma grande obra no centro de Lisboa que ia de encontro ao tema do trabalho, e desta forma os objectivos foram-se encaminhando e adaptando, no sentido de abordar as técnicas utilizadas no caso de estudo. Com o seguimento da obra no local foi possível assistir a vários processos construtivos, tais como paredes tipo Munique ancoradas, bandas de laje, microestacas e contenção e recalçamento de fachadas, sendo feita nesta dissertação uma descrição detalhada dos mesmos. Esta obra ao localizar-se num centro nobre da cidade e com uma forte ocupação populacional levou a que fosse ainda mais relevante avaliar as consequências que daí advinham e a influência para as construções vizinhas, bastante sensíveis e antigas, sendo por isso muito importante compreender o enquadramento urbano e geológico-geotécnico em que a contenção se introduz. Pretendeu-se também analisar deslocamentos significativos que se verificaram no decorrer da obra e associá-los a alguns acontecimentos principais, chamando a atenção para a importância do Plano de Instrumentação e Observação, sendo este, alvo de um estudo cuidado ao longo deste trabalho, uma vez que se reveste de grande valor para a monitorização das estruturas vizinhas. Ao longo da dissertação também se dá relevância ao facto de, sempre que possível, se deverá seguir com exactidão o que foi definido previamente em projecto, mas como se verá adiante, isto nem sempre se verifica, sendo necessário efectuar alterações em função de condicionantes que se verificam no local. Por fim será feito um paralelismo entre os deslocamentos verificados em obra e os obtidos através da modelação no programa Plaxis 2D, comparando-os também com os critérios de alerta e alarme previstos na fase de projecto, efectuando-se de seguida uma análise e alteração dos parâmetros mais relevantes, de forma a atenuar as diferenças observadas Estrutura da Dissertação Este trabalho é constituído por 6 capítulos principais, sendo que o primeiro e o último correspondem à introdução e à conclusão respectivamente. O presente capítulo inclui um breve enquadramento geral do tema, os objectivos do mesmo e a organização estrutural do trabalho. 1

26 Numa primeira fase, através de uma revisão da bibliografia já existente, foram tratados os assuntos mais teóricos relacionados com as técnicas mencionadas. Assim, no Capítulo 2 abordaram-se generalidades relacionadas com as cortinas de contenção como é o caso do seu comportamento e modo de funcionamento, sendo seguidas de uma análise mais detalhada da metodologia de Paredes tipo Munique, pois como já foi dito, foi a técnica utilizada no caso de estudo, dando ênfase a aspectos relacionados com o efeito de arco, modos de rotura e vantagens e desvantagens relativamente a outras técnicas. Ainda no âmbito da revisão bibliográfica, no Capítulo 3 são apresentados os diversos sistemas de suporte de escavações utilizados na obra acompanhada, dando maior enfase às ancoragens. Acerca desta técnica são abordados vários aspectos como a regulamentação existente, os diversos tipos de ancoragens, a sua constituição, o modo de protecção contra a corrosão, o dimensionamento de alguns parâmetros importantes para a sua aplicação e os vários tipos de ensaios existentes. No Capítulo 4 é apresentado o caso de estudo do Hotel Porto Bay Liberdade, onde, numa primeira fase, é feito um enquadramento geral da obra, com a sua localização, condicionamentos e outros aspectos relevantes. Dentro deste capítulo é também realizada uma descrição do projecto e suas diversas alterações ao longo do decorrer da obra e analisados com detalhe os processos construtivos envolvidos. Por último nesta secção, é feita uma apresentação e análise do plano de instrumentação e observação utilizado no caso de estudo e a sua respectiva evolução ao longo do tempo, estabelecendo-se um paralelismo entre os deslocamentos excessivos que se registam nos aparelhos de instrumentação e alguns acontecimentos alarmantes que ocorreram em obra. O Capítulo 5 diz respeito à modelação da estrutura de contenção de um dos alçados do caso de estudo. Numa fase inicial desta breve modelação houve a preocupação de fazer uma caracterização geral e avaliar os parâmetros e as características do programa de cálculo de elementos finitos que se pretendia utilizar (Plaxis 2D). Depois de definidas as condições iniciais, geometria e características dos materiais é necessário caracterizar as várias fases da construção da cortina multi-ancorada, tentando reproduzir o mais aproximadamente possível o que acontece na realidade. É feito também um estudo dos esforços e deslocamentos obtidos, onde se efectua uma comparação entre estes e os deslocamentos sofridos em obra (registados pelos alvos topográficos) e posteriormente com os deslocamentos previstos na fase de projecto. Este estudo comparativo é seguido de uma análise paramétrica, na qual se fazem variar os parâmetros que se consideram mais relevantes para o caso de estudo, tentando aproximar o mais possível a solução obtida na modelação da que se observa nos resultados da instrumentação. A este procedimento, dá-se o nome de retroanálise. Finalmente no Capítulo 6 apresentam-se as considerações finais da presente dissertação e os desenvolvimentos futuros. 2

27 2. Estruturas de Contenção 2.1. Generalidades Ao longo dos últimos anos, com o desenvolvimento económico e o crescimento demográfico, aliados à valorização e ocupação dos espaços urbanos, tem havido um aumento progressivo no que diz respeito ao recurso a edifícios com vários pisos de cave e estruturas subterrâneas (parqueamentos, túneis de metropolitano, rodoviários, entre outros). Desta forma, a necessidade de construir pisos enterrados, relacionados com a necessidade de rentabilização do espaço disponível e perspectivados para cumprir diferentes níveis de exigências, em zonas próximas de edifícios vizinhos, impõe a necessidade de execução de estruturas de contenção. Consideram-se estruturas de suporte ou contenção, aquelas que suportam terreno, rocha e água, separando assim plataformas de terreno a diferentes cotas, evitando o escorregamento causado pelo peso próprio do maciço ou por carregamentos externos. O material considera-se suportado se é mantido com uma inclinação maior do que aquela que tomaria se não existisse estrutura. [1]. As estruturas de contenção são utilizadas em situações de área reduzida, em que se considera importante a escavação na vertical, ou próxima da vertical, pois é aquela que garante o maior aproveitamento do espaço (faz coincidir a área de intervenção com a totalidade da área do lote) e, em simultâneo, a que mais se adequa às construções correntes, promovendo a estabilidade contra a ruptura de maciços de terra ou rocha. Estas estruturas têm espessura relativamente reduzida, e são constituídas por aço, betão armado ou madeira travadas por ancoragens, escoras ou impulsos passivos do terreno. Existem, hoje em dia, várias soluções construtivas para aplicar em contenções periféricas, cabendo ao projectista idealizar a situação final que melhor se adequa às condições do terreno e envolventes do mesmo. A escolha da melhor solução não depende só das condições do terreno, mas também da urgência de prazos da obra e do orçamento disponível, sendo necessário encontrar um equilíbrio entre estes factores técnicos e económicos, descritos abaixo, tendo sempre presente o cumprimento dos critérios de segurança. 3

28 Factores técnicos Características geológicas e geotécnicas do local; Deslocamento horizontal aceitável no terreno; Envolvente da obra (acessos, distância e estado de conservação dos edifícios vizinhos); Espaço livre para estaleiro; Equipamento disponível no local; Nível freático existente no local; Profundidade a escavar; Carácter temporário ou definitivo da escavação; Resistência necessária; Posição do nível freático e os requisitos de estanqueidade; Espaço para movimentação de máquinas. Factores económicos Custos de transporte do equipamento e do material; Custo de execução (preço do material e da mão de obra); Custos indirectos relacionados com o tempo de execução. Entre as estruturas de contenção existentes, destacam-se os seguintes tipos: cortinas de estacas moldadas, estacas prancha, paredes moldadas, paredes tipo Berlim (provisório e definitivo) e outros tipos de paredes derivadas destas ou que resultam da combinação de algumas das soluções referidas. É de referir que, nas condições actuais, as paredes moldadas, as cortinas de estacas moldadas e as paredes tipo Berlim definitivas, constituem não só a contenção provisória da escavação, como também integram, em parte ou na totalidade, a estrutura definitiva. A explicação dos vários tipos de contenção excede o âmbito deste projecto, deste modo, não se poderá alongar em especificações sobre este tipo de estruturas. Como se tratam de obras geotécnicas, o comportamento em obra é determinante. Este irá permitir a confirmação do projecto ou, em alternativa, a sua actualização e até mesmo correcção. Desta forma, existe um largo conjunto de procedimentos que devem ser realizados durante a construção destas estruturas, com vista a analisar diversos parâmetros relevantes. Desde logo, a perturbação induzida no terreno pela escavação ou cravação de elementos e a possibilidade de executar as ancoragens sem interferir com edifícios ou qualquer tipo de infra-estruturas vizinhas. Quando a escavação é suportada recorrendo a escoras, estas devem permitir, tanto quanto possível, a eficaz remoção de terras pelas máquinas, sendo também importante prever e salvaguardar, desde o início da obra, os acessos ao fundo da escavação e os acessos para manutenção da parede e órgãos de drenagem e inspecção Modo de Funcionamento Como já foi referido, as estruturas de contenção separam plataformas de terreno a diferentes cotas, em que a estrutura suporta um dos lados do terreno, estando sujeito ao seu impulso. 4

29 Segundo as teorias clássicas, surgidas há bastantes anos e direccionadas para estruturas mais rígidas do que as modelações desenvolvidas mais recentemente, os vários tipos de movimentos de um muro de contenção podem classificar-se como: estado de repouso, activo e passivo. Esclarecendo de uma forma resumida o modo de funcionamento destas estruturas, sendo H a profundidade da escavação, tal como se pode verificar na Figura 2.1, para movimentos da estrutura inferiores a 5x10-4 H considera-se um estado de repouso, enquanto para movimentos da escavação superiores a 0,001H está-se na presença de um estado activo, em que o terreno impulsiona a estrutura de suporte, ou pode acontecer, pelo contrário, que a estrutura se mova contra o terreno, sendo este efeito denominado de estado passivo. Neste último caso, as pressões verificadas no terreno são bastante superiores às do estado activo devido à compressão que é exercida pela estrutura. Figura 2.1: Tipos de movimentos de podem ocorrer e estado do terreno (Adaptado de [2]) Relativamente ao impulso passivo é corrente não considerá-lo ou considerar apenas 1/2 a 1/3 do seu valor total, devido ao facto de o deslocamento necessário para se atingir o estado passivo ser muito superior ao deslocamento que gera o estado activo Tipos de Estruturas O Eurocódigo 7 prevê a existência de 3 tipos de estruturas, consoante a interacção entre a contenção e os terrenos: estruturas de contenção rígidas, estruturas de contenção flexíveis e estruturas com comportamento misto dos 2 tipos. As estruturas de contenção flexíveis merecem especial atenção ao longo deste texto, sendo que será este o conceito a ser explorado mais a fundo, nomeadamente no Subcapítulo Estruturas de Contenção Rígidas As estruturas de contenção rígidas são estruturas em que o peso próprio é determinante para suster o impulso do terreno, garantindo que não ocorram nem deslocamentos significativos, nem o deslize do terreno suportado, apresentando uma sapata com ou sem saliência inferior ou contrafortes. 5

30 Os materiais utilizados e o formato da estrutura de contenção rígida são muito variados. São exemplos deste tipo de estruturas os muros de gravidade (pedra argamassada, betão simples ou armado com espessura constante ou variável), muros de betão armado, em L ou T invertido e muros de contrafortes Estruturas de Contenção Flexíveis As estruturas de contenção flexíveis são estruturas cuja resistência à flexão desempenha uma função significativa na contenção do terreno, sendo o seu peso próprio praticamente desprezável para o suporte dos mesmos. As deformações induzidas pelas pressões do terreno suportado produzem um efeito significativo na distribuição destas pressões, bem como, no valor dos impulsos, momentos flectores e restantes esforços para que são dimensionadas. São também caracterizadas pela sua esbelteza e espessura reduzida, sendo que a estabilidade é assegurada pela própria cortina, através do seu comportamento enterrado e/ou pelos apoios instalados. Existem diversos tipos de estruturas flexíveis, quer no que respeita à constituição e processo de construção da cortina, quer no que se refere aos elementos que asseguram, total ou parcialmente, a sua estabilidade, como por exemplo, escoras ou ancoragens. Podem ser constituídas por diversos materiais, sendo os mais comuns o aço, o betão armado e a madeira. São exemplos deste tipo de estruturas as cortinas de estacas prancha, cortinas de estacas moldadas, paredes moldadas, paredes tipo Berlim e as paredes tipo Munique. Um aspecto das estruturas de suporte flexíveis que é importante referir, é o facto de que nestas se instalam momentos flectores menores do que numa estrutura rígida, quando sujeitas às mesmas acções. Isto deve-se ao facto de, numa estrutura flexível, as pressões impostas pelo terreno suportado terem maior liberdade de se redistribuírem. Este acontecimento é benéfico para as estruturas flexíveis, no entanto, dá-se à custa de um maior deslocamento da estrutura e do solo Comportamento e Dimensionamento de uma Estrutura de Contenção Flexível Teorias Clássicas Segundo [3], existem duas fases distintas na execução desta técnica: a provisória e a definitiva. A primeira é caracterizada pelo facto de a estrutura funcionar como uma viga contínua, em que as ancoragens funcionam como apoios horizontais, enquanto na segunda fase a cortina está rigidamente apoiada ao nível dos pavimentos dos pisos enterrados e das fundações. Irá dar-se maior referência à fase provisória visto que o tema da dissertação incide, na sua maioria, sobre esta matéria. Na execução deste tipo de obras, uma vez que há um intervalo de tempo em que o solo fica descomprimido (como se verá mais adiante), inevitavelmente ocorrerão deslocamentos horizontais da cortina para o interior da escavação. Para que este método construtivo e de cálculo seja viável, estes deslocamentos terão de ser mantidos dentro de valores admissíveis. 6

31 Estes deslocamentos provocam tensões do tipo activo atrás da cortina e consequentemente tensões do tipo passivo na frente da cortina, ou seja, o solo a escavar nas fases seguintes está sujeito a tensões superiores às tensões de repouso e, consequentemente, a fase de escavação seguinte provocaria maiores deslocamentos na cortina. Assim, em relação às cargas horizontais (impulsos de terras com ou sem impulso hidroestático, sobrecargas na fase construtiva e a acção sísmica na fase definitiva), o dimensionamento na fase provisória inicia-se na estimativa do valor do pré-esforço a aplicar nas ancoragens para equilibrar as pressões de terras geradas [3]. O pré-esforço dos apoios estruturais de uma cortina de contenção de uma escavação, ao aplicar forças na cortina contra o maciço, para além da reposição do estado de tensão horizontal e da recuperação dos deslocamentos sofridos pela cortina devido à escavação, prepara o restante maciço para as fases seguintes, reduzindo as tensões do lado passivo, fazendo com que este sofra menores deformações. Logo, as forças associadas à retirada do solo serão menores e consequentemente menores as deformações na fase seguinte da escavação, garantindo um bom comportamento em termos de esforços e deslocamentos, na cortina e na sua envolvente. Definidas as suas posições em altura e o espaçamento na horizontal, considera-se que a componente horizontal do pré-esforço em cada ancoragem é dada aproximadamente pela resultante dos diagramas empíricos de impulso activos preconizados por Terzaghi e Peck, na área de influência da ancoragem (Figura 2.2). Estes diagramas foram definidos a partir da observação de estruturas de contenção, o que permitiu estimar a pressão aparente nos solos (no caso de se tratar de argilas ou de areias), pelo que reflectem condições práticas e, por isso mesmo, condicionados pelas características estruturais, geotécnicas e construtivas das obras observadas, o que mesmo assim não inibiu o uso generalizado destes diagramas. Refira-se no entanto que, se for requerido um elevado grau de rigor, é importante ter presente que o pré-esforço nos diversos níveis de ancoragens varia com os deslocamentos e deformações da parede ao longo de todo o processo construtivo. A utilidade destes diagramas consiste no facto de poderem ser aplicados de forma inversa àquela que levou à sua obtenção, ou seja, partindo destes diagramas poder-se-á calcular as cargas aplicadas nas ancoragens. A força assim calculada corresponde àquela que é necessária para assegurar o equilíbrio das pressões exercidas pelas terras sobre a estrutura de suporte. Na Figura 2.2, K a corresponde ao coeficiente de impulso activo, γ corresponde ao peso volúmico do solo, c u indica a resistência não drenada do solo e H toma o valor da altura da escavação. 7

32 Figura 2.2: Diagramas de Terzaghi e Peck Estas pressões de terras dependem de vários factores, tais como: as características mecânicas do solo, a história de tensões e carregamentos dos estratos, a sobrecarga aplicada, a interacção na interface entre o solo e a estrutura de contenção, e as características da deformabilidade do sistema formado entre a cortina e o terreno suportado [4]. Seguidamente recorre-se a um modelo unidimensional de viga em meio elástico (Figura 2.3). Para cada fase de escavação, aplica-se o respectivo pré-esforço na ancoragem e, por reacção das molas, obtém-se um diagrama de esforços em altura na cortina. Os esforços em cada secção correspondentes à n-ésima fase obtêm-se somando os esforços na mesma secção correspondentes a todas as fases até à fase n [3]. Figura 2.3: Modelos simplificados (unidimensionais, na direcção vertical) de determinação dos esforços numa parede tipo Munique executada em três fases, correspondendo cada uma a um nível de ancoragens Assim, a existência de elementos de apoio como as ancoragens, faz também do equilíbrio vertical um aspecto de relevo no dimensionamento, pois estas estruturas aplicam cargas verticais importantes (provenientes do facto de serem pré-esforçadas e de estarem inclinadas). Este facto ganha ainda mais importância se se tratar de cortinas multi-ancoradas com inclinações significativas daqueles elementos, pois por vezes existe a necessidade de realizar a selagem das ancoragens em solos apropriados ou de fazer desvio de infra-estruturas pré-existentes, o que faz com que a inclinação das ancoragens assuma alguma relevância. Segundo [5], o adequado comportamento das cortinas passa, assim, pelas cargas verticais significativas equilibradas pela reacção vertical que se desenvolve na base da parede, provocada pela reacção do terreno de fundação e pela contribuição das forças de atrito do lado passivo (quando existente). 8

33 Em estruturas do tipo paredes moldadas ou cortinas de estacas, em que existe uma parte da cortina enterrada (Figura 2.4), a componente da força de atrito vertical do lado passivo, na interface solocortina, tem alguma importância no equilíbrio vertical da parede. Esta componente do lado passivo permite manter os deslocamentos dentro de valores razoáveis na medida em que possuem uma rigidez considerável e as condições de apoio do seu pé (extremidade inferior) são geralmente adequadas. Na fase provisória e em termos de cargas verticais, como as paredes tipo Munique (estrutura de contenção abordada mais a fundo nesta dissertação) não possuem altura enterrada, não existindo assim lado passivo, os perfis metálicos verticais devem ser dimensionados para a totalidade destas (peso próprio da cortina e a componente vertical do pré-esforço nas ancoragens) enquanto não é atingida, pela parede, a profundidade final de escavação. Os perfis transmitem assim as cargas verticais geradas ao longo da parede já betonada ao solo de fundação [3]. As forças de atrito do lado activo são, normalmente, dirigidas para baixo (aplicadas à cortina) incrementando a carga vertical total. Figura 2.4: Esquema do equilíbrio vertical de cortinas para o caso de paredes tipo Moldadas (esquerda) e tipo Berlim definitivo (direita) (Adaptado de [5]) Do mecanismo de transmissão de cargas referido, resulta que a fase de escavação a que corresponde a verificação mais condicionante é a última, pois os perfis nesta fase são sujeitos a importantes cargas verticais, sendo já significativo o peso da parede, tornando especialmente relevante a verificação de segurança em relação à encurvadura dos mesmos. Na fase definitiva, em relação às cargas verticais despreza-se a contribuição dos perfis metálicos e dimensiona-se a sapata corrida da parede para a totalidade das cargas verticais (peso próprio da cortina e das fachadas que nela assentam directamente, para além da reacção das lajes dos pisos enterrados e dos pilares dos pisos elevados) [3]. 9

34 2.5. Paredes Tipo Munique ou Berlim definitivo Generalidades A designação desta técnica tem sido alvo de alguma controvérsia, pois para além de Parede tipo Munique também pode ser apelidada de Berlim definitivo, tal como as Paredes tipo Berlim que também recebem a designação de Berlim provisórias. Deste os anos 70 que a utilização de Paredes tipo de Munique nas escavações executadas em Portugal tem sido muito frequente, nomeadamente no que diz respeito a contenções periféricas e muros de suporte de taludes. Esta solução insere-se na categoria das paredes multi-apoiadas e partilha algumas características com as Paredes de Berlim provisórias, nomeadamente a execução faseada por níveis e a introdução de perfis metálicos em I ou H espaçados uns dos outros, ao longo do perímetro da futura escavação. Nas paredes tipo Munique, ao invés dos barrotes de madeira, a entivação é constituída por painéis em betão armado ficando os perfis metálicos incorporados na parede. Assim, a principal diferença entre as estruturas de contenção provisória e definitiva está relacionada com a sua concepção e dimensionamento. Para assegurar a estabilidade da parede e o controlo das suas deformações, esforços de flexão e deslocamentos dentro de valores considerados como aceitáveis, normalmente são executadas ancoragens pré-esforçadas, seladas no terreno. O controlo dos deslocamentos do terreno suportado é um factor de extrema importância, principalmente quando se está perante a proximidade de edifícios ou qualquer tipo de construção nas proximidades da escavação Efeito de Arco O efeito de arco está relacionado com a tendência de uma estrutura para redistribuir as cargas, aumentando-as nas zonas menos móveis e aliviando-as nas zonas mais deformáveis. Este efeito ocorre quando as condições de apoio se modificam e em qualquer material com um mínimo de coesão. As paredes de Munique, como se verá mais adiante, são escavadas e executadas de forma alternada, ficando entre os painéis as chamadas banquetas de terra que suportam os impulsos, sobre as quais irão incidir as tensões resultantes da descompressão do terreno, tirando-se partido do efeito de arco. Assim, durante a escavação há uma redução significativa das tensões na zona escavada e um aumento das mesmas no solo lateralmente adjacente. Na Figura 2.5, é visível a incidência de dois fenómenos em cada zona do painel. O ponto A situa-se no tardoz da zona superior do painel, aí o solo tende a distribuir as suas tensões horizontalmente, aumentando as tensões do solo lateralmente. No entanto, o solo situado na zona do ponto B transfere 10

35 a maior parte da sua carga na direcção vertical, para o solo situado na base da escavação, devido ao facto do ponto B se situar na proximidade desta zona, distribuindo menos na direcção horizontal. Figura 2.5: Processo de transferência de carga horizontal e vertical, para um painel Quando as ancoragens são instaladas também se verifica o fenómeno do efeito de arco, quer nos planos horizontais quer nos verticais (Figura 2.6). Este efeito reduz as pressões nas zonas mais deformáveis e concentra esforços nos pontos menos deformáveis (ancoragens), redistribuindo a acção [6]. Figura 2.6: Concentração de esforços nas ancoragens e alívio das solicitações nas pranchas por arcos verticais Modos de Rotura de Sistemas de Suporte Ancorados O dimensionamento das obras de suporte realiza-se, na maioria dos casos, pela análise de condições correspondentes a estados limites últimos, aplicando um determinado valor para o coeficiente de segurança, isto é, para situações correspondentes a equilíbrio limite. No caso particular de obras de suporte ancoradas há que considerar também os riscos associados às ancoragens propriamente ditas [7]. Segundo [7], diversas causas podem mobilizar mecanismos de rotura que resultam, geralmente, da acção de cargas estáticas excessivas sobre as ancoragens. As referidas cargas podem ter diversas origens: Ser aplicadas na ancoragem durante o ensaio de carga ou durante a blocagem; Na sequência construtiva da obra, nomeadamente de escavações; A partir de sobrecargas construtivas, como a colocação de aterros, ou por acção de equipamento de obra; Geradas com a construção de estruturas adjacentes; Pela combinação de diversos factores. 11

36 O projecto de ancoragens deve assim contemplar todas as situações susceptíveis de ocorrer durante a sua vida útil. A par dos vários factores supracitados, as ancoragens podem romper por diversos mecanismos (Figura 2.7), sendo que na sua verificação relativamente aos estados limites últimos, se devem analisar os seguintes modos de rotura: Rotura na interface entre a armadura e a calda injectada (Figura 2.7 a)); Rotura na interface entre a calda injectada (bolbo de selagem) e o terreno (Figura 2.7 b)); Rotura estrutural da armadura ou de algum dos componentes da ancoragem, por ter sido excedida a resistência dos materiais ou pela rotura das ligações entre os elementos (Figura 2.7 c)); Rotura por perda de estabilidade global da estrutura, incluindo as ancoragens, por rotura do solo de fundação. Acontece quando a parede não tem capacidade para segurar o terreno no tardoz (Figura 2.7 d)). Figura 2.7: Modos de rotura de ancoragens a) rotura por corte no bolbo na ligação calda-armadura; b) rotura por corte no bolbo na ligação calda-terreno; c) rotura estrutural da armadura por tracção; d) perda de estabilidade global Seguidamente serão analisados com maior detalhe cada um destes modos de rotura Rotura da Ligação Calda-Armadura De acordo com [7], a resistência da ligação entre a calda e a armadura deve ser superior à resistência da ligação calda-terreno. O mecanismo de rotura calda-armadura envolve três componentes: aderência, atrito e corte (interligação mecânica ou bloqueio). Verificados os movimentos iniciais, que mobilizam a aderência (relacionada com a rugosidade do aço e da calda envolvente), esta é substituída pela mobilização do atrito. O valor do atrito depende da rugosidade da superfície do aço, da tensão efectiva normal e da grandeza do deslizamento. A interligação ou bloqueio mecânico consiste na mobilização da resistência ao corte da calda nas zonas mais irregulares da armadura, como por exemplo, em secções com reforços. 12

37 Rotura da Ligação entre a Calda do Bolbo e o Terreno Relativamente a este modo de rotura, sabe-se que as ancoragens em terreno mobilizam progressivamente a resistência lateral nesta interface (na sequência da transferência de carga ao longo da selagem). Geralmente esta resistência depende da tensão normal, que actua ao nível da calda de selagem, da aderência e do atrito mobilizado entre o terreno e a calda. Na fase inicial, quando se aplica o pré-esforço, a secção da selagem mais próxima do comprimento livre alonga-se e transfere carga para o terreno. À medida que a resistência é mobilizada nessa secção a tensão é transferida ao longo da selagem. Durante este processo a ancoragem vai-se alongando e vai mobilizando secções mais afastadas. Quando a tensão é transferida para a extremidade posterior da selagem, se exceder a resistência última da interface calda-terreno, ocorre a rotura na selagem. A rotura na interface calda-terreno pode também caracterizar-se por deformações excessivas a carga constante, isto é, por fluência [7] Rotura Estrutural da Armadura As estruturas de suporte são sujeitas a cargas verticais e horizontais, provenientes do terreno suportado e das ancoragens pré-esforçadas. O dimensionamento da armadura deverá ter em conta não só esforços de tracção, mas também em alguns casos, flexão e corte [7]. A rotura da ancoragem pode também provocar a deformação do solo (Figura 2.8 a)). Por consequência esta rotura no solo pode levar à rotura estrutural da parede, que consiste no desenvolvimento de uma rótula plástica perto da sua base (Figura 2.8 b)). Figura 2.8: Mecanismos de rotura da ancoragem a) provocando a deformação do solo; b) provocando rotura estrutural da parede Rotura Externa Global Para avaliar a estabilidade externa dos sistemas ancorados pode recorrer-se a métodos de equilíbrio limite convencionais. O sistema é estável caso as superfícies potenciais de escorregamento, que passem atrás das selagens, apresentem coeficientes de segurança superiores aos considerados para referência. Caso contrário poderão existir problemas de estabilidade. 13

38 As ancoragens aplicam sobre a estrutura de suporte as forças necessárias para garantir a estabilidade da obra. Essas forças, por sua vez, transmitem-se ao terreno do tardoz a uma distância considerada aceitável, que se deve localizar para além da zona activa (Figura 2.9). Esta distância impõe o comprimento livre mínimo das ancoragens. A profundidade das ancoragens determina-se a partir da localização da superfície de rotura mais profunda. Figura 2.9: Contribuição das ancoragens para a estabilidade de uma obra de suporte ancorada Vantagens e Desvantagens O campo de aplicação das Paredes tipo Munique, assim como as suas respectivas vantagens e desvantagens, enumeradas de seguida na Tabela 2.1, acabam por determinar a viabilidade do uso desta solução. Tabela 2.1: Vantagens e Desvantagens das Paredes tipo Munique Vantagens Economia teórica a nível de custos nos processos construtivos (relativamente às paredes moldadas e às cortinas de estacas moldadas); Permitem um bom rendimento em termos de aproveitamento da área útil do edifício, uma vez que as paredes são de espessura relativamente reduzida e são executadas no limite do lote (betonadas conta o terreno), proporcionando espaço de manobra, pois não exigem grande área de estaleiro ou acessos largos à obra, sendo facilmente adaptáveis a situações com pequenas áreas de implantação; Não exige pessoal nem tecnologia muito especializada, recorrendo a técnicas, equipamentos e conhecimentos correntes (à excepção das ancoragens); Proporcionam acabamento aceitável, por serem cofrados interiormente (vantagens de economia, pois estes muros são definitivos); Maximização da incorporação de elementos da estrutura definitiva na fase provisória da obra; Permitem a realização da escavação em simultâneo com a execução da contenção. Desvantagens Prazos de execução demorados e fracos rendimentos diários em área (ritmos da ordem de um mês por piso); Provocam alguma descompressão do terreno a tardoz, originando assentamentos das fundações das construções vizinhas e deslocamentos da própria parede de contenção, o que pode provocar danos; Exigem terrenos com alguma coesão para permanecer sem suporte enquanto a entivação é colocada; Mau desempenho para nível freático elevado, não garantindo a estanqueidade a longo prazo, mesmo recorrendo a soluções de impermeabilização e drenagem adequadas; Podem surgir riscos de soterramento resultantes do colapso dos elementos horizontais, podendo provocar deslizamentos. 14

39 3. Sistemas de Suporte de Escavações São poucos os tipos de maciços terrosos e condições de fronteira que permitem a execução de paredes de contenção sem qualquer tipo de apoio, com estas a tirarem partido apenas da estabilidade conferida pela parte encastrada no solo da cortina e do impulso passivo fornecido pelo terreno no seu intradorso (Figura 3.1). Figura 3.1: Cortina estabilizada apenas por encastramento no terreno Assim, devido à flexibilidade das cortinas, na maior parte das vezes, como forma de conferir a estabilidade desejável, são utilizados elementos que pressionam a cortina contra o terreno, restringindo os movimentos, como as escoras e as bandas de laje, que se materializam no interior do perímetro de escavação e as ancoragens pré-esforçadas, que se situam no interior do terreno, complementadas (ou não) com escoras metálicas nos cantos da parede. A pressão que estes elementos exercem sobre a contenção depende de aspectos como a interface solo/estrutura, as características físicas do solo, o seu comportamento mecânico ao longo do tempo e as cargas externas aplicadas. As escavações escoradas surgem, em geral, como alternativa ou complemento às escavações ancoradas e a opção pela primeira ou pela segunda técnica tem em conta, principalmente, factores como os seguintes: Custo previsto; Profundidade de escavação; Características do terreno; Tipo de solicitação e de esforços actuantes; Durabilidade das ancoragens/escoramentos; Carácter provisório ou definitivo das ancoragens/escoramentos; Espaço e condições da zona envolvente à escavação; Equipamento disponível. Nos subcapítulos seguintes serão apresentadas as diversas formas de apoio, dando-se maior enfâse às ancoragens, pois foi o método utilizado na modelação do caso de estudo. 15

40 3.1. Escoramentos Um dos métodos mais antigos de suporte de escavações e usualmente utilizado, pela sua simplicidade de funcionamento e execução, é o escoramento. Este tipo de escavações são maioritariamente efectuados em ambientes urbanos, existindo na sua vizinhança edifícios ou infraestruturas sensíveis a deslocamentos. Os primeiros escoramentos utilizados eram constituídos por madeira, ao invés dos escoramentos metálicos e em betão armado, mais utilizados na actualidade. Hoje em dia, pode ainda recorrer-se à utilização de pré-esforço nas escoras, permitindo não só melhorar as ligações entre as escoras e a parede, como também contribuir para uma maior eficácia do suporte da escavação, aumentando a rigidez do sistema, com menores deformações na parede de contenção e nos solos nos terrenos circundantes. O pré-esforço contribui também para um maior controlo das deformações devidas às variações de temperatura, nomeadamente nos escoramentos metálicos de maiores dimensões. Segundo um estudo realizado por Massad em 1978 [8], existe uma grande relação entre a temperatura medida numa escora e a carga nela instalada. Nas medições que realizou, o autor pôde igualmente observar variações nas escoras, associadas a variações de temperatura atmosféricas de apenas 9ºC, que atingiram 20% da carga máxima, o que confirmou a importância que as referidas variações de temperatura têm na carga instalada nas escoras. Massad recomenda também que a aplicação do pré-esforço seja realizada durante a noite, de modo a evitar que a carga desse pré-esforço seja aliviada com o arrefecimento natural nesse período. A aplicação dos escoramentos no suporte de contenções periféricas, apesar de representar uma grande economia tanto em termos de material, como de mão-de-obra e de necessitar de tempos curtos de execução, acarreta também grandes limitações. Uma das grandes limitações está relacionada com o seu campo de aplicação, pois estes apoios instalam-se maioritariamente nos cantos e em situações em que as paredes a escorar são relativamente próximas, pois quando as escavações têm uma largura significativa, a aplicação de escoras a travar as faces opostas deixa de ser prática. Nestes casos, a segurança em relação à encurvadura e à flexão (devido ao grande vão) passam a exigir um complicado sistema de travamento das escoras, o que aumenta significativamente os custos da estrutura, diminui o espaço na plataforma de trabalho e dificulta o processo construtivo, implicando uma escavação lenta que tem que ser realizada entre e sob as escoras [9]. No entanto, o seu campo de aplicação não deve ser limitado a estas situações, sendo da maior importância analisar as características do cenário em questão, avaliando as vantagens e desvantagens de todas as alternativas de suporte. Assim, têm surgido processos alternativos, como por exemplo, apoiar a parede em escoras inclinadas, que por sua vez estão apoiadas na base da escavação, desde que o terreno tenha condições para as suportar (Figura 3.2). 16

41 Figura 3.2: Escavação com escoras inclinadas apoiadas no terreno Existem situações em que os escoramentos apresentam uma solução muito vantajosa em relação às ancoragens, como é o caso de quando estamos na presença de infra-estruturas enterradas próximas da escavação, que não permitem o recurso a ancoragens (pois a escoras não exigem a invasão do subsolo vizinho), não causando tantas perturbações, ou quando a existência de formações adequadas para a selagem dos bolbos das ancoragens se encontra apenas a grandes profundidades. No caso de escavações extensas e estreitas, como no caso de túneis, o escoramento é bastante proveitoso pois possibilita o apoio das escoras entre as duas paredes longitudinais [10]. Outra vantagem deste método é a possibilidade de integração das escoras em vigas ou lajes da estrutura definitiva Bandas de Laje As bandas de laje dos pisos enterrados são um sistema construtivo de apoio de paredes de contenção que tem vindo a ser usado em vez das soluções tradicionais, ou em conjunto com estas, com o objectivo de travar rigidamente as escavações, sustendo as deformações das estruturas verticais e as pressões de terras. São definidas como vigas horizontais que formam, preferencialmente, um quadro rígido de sustentação e que apresentam um espaço central livre para prosseguimento da escavação, sendo completadas no final da mesma, partindo do fundo para o topo, formando as lajes de piso com algumas semelhanças à construção conhecida por Top-Down. Quando, por impossibilidades arquitectónicas, ou em caixas de escadas e elevadores não é viável executar o anel de laje de travamento em todos os alçados da contenção pode recorrer-se a vigas treliçadas metálicas (Figura 3.3), que garantem a continuidade do sistema e a transmissão das reacções laterais às paredes dos alçados adjacentes, de modo a que todos os elementos de travamento funcionem em conjunto, como um quadro fechado de travamento rígido [4]. 17

42 Figura 3.3: Vigas metálicas que garantem a continuidade do sistema Como usualmente, os pisos enterrados são utilizados para estacionamento, é frequente incluir no projecto, junto aos limites do lote, as rampas que dão acesso aos mesmos (Figura 3.4), impedindo desta forma a existência de troços de laje definitiva nestas zonas, recorrendo assim às vigas treliçadas supracitadas. Figura 3.4: Rampas de estacionamento nos pisos enterrados Esta solução é vantajosa aquando da dificuldade de implementar as formas de apoio tradicionais habitualmente usadas neste tipo de escavação, tais como ancoragens e escoramentos, devido a limitações de natureza geológica, técnica, legal, económica ou construtiva. Ao se optar por esta técnica tem que existir grande compatibilização entre o projecto de Arquitectura e o de Escavação e Contenção, pois é conveniente e bastante económico que as bandas de laje se encontrem à mesma cota dos pisos enterrados definitivos. Desta forma, esta solução só poderá ser aplicada em paredes de contenção que se definam também como definitivas, já que as bandas de laje formam uma ligação com a parede de sustentação de forma igual à aplicada na construção das lajes, pois neste tipo de solução é comum a posterior construção de lajes subterrâneas de piso, executadas como prolongamento das bandas de laje. Este caracter definitivo oferece uma elevada rigidez e segurança à contenção provocando uma diminuição das descompressões e dos movimentos que ocorreriam se houvesse uma desactivação de ancoragens ou escoramentos, e transmissão dos impulsos exercidos pelo terreno para os pisos enterrados (novos elementos de travamento), ou seja, esta fase de mobilização de cargas ocorre logo na fase da escavação. Existe assim um bom controlo das 18

43 deformações da cortina e do terreno envolvente, o que apresenta vantagens em meio urbano, quando a escavação é condicionada por infra-estruturas próximas e que sejam mais sensíveis. Como já foi referido, estas estruturas têm um carácter definitivo, não necessitando da instalação e desmantelação final de sistemas provisórios, permitindo por isso poupar tempo. Outra vantagem que também contribui para a poupança de tempo é o facto de, durante a escavação, existir grande disponibilidade de espaço no interior do recinto, uma vez que as bandas de laje terão uma largura mínima suficiente para acomodar os impulsos do terreno, sendo possível coordenar os trabalhos de travamento com os de escavação, o que não é possível noutras soluções. Relativamente às ancoragens, este método apresenta também algumas vantagens, pois permite que não haja uma utilização do subsolo vizinho, minimizando desta forma os impactos negativos nas construções adjacentes e não representa uma diminuição das características de resistência da parede de contenção, na medida em que não é necessário proceder à furação da mesma, não provocando também perturbações e vibrações na sua envolvente. É de referir que são necessários elementos de apoio vertical das bandas de laje, geralmente microestacas ou perfis metálicos, realizados antes do início da escavação. Há no entanto vantagem em incorporar também estes componentes nos elementos verticais estruturais definitivos, tanto em termos de tempo e economia, como de bom funcionamento da mesma [4]. Na Figura 3.5 está presente uma fotografia da obra acompanhada no âmbito da dissertação (objecto de estudo mais detalhado no Capítulo 4), em que se pode observar o que foi referido e a betonagem de uma banda de laje, com recurso a camião bomba. Figura 3.5: Suporte vertical das bandas de laje por microestacas e betonagem 3.3. Ancoragens As ancoragens são elementos estruturais, provisórios ou definitivos, que têm como principal função o travamento das estruturas de contenção flexíveis verticais ou sub-verticais, como é o caso de paredes moldadas, paredes tipo Munique e Berlim, cortinas de estacas moldadas ou de estacasprancha, e também, em estruturas de suporte ou estabilização de taludes. O funcionamento de uma ancoragem assenta no pré-esforço de varões ou cordões, colocados num furo previamente executado e selados na zona final. Através da selagem, a ancoragem transmite uma 19

44 força de tracção da estrutura principal ao terreno envolvente a tardoz, introduzindo assim uma força de sentido contrário ao do impulso de terras, comprimindo a parede contra ele, mobilizando a sua resistência ao corte. Deste modo, diminui significativamente o deslocamento horizontal da estrutura de contenção, especialmente na sua região superior e, consequentemente, o assentamento do terreno a tardoz, bem como de infra-estruturas que aí possam estar instaladas, ao mesmo tempo que contribuem para a estabilização do maciço terroso. Para funcionarem de forma eficiente, resistindo à carga aplicada, são projectadas com uma determinada inclinação e profundidade, de modo a manter a armadura com um nível de esforço economicamente vantajoso e conseguindo que o terreno onde se insere seja realisticamente mobilizado. O solo presente em obra é um factor preponderante no dimensionamento de ancoragens. Os solos poderão variar, em traços gerais, entre granulares a coesivos. Ora, é importante referir que as ancoragens são menos eficazes em solos do tipo coesivo, já que, de um modo geral, estes possuem uma reduzida aderência e grande compressibilidade. Em solos deste tipo, como é o caso da argila, a aderência que se mobiliza é apenas uma fracção da resistência ao corte e o facto das paredes do furo não serem rígidas, poderá conduzir a deformações nessas mesmas paredes que afectam o comportamento da ancoragem. Segundo [7], as ancoragens caracterizam-se e agrupam-se de acordo com: o seu nível de resistência, comportamento, nível carga de pré-esforço, tipo de ancoragem, forma e método de transferência de carga e tipo de terreno. Os factores principais que afectam o comportamento e a capacidade resistente das ancoragens, de uma forma geral, são: Características do terreno, especialmente a resistência ao corte e a fluência; Técnicas construtivas, tais como: tecnologia de furação, período de tempo em que o furo fica aberto, técnica de injecção (número de injecções por válvula, pressão efectiva de injecção, volume total de calda injectada, etc); Qualidade da mão-de-obra envolvida na realização dos trabalhos de campo. Os elementos mencionados devem ser criteriosamente avaliados pela entidade especializada na construção das ancoragens. É da responsabilidade do projectista definir a capacidade resistente mínima da ancoragem. No entanto, a capacidade de cada um destes elementos deve ser verificada e confrontada com os valores de projecto através de ensaios de carga (expostos com maior detalhe no Subcapítulo 3.3.3), antes de proceder à sua aceitação. Contudo, na fase de ante-projecto, o dimensionamento deve fundamentar-se nos dados da prospecção geotécnica e na experiência em terrenos de características e condições semelhantes. Caso a resistência seja estimada a partir de experiência anterior, deve ter-se em consideração as eventuais variações das características geotécnicas e da capacidade das ancoragens devidas ao processo construtivo. No Anexo I encontra-se e descrição dos principais componentes das ancoragens, no Anexo II as protecções anticorrosivas necessárias aplicar nas armaduras e no Anexo III abordam-se aspectos 20

45 relacionados com o dimensionamento da geometria das ancoragens e dos comprimentos livres e de selagem Regulamentação Existente sobre Ancoragens Os documentos publicados, sejam eles normas ou recomendações, fornecem indicações que, em dado momento, são as julgadas necessárias para conferir às obras uma dada segurança: ensaios a realizar, quer para dimensionamento das ancoragens quer para controlo do trabalho efectuado, disposições construtivas a seguir, nomeadamente no domínio de protecção contra a corrosão, coeficientes de segurança a respeitar, etc. A acompanhar a crescente utilização de tirantes pré-esforçados ancorados nos maciços, têm surgido em diversos países documentos que regulamentam e/ou dão indicações sobre a sua utilização, dimensionamento e execução. A Alemanha foi o primeiro país a regulamentar nesta matéria. Em Agosto de 1969 foi publicado o projecto de norma DIN 4125 sobre ancoragens provisórias, que permitiu a recolha de elementos para a elaboração da Norma DIN 4125 que veio a ser publicada em duas partes: a primeira referente a ancoragens provisórias, que surgiu em Junho de 1972 e a segunda sobre ancoragens definitivas, em Fevereiro de 1976 [11]. A norma que abrange especificamente as ancoragens em terreno e o seu dimensionamento foi introduzida em 1999 na Europa e denomina-se EN 1537 Execution of special geotechnical work Ground anchors [12] Ancoragens Provisórias e Definitivas As ancoragens podem agrupar-se em dois grupos distintos relativamente ao tempo de vida útil. Assim, tem-se dois tipos de ancoragens, as ancoragens provisórias (ou de curta duração) e as ancoragens definitivas (ou de longo prazo) que se utilizam de acordo com as características específicas da obra. As ancoragens provisórias são elementos de natureza temporária, face à sua durabilidade limitada, tornando-se desnecessários e inoperacionais após determinada fase dos trabalhos, independentemente do intervalo de tempo entre a sua construção e a fase da sua desactivação [7]. Estas ancoragens apresentam uma vida útil resistente nunca superior a 2 anos. De um modo geral, no caso de edifícios, estes elementos têm um carácter provisório, destinando-se a criar condições que viabilizem a realização dos trabalhos de escavação respeitando critérios de segurança, tanto na área da obra como no espaço envolvente. As ancoragens definitivas devem garantir de forma permanente a estabilidade da obra, tendo uma importância vital no comportamento global da mesma a longo prazo. As obras que mais recorrem a ancoragens definitivas são as subterrâneas e as de estabilidade de taludes [11]. 21

46 As exigências referentes às ancoragens definitivas não se podem estabelecer apenas com base na sua duração e no comportamento necessário. São igualmente condicionantes as características e a carga corrosiva do terreno envolvente, isto é, do meio em que as ancoragens são construídas. Adicionalmente, devem ser consideradas as cargas de serviço possíveis, a estabilidade a longo prazo, conjuntamente com a possível redução da dimensão da selagem devido à fissuração das caldas do bolbo. Estas considerações são particularmente importantes em siltes e argilas, pois estes materiais podem ser remoldados ou apresentar aumentos de pressão na água dos poros, resultando numa perda gradual de carga na ancoragem. Pode ainda iniciar-se a corrosão, podendo verificar-se perdas consideráveis de resistência [7]. As ancoragens provisórias possuem um tubo individual (bainha plástica) para cada cabo de aço (tirante), ou um tubo comum, com a extremidade selada evitando a entrada de água, enquanto que as definitivas têm um tubo único de plástico corrugado onde é introduzida a armadura e a calda de cimento. Nas ancoragens definitivas ou em qualquer ancoragem provisória construída em ambientes considerados agressivos, todos os seus componentes devem ser protegidos contra o ataque corrosivo. A longevidade associada a essas ancoragens, bem como o seu comportamento, resultam de uma protecção adequada, de técnicas de observação fidedignas, de ensaios de campo e de uma correcta análise dos seus resultados [7]. Para além do que já foi referido, outra diferença entre os dois tipos de ancoragens é o seu dimensionamento, já que, para as ancoragens definitivas é necessário ter em conta que se pretende assegurar o seu bom comportamento e estabilidade durante toda a vida da obra. Este facto implica também que o nível de pré-esforço previsto no projecto se mantenha ao longo do tempo dentro de determinados valores, devendo ser correctamente considerados os fenómenos diferidos, nomeadamente a resistência, a elasticidade, a fluência e a relaxação Tipos de Ensaios O EC7 preconiza que todas as ancoragens realizadas devem ser ensaiadas a fim de comprovar a sua resistência, eficiência e por consequência garantir as hipóteses definidas na fase de projecto. Todas as ancoragens devem ser ensaiadas na altura da aplicação do pré-esforço, de modo a poderem ser obtidos diversos parâmetros, como o deslocamento de fluência e o comprimento livre aparente, e para avaliar a eficiência da tecnologia empregue, para que se possam introduzir, em tempo oportuno, eventuais correcções. Relativamente aos ensaios em ancoragens, a norma EN 1537 [12], apresenta os três métodos de ensaios mais utilizados, que diferem essencialmente na forma como a força de tracção é aplicada, assim como a duração dos intervalos de aplicação da mesma. a) método 1 de ensaio: a ancoragem é carregada em ciclos, com incrementos de carga, desde a tracção inicial até á tracção máxima do ensaio. Registam-se os deslocamentos da cabeça da 22

47 ancoragem, durante um determinado intervalo de tempo, quando se atinge o valor de tracção máxima de cada ciclo; b) método 2 de ensaio: a ancoragem é carregada em ciclos, com incrementos de carga, desde a tracção inicial até á tracção máxima do ensaio ou até á tracção de rotura. Registam-se as perdas de carga da cabeça da ancoragem durante um determinado intervalo de tempo, quando se atinge a tracção de blocagem e o valor de tracção de cada ciclo de incremento de carga; c) método 3 de ensaio: a ancoragem é carregada com incrementos de carga, desde a tracção inicial até á tracção máxima do ensaio. Registam-se os deslocamentos da cabeça da ancoragem ao nível de cada incremento de tensão, mantendo essa carga durante um determinado intervalo de tempo. Cada método preconiza a realização de três tipos de ensaios: ensaios prévios, ensaios de recepção detalhados e ensaios de recepção simplificados. A EN 1537 refere para cada um deles o seu procedimento, limites que devem ser cumpridos e os tempos mínimos de observação. De uma forma resumida temos as seguintes definições para os referidos ensaios: Ensaios prévios: Possibilitam que o projectista defina, antes da construção das ancoragens, a carga correspondente à resistência última relativamente às características do terreno e à tecnologia a usar, e ainda que se possa comprovar a competência do empreiteiro e/ou testar um novo tipo de ancoragens, induzindo à rotura a interface do terreno/calda. A ancoragem deve ser traccionada até á rotura (Ra) ou até a tracção máxima de ensaio (Pp), que deve ser estabelecida como sendo a menor das grandezas definidas por 0,80Ptk ou 0,95Pt0,1k. A tracção máxima de ensaio deve estar distribuída, no mínimo, em seis ciclos de carga. Ensaios de recepção detalhados: Os objectivos dos ensaios de recepção detalhados ou ensaios de verificação são os seguintes: o se foram executados ensaios prévios: permitem confirmar a grandeza da fluência e as características das perdas de carga durante o ensaio e blocagem, para considerar na análise dos resultados dos futuros ensaios simplificados de recepção ou para a carga crítica de fluência; o quando não se realizaram ensaios prévios, nem se encontram acessíveis resultados de ensaios prévios em condições semelhantes, os ensaios de verificação permitem avaliar as características referidas na alínea anterior, e definir os critérios de aceitação dos resultados dos ensaios de recepção simplificados, no que se refere á fluência e ás perdas de tracção durante o ensaio, ou ainda de fornecer a tracção crítica de fluência; Ensaios de recepção simplificados: Os objectivos dos ensaios de recepção simplificados são os seguintes: o demonstrar que a tensão de ensaio, que depende do método de ensaio, pode ser suportada pela ancoragem; o determinar o comprimento livre equivalente; 23

48 o o assegurar que a tracção de blocagem aplicada é adequada para garantir a tracção de projecto, excluindo o atrito; avaliar as características de fluência e de perdas de pré-esforço no estado limite de utilização, caso necessário. O ensaio de recepção simplificado relativo à metodologia 1 será o que merecerá maior atenção nesta dissertação, sendo abordado com maior detalhe. Neste tipo de ensaio a ancoragem deve ser traccionada até á tracção máxima de ensaio (Pp) em, no mínimo, três ciclos de carga com incrementos iguais. Deve então ser descarregada a ancoragem até á tracção inicial Pa, traccionandoa novamente até á tracção de blocagem (P0). A grandeza da tracção de ensaio deve no mínimo ser de 1,25P0, não devendo no entanto ser superior a 0,9Pt0,1k. Devem considerar-se os limites seguintes: a grandeza da taxa dos deslocamentos de fluência, ks, não deve ser superior a 0,8 mm e a 0,5 mm à tracção de ensaio e à tracção de blocagem, respectivamente. Podem ser recomendados valores de ks mais elevados (até 1 mm à tensão de ensaio), desde que os ensaios prévios demonstrem a sua aceitabilidade. Mais à frente, no Subcapítulo 4.5., correspondente à evolução da instrumentação, demonstrar-se-á detalhadamente um ensaio de recepção simplificado. 24

49 4. Caso de Estudo Hotel Porto Bay Liberdade 4.1. Enquadramento Geral A obra que serviu de caso de estudo a esta dissertação foi o Hotel Porto Bay Liberdade, nas fases referentes à contenção de fachadas, escavação de pisos enterrados e respectiva contenção periférica. O presente Capítulo destina-se ao enquadramento da obra em questão, fazendo referência à localização e descrição do Hotel, destacando a sua implantação numa zona privilegiada da cidade de Lisboa, mais precisamente junto ao cruzamento da Rua Rosa Araújo com a Avenida da Liberdade Localização Como já foi referido, o Hotel Porto Bay Liberdade situa-se em Lisboa, na freguesia do Coração de Jesus e está inserido na malha urbana da Avenida da Liberdade, mais precisamente na Rua Rosa Araújo, zona com uma densidade de 6 831,5 habitantes/km 2. O Hotel está localizado numa zona nobre e central de Lisboa, sendo uma das principais zonas de turismo e negócios da cidade. A Figura 4.1 representa a localização do hotel no enquadramento da malha urbana da Avenida da Liberdade. Figura 4.1: Fotografia aérea da área de implantação do Hotel Porto Bay [13] Classificação da Empreitada Os aspectos mais relevantes, para a classificação da presente obra são: Tipo: Construção Nova (Remodelação e Restauro); Entidade Empregadora: Obra Particular; Forma de execução da obra: Empreitada; 25

50 Concurso: Limitado (por convite); Natureza da sua utilização: Unidade Hoteleira (4 estrelas); Altura: 26 m (altura compreendida entre 9 e 28 m, considerado edifício de médio porte, de acordo com o Dec. Lei n.º 220/2008 de 12 de Novembro); Prazo de Construção: 20 meses; Custo total previsto: (oito milhões e oitocentos mil euros); Fases da obra: Projecto, concurso, apreciação de propostas, adjudicação, consignação, execução e recepções (provisórias e definitiva); Tipo de Contrato: Empreitada por Preço global fixo e não revisível. A remuneração do empreiteiro é previamente fixada, tendo por base a realização de todos os trabalhos necessários à execução da obra, quer em termos de quantidades, quer em termos de espécie de trabalhos, de acordo com o Art.º 9º a 17º do Dec. Lei n.º 18/2008 de 29 de Janeiro. É de destacar também os seguintes intervenientes: Dono De Obra: Eurowindsor, S.A.; Escavação, Contenção Periférica e de Fachada: JetSJ, Geotecnia, lda.; Estrutura e Fundações: JSJ, Consultoria e Projectos de Engenharia, lda.; Empreitada Geral: Grupo Casais S.A Caracterização e Área de Implantação O lote, que resulta da junção de 3 edifícios, anteriormente ocupados por prédios urbanos distintos, apresenta uma geometria rectangular, com 41 x 31 m, perfazendo uma área total de implantação de 1271 m 2. O edifício é constituído por 11 pisos, com a seguinte distribuição: 4 pisos enterrados e 7 acima do solo. A área total de construção é de 7594,51 m 2, dos quais 5243 m 2 são acima do solo e 2351,51 m 2 abaixo do solo. A volumetria total do edifício é de m 3. No que se refere à envolvente, pode-se constatar que o edifício apresenta alçados com fronteiras bastante distintas (Figura 4.2): Alçado Nascente confrontado com um edifício contiguo de 9 andares e 2 caves e outro de apenas 1 andar; Alçado Poente confrontado com um edifício contiguo de 7 andares; Alçado Norte confrontado com vários edifícios contíguos tendo todos 5 andares e alguns contendo caves; Alçado Sul Rua Rosa Araújo. 26

51 Figura 4.2: Envolvente do edifício Os lotes que foram intervencionados para a construção do Hotel correspondem aos lotes nº 4, 6, 8 e 10, representados em pormenor na Figura 4.3. É de referir que apenas os lotes 8 e 10 apresentavam um piso enterrado. Figura 4.3: Lotes intervencionados (adaptado de [13]) Condicionamentos Natureza Construtiva Em termos de projecto a obra apresentou alguns condicionantes, entre eles é importante destacar a situação de que não se podia ultrapassar a cércea do quarteirão da Rua Rosa Araújo (7 pisos 26,2m), verificando assim o art.º 62 do PDM (1994) [14] e o facto de que a parede da fachada original deveria ser mantida. Em termos de obra, a necessidade de preservar a fachada principal, que faz fronteira com a Rua Rosa Araújo, e parte da fachada de tardoz, constituiu um grande condicionamento, pois considerouse fundamental que a intervenção fosse efectuada de modo a que o seu impacto na estabilidade e na 27

52 aparência das mesmas fosse minimizado. Assim, em termos de espaço, tornou-se necessário um grande planeamento para a implantação do estaleiro, assim como, para o cumprimento do projecto. Atendendo à localização do edifício e à zona onde está inserido (Avenida da Liberdade), as soluções construtivas adoptadas tiveram que ser condicionadas à ocorrência de vibrações e ruídos. Considerou-se indispensável que fossem minimizados os impactos no normal funcionamento das estruturas e infra-estruturas vizinhas. Neste contexto, e segundo [15], foi importante nas fases seguintes do Projecto e na fase de obra, a confirmação dos pressupostos considerados inicialmente, relativos às condições de integridade, estado de conservação e cotas de fundação das paredes das fachadas a preservar e dos edifícios vizinhos, os quais poderiam vir a ditar eventuais ajustes nas soluções previstas no âmbito do presente estudo Natureza Geológica e Geotécnica A área em estudo, de acordo com a Carta Geológica do Concelho de Lisboa na escala 1:10.000, editada pelos Serviços Geológicos de Portugal, situa-se na formação das Argilas e Calcários dos Prazeres (M 1 I), datada do Miocénico (Figura 4.4). Figura 4.4: Extracto da carta geológica do Concelho de Lisboa (escala original 1:10 000) [16] As Argilas e Calcários dos Prazeres, de acordo com a Noticia Explicativa da Carta Geológica dos Arredores de Lisboa na escala 1: [16], caracterizam-se pela presença de alternâncias de camadas areno-argilosas e argilo-siltosas, com tons que variam entre o amarelado e o acinzentado. Subjacente a esta unidade encontra-se o denominado Complexo Vulcânico de Lisboa, representado por níveis alternados de basaltos e tufos de granulometria diversa, com algumas intercalações piroclásticas. 28

53 Distribuídos por toda a área agora em estudo, e não assinalados na referida Carta Geológica, encontram-se depósitos de aterro constituídos por materiais diversos. Para avaliar melhor as condições geológico-geotécnicas do terreno na área do futuro Hotel, a empresa Tecnasol FGE realizou uma campanha de prospecção [17]. O programa proposto teve assim em vista a recolha da informação necessária para a concepção das soluções de fundações e de contenção periférica, necessárias à execução de escavações, para a construção de 4 pisos enterrados. Desta forma, a presente campanha, consistiu na realização de: Sondagens mecânicas com furação à rotação (sonda rotativa) com 86mm, numeradas de S1 a S3, com recolha contínua de amostras e com profundidades de 24 m. Os resultados das sondagens encontram-se no Anexo IV. As amostras recuperadas foram dispostas por ordem, em caixas devidamente compartimentadas e referenciadas, de modo a facilitar a sua análise e classificação (Anexo V). Ensaios de penetração dinâmica do tipo SPT espaçados de 1,5 m; Instalação de 2 piezómetros em tubo PVC rígido 50mm, crepinados ao nível das formações neocretácicas, envolvido em camada drenante e com tampa de protecção, no furo das sondagens S1 e S2; Execução de 8 poços de prospecção para aferição da geometria das fundações dos edifícios vizinhos e das fachadas a preservar; Realização de ensaios laboratoriais sobre amostras intactas colhidas nas sondagens e nos poços de reconhecimento. Estes trabalhos de campo e sua localização, apoiaram-se na planta fornecida pelo Dono de Obra. No Anexo VI pode observar-se a disposição das sondagens e dos poços de prospecção no recinto da obra. No mesmo Anexo é também possível visualizar as zonas onde se realizaram 9 cortes-tipo, que permitiram visualizar melhor a constituição das camadas de solo presentes. Na sequência dos resultados obtidos nas sondagens, bem como pela informação bibliográfica disponível e reconhecimento efectuado ao local dos trabalhos, individualizaram-se as seguintes unidades lito-estratigráficas [15]: Actual: Aterros - desde a superfície até profundidades de 7,0 m (na sondagem S1) e 7,5 m (nas sondagens S2 e S3), sendo caracterizados por argilas silto-arenosas, de tons acinzentados, acastanhados e esverdeados, com fragmentos de natureza variada, dispersos. 29

54 Miocénico (Argilas e Calcários dos Prazeres M1I): Calcários - foram intersectados sob a camada de aterro na sondagem S1 até aos 16.5 m de profundidade, e intercalados sob a forma de pequenos níveis (de espessura inferior a 1 m) nas margas da sondagem S2. Trata-se de calcários, por vezes, pulverulentos de tons cremes, esbranquiçados e acinzentados; Argilas - foram reconhecidas subjacentes aos calcários na sondagem S1, entre os 16.5 m e os 19.0 m, subjacentes aos aterros nas sondagens S2 e S3, entre os 7.5 m e os 9.0 m no primeiro caso, e entre os 7.5 m e os 12.5 m no segundo. Caracterizam-se por argilas, por vezes siltosas, de cor verde-acastanhado, cinzento-acastanhado ou castanho-esverdeado, localmente com pequenos fragmentos de calcário, dispersos; Margas - foram intersectadas na sondagem S2, sob uma camada de argila siltosa (9.0 m de profundidade), desenvolvendo-se até à profundidade de 15.5 m. Trata-se de margas de tons amarelados, cremes e acastanhados, por vezes com núcleos de natureza carbonatada, dispersos. Neocretácico (Complexo Vulcânico de Lisboa β): Basaltos decompostos - foram intersectados em todas as sondagens, entre os 19.0 m e os 22.3 m na sondagem S1, entre os 15.5 m e os 20.8 m na sondagem S2 entre os 12.5 m e os 13.7 m na sondagem S3. Trata-se de basaltos decompostos, recuperados como areias de grão fino, siltosas, de cor castanho com laivos amarelados e acastanhados; Basaltos foram reconhecidos subjacentes aos basaltos decompostos, em todas as sondagens, desenvolvendo-se até às profundidades máximas prospectadas, excepto na sondagem S2, onde a sua base se encontra aos 22.9 m de profundidade. Caracterizam-se por basaltos medianamente a muito alterados (W3-4 e W3), de cor cinzento acastanhado e cinzento-esverdeado, vacuolares, com vacúolos preenchidos por calcite de cor branca e zeólitos de cor verde. Apresentam frequentes veios de calcite de cor branca. As fracturas apresentam-se próximas (F4), predominantemente sub horizontais e inclinadas cerca de 45 em relação ao eixo da sondagem, de bordos planos a levemente irregulares, ligeiramente rugosos e oxidados. Cretácico (Calcários cristalizados com rudistas e calcário apinhados com Neolobites vibrayeanus C3 c): Brechas calcárias foram intersectadas apenas na sondagem S2 sob uma camada de basaltos (22.9 m de profundidade), desenvolvendo-se até à profundidade de m. Tratase de brechas calcárias constituídas por clastos (Dmáx= 8 cm), de calcário envoltos por uma matriz argilosa de cor castanho-avermelhada; Calcários foram intersectados apenas na sondagem S2, sob a brecha calcária, desenvolvendo-se até à profundidade máxima prospectada (24 m). Tratam-se de calcários cristalinos de cor branca, muito fracturados. 30

55 Foi assim definido um zonamento geotécnico, tendo por base os resultados obtidos nos trabalhos de prospecção mecânica e nos ensaios in situ e, ainda, na observação do local da obra, tendo sido individualizadas 3 zonas geotécnicas distintas, ZG3 a ZG1, sendo a zona 1 subdividida em A e B. Durante a execução das sondagens, foram efectuados ensaios de penetração dinâmica tipo SPT (Standard Penetration Test), num total de 30 ensaios, visando a caracterização geotécnica dos terrenos atravessados. A partir dos resultados dos ensaios, foram estimados os valores dos parâmetros geomecânicos adoptados para os terrenos interceptados pela escavação (Tabela 4.1). Zona Geotécnica Tabela 4.1: Zonas geotécnicas e respectivas características [15] Descrição N SPT Ângulo de Atrito Interno Ø (º) Coesão C (kpa) γ (kn/m 3 ) Módulo de Deformabilidade E (MPa) ZG3 Aterros ZG2 Argilas siltosas e calcários pulverulentos irregularmente consolidados (28 35)* ZG1B Calcários pulverulentos irregularmente consolidados, margas e basaltos decompostos ZG1A Basaltos, brecha calcária e calcário cristalino * Valores mais frequentes Salienta-se, no entanto, que os valores estimados dos parâmetros adoptados para o dimensionamento das soluções de contenção deveriam ser confirmados de forma expedita em fase de obra, no decorrer dos trabalhos de furação e de escavação, assim como, tendo por base a análise das leituras realizadas no âmbito do Plano de Instrumentação e Observação proposto. Nas sondagens S1 e S2 foram instalados piezómetros, visando detectar a profundidade do nível de água estabilizado (Figura 4.5). Na Tabela 4.2 apresenta-se a profundidade das zonas crepinadas e dos níveis de água estabilizados. Tabela 4.2: Resultados das sondagens onde foram instalados piezómetros [15] Sondagem Profundidade da zona crepinada Cota da zona crepinada Profundidade do nível de água estabilizado Cota do nível de água estabilizado S S

56 Figura 4.5: Furo de sondagem onde foi instalado um piezómetro Devido à impermeabilidade da fracção argilosa e tendo em conta a profundidade a que se encontrava o nível freático, considerou-se que a presença de água não seria significativa, o que se veio a confirmar em fase de obra Descrição Geral da Obra e Elementos Base A construção do Hotel envolveu a consideração das fases representadas no seguinte organograma na Figura 4.6: Figura 4.6: Fases da obra Solução Proposta Como já foi referido, as paredes de fachada principal e de tardoz (localizada integralmente no interior do recinto da escavação) tiveram de ser mantidas e a principal razão prendeu-se com o facto de o edifício ser classificado como património arquitectónico segundo o IGESPAR. Para tal, foi executada uma estrutura metálica provisória para contenção dessas fachadas e, como era necessário executar 4 pisos enterrados, determinou-se a necessidade de realizar recalçamento das mesmas através de uma solução de microestacas e vigas de recalçamento. Esta solução será abordada com maior detalhe no subcapítulo correspondente (Secção 4.3.). Apenas numa primeira abordagem, pode-se frisar que, em parte do recinto da obra, propôs-se a execução de troços de laje de betão armado, para o travamento horizontal das microestacas (Figura 4.7) e perfis metálicos, localizados no interior 32

57 da área de escavação, contribuindo para a diminuição do respectivo comprimento de encurvadura. Estes troços de laje deverão fazer parte integrante das lajes dos futuros pisos enterrados. Na fachada principal, as microestacas são travadas por cachorros ligados á parede de contenção (Figura 4.8), como se verá em pormenor mais adiante. Figura 4.7: Travamento das microestacas por troços de laje Figura 4.8: Travamento das microestacas por cachorros A razão da demolição parcial dos edifícios, prendeu-se com o estado actual dos mesmos e com razões de ordem regulamentar. Apesar dos edifícios não apresentarem grandes deficiências estruturais, representaria um grande encargo restaurá-los e além disso, regulamentarmente a estrutura de madeira existente no edifício não poderia ser mantida, pois desta forma não seria cumprido o regulamento de segurança contra incêndios. Após a demolição parcial dos edifícios deu-se início aos trabalhos de escavação e à execução da contenção periférica, que foi do tipo Paredes de Munique, ancorada provisoriamente, sendo a mais indicada para o tipo de solos intersectados pela escavação. Esta tecnologia permitiu a escavação de 4 pisos abaixo da cota de soleira. Durante a fase de escavação foi também implementado um Plano de Instrumentação e Observação, como forma de aferir o comportamento da estrutura de contenção, do terreno e das estruturas adjacentes, que será abordado em pormenor na secção respectiva (Subcapítulo 4.4). 33

58 Posteriormente foram realizadas as fundações e a estrutura do edifício e por fim, as instalações especiais e acabamentos. Estas últimas fases não fazem parte do âmbito desta dissertação de mestrado. A título de interesse, refere-se que, para a solução estrutural, o projecto prevê uma estrutura reticulada de betão armado e betão pré-esforçado constituída por pilares, paredes, núcleos, vigas e lajes de betão pré-esforçado. Conforme o projecto, as fundações dos elementos verticais (pilares, núcleos de elevadores) são directas, mediante sapatas de betão armado. Foram adoptados sistemas de ligação das paredes de contenção periférica com a nova estrutura de betão armado, que passaram a constituir o principal sistema resistente às diversas acções a que o edifício está sujeito. O acréscimo de esforços resultantes do peso das paredes de alvenaria existentes foi analisado, propondo-se e adoptando-se um sistema de ligação através de ferrolhos conforme pode ser observado na figura seguinte (Figura 4.9). Figura 4.9: Ligação entre a estrutura existente e a nova estrutura através de ferrolhos É de referir, que após a execução dos elementos de fundação e dos elementos estruturais definitivos dos pisos enterrados, as microestacas e todos os elementos provisórios, não compatíveis com as soluções previstas nos projectos de Arquitectura e de Estabilidade, foram cortados e/ou demolidos Alterações ao Projecto Inicial Tem-se verificado que, na prática, se torna necessário recorrer várias vezes à adaptação do projecto em fase de execução de obra, e até mesmo à alteração deste, em função das características reais do local. Esta obra não foi excepção, sendo que a solução construtiva sugerida no projecto inicial sofreu algumas alterações, no sentido de contornar alguns obstáculos construtivos que foram surgindo. Numa primeira fase do projecto seriam utilizadas Paredes Tipo Munique ancoradas em todo o contorno da obra (Anexo VII), mas após uma análise mais aprofundada das condições de vizinhança, chegou-se à conclusão que no alçado AB tal solução não seria viável (Figura 4.10). A razão prendeuse com o facto de haver uma obra que iria ser iniciada em breve (edifício adjacente ao edifício que faz fronteira com o alçado AB) que iria também recorrer à tecnologia de ancoragens para a execução de pisos enterrados. Para evitar que as ancoragens interferissem ou fossem cortadas aquando da iniciação da outra obra, optou-se por alterar a tecnologia de contenção para bandas de laje. 34

59 Figura 4.10: Alteração ao projecto inicial (Adaptado de [18]) Numa fase final das obras de escavação e contenção periférica, as ancoragens dos alçados BC e CD foram também dispensadas e substituídas por bandas de laje provenientes das rampas do parque de estacionamento dos pisos enterrados. No alçado BC a razão está relacionada com o facto de o edifício adjacente ter os logradouros mal fundados. A explicação mais detalhada deste facto encontra-se no Subcapítulo No alçado CD verificou-se que o edifício adjacente teria mais caves do que o inicialmente previsto, e, por essa razão, a solução de ancoragens também passou a ser impraticável. No Anexo VII apresenta-se também o projecto de escavação e contenção periférica mais próximo do que efectivamente foi realizado. O projecto final não é referido pelo facto de não haver informações disponibilizadas acerca do mesmo. É de referenciar que, aquando da realização do projecto, se tivesse havido uma maior preocupação e detalhe na informação recolhida relativamente às condições de vizinhança da obra, provavelmente o projecto inicial não passaria pela solução de ancoragens em todo o contorno da obra. A solução base considerava também a realização de um tratamento prévio do terreno localizado à face do plano da escavação, na espessura dos aterros com fracas características geomecânicas (pertencentes à zona geotécnica ZG3), que consistia na execução de uma fiada de colunas de jet grouting sub-verticais, com 800mm, afastadas de 0.8m, em praticamente todo o desenvolvimento da contenção. Devido ao facto de se tratar de uma obra urbana com espaço muito reduzido, foi utilizada uma solução alternativa que consistiu na injecção de colunas de calda cimento com 300mm com maior resistência, afastadas de 0,30m no mesmo perímetro previsto no projeto base. Este método apresenta as seguintes vantagens: O estaleiro necessário é de menor dimensão relativamente ao de jet-grouting, (que necessita de equipamento de furação, central de injecção e silos para o cimento); Não existência de refluxo resultante da execução do Jet Grouting, cujo transporte a vazadouro, não só é de difícil execução, como se torna oneroso, refletindo-se num custo extra que não existe na solução agora preconizada; O não recurso a pressões elevadas para a execução das injecções constituí uma vantagem relativamente ao jet-grouting, tendo em conta as edificações vizinhas. 35

60 Numa perspectiva de contenção de custos, estas colunas foram realizadas unicamente em metade do alçado BC, e somente depois de um incidente que se verificou neste alçado (abordado detalhadamente mais à frente na Secção 4.5). Teria sido desejável que esta decisão não tivesse sido tomada numa perspectiva essencialmente económica, mas também numa perspectiva técnica, de forma a evitar que situações destas acontecessem Medidas de Reforço As medidas de reforço presentes na nota técnica do projecto de fundações, que deveriam ser implementadas, caso tivessem sido atingidos os critérios de alerta e alarme, compreenderiam, entre outras: O reforço da capacidade de carga vertical das paredes de contenção de fachadas e do terreno, ou dos elementos de recalçamento, através da realização adicional de microestacas; O reforço do travamento horizontal das paredes a recalçar e dos painéis da parede da contenção, através da realização adicional de ancoragens, escoramentos ou da realização da escavação, por troços de menor área. Verificou-se que, mesmo que em certas zonas os critérios de alerta tivessem sido atingidos, este facto não foi considerado preocupante e gravoso, não se tendo adoptado nenhuma destas medidas supracitadas Processos Construtivos Envolvidos Contenção de Fachadas O património e a Reabilitação de Edifícios Antigos O forte crescimento e a evolução das sociedades conduzem inevitavelmente a novas exigências por parte dos edifícios nelas existentes. Desta forma, o número de edifícios que se vão tornando desactualizados, redundantes e obsoletos tem vindo a aumentar, tornando-se assim potenciais alvos de obras de reabilitação. Logo, muitos construtores têm necessariamente de olhar para os edifícios antigos e decidir qual o seu destino, pois ainda acresce a agravante de o espaço disponível para construir (principalmente nas zonas nobres das grandes cidades) ser cada vez mais escasso. Esta prática moderna tem uma crescente importância na sociedade actual e tem-se tornado cada vez mais frequente nos últimos 25 anos, relativamente à opção por novas construções, devido, em grande parte, à necessidade de preservação dos edifícios classificados, parte integrante da nossa identidade. Embora durante vários anos muitos edifícios antigos tenham sido integralmente demolidos para dar lugar a novas construções, por vezes com uma arquitectura completamente fora do contexto da sua 36

61 envolvente, existe hoje uma consciência colectiva relativamente à necessidade de conservação do património edificado. Assim sendo, as construções e os bairros históricos são muito mais do que apenas imóveis, pois representam a cultura e a identidade de um povo, sendo uma herança que deixamos para o futuro Caso de Estudo O edifício em questão foi projectado no ano de 1910, numa zona nobre da cidade de Lisboa, e cumpriu ao longo do Século XX as funções de edifício de habitação, encontrando-se na última década praticamente desabitado. Dado que o dono de obra (empresa Porto Bay) pretendia dar uma ocupação ao edifício diferente da inicial (transformação de um edifício habitacional num hotel de luxo), foi necessário remover a totalidade dos seus elementos internos, tendo apenas sido preservadas as duas fachadas, frontal (Figura 4.11) e tardoz (Figura 4.12), devido à sua componente histórica e elevado valor patrimonial. Este é um exemplo da prática do fachadismo, onde a aceitação do compromisso entre a conservação e o progresso dá origem a um edifício com um espaço interior adaptado aos dias de hoje, enriquecido exteriormente pelas fachadas históricas. O facto de o hotel exigir que sejam construídos 4 pisos enterrados inviabiliza também em grande escala a preservação do edifício no teu interior. Também se verificou, após os trabalhos de levantamento, uma fraca aptidão estrutural do edifício e um estado de degradação bastante avançado com danos excessivos no seu interior, fruto de negligência associada à sua utilização. Estes factos conduziam a trabalhos de reforço na estrutura e fundação de tal forma dispendiosos que a total preservação do edifício se tornava economicamente inviável. Figura 4.11: Fachada principal Figura 4.12: Parte da fachada de tardoz Surge então, a necessidade de se desenvolverem e aplicarem técnicas de demolição (Figura 4.13) compatibilizadas com métodos de suporte e contenção a aplicar nas fachadas a preservar, tendo como objectivo a conservação do património arquitectónico, maximizando a funcionalidade da nova estrutura, sempre num ambiente de segurança. 37

62 Figura 4.13: Demolição do interior do edifício Esta prática, denominada de fachadismo, é alvo de grande controvérsia, na medida em que, enquanto uns defendem que os edifícios históricos devem ser mantidos na totalidade (na medida do possível), outros aceitam um compromisso entre conservação e desenvolvimento, defendendo que se deve construir um novo edifício preservando apenas as fachadas antigas. Em todo o caso, de uma forma geral, existem razões que justificam a preservação das fachadas e a sua correspondente contenção como meio de conservação. De facto, a maioria dos edifícios classificados deve o seu estatuto às suas características externas e não internas, pois frequentemente os espaços interiores vão sendo alterados aquando do processo de utilização do edifício, e consequentemente ficam descaracterizados, perdendo a sua identidade. Ao contrário da construção contemporânea, as paredes exteriores dos edifícios antigos desempenham funções estruturais, suportando os pisos, a cobertura e algumas paredes interiores. Por sua vez, estes elementos fornecem o apoio lateral necessário à estabilidade das paredes exteriores, havendo assim uma interdependência entre os elementos carregados e os elementos suportados. Quando o interior dum edifício deste tipo é demolido, torna-se necessário fornecer meios de apoio provisórios às fachadas, desde que se iniciam os trabalhos de demolição até à sua total ligação com a nova estrutura. Este apoio passa por uma estrutura temporária, com o objectivo de suportar as paredes em questão face às acções que lhes são impostas Solução Proposta para Recalçamento Foi executada uma estrutura metálica provisória para contenção das fachadas que era necessário manter, sendo o projecto realizado com a colaboração da empresa RMD Kwikform Ibérica, S.A. O Projecto da Estrutura de Contenção de Fachadas encontra-se no Anexo VIII. Como era necessário executar 4 pisos enterrados, determinou-se a necessidade de realizar recalçamento das fachadas. Assim, as microestacas executadas tiveram o objectivo de suportar a base da grua torre, a estrutura metálica de contenção de paredes de fachada e as vigas de recalçamento da mesma. O recalçamento é materializado pela realização de duas fiadas de microestacas (Figura 4.14), sendo a primeira executada no interior do edifício existente (com 38

63 177.8x12.5mm) e a segunda no exterior do mesmo (com 127x9mm). No Anexo IX encontra-se apresentada a tabela com as características das microestacas utilizadas. Figura 4.14: Corte tipo dos maciços e microestacas [19] As microestacas, com comprimento total de 24 metros, foram constituídas por troços de tubos metálicos do tipo N80 com 6 metros solidarizados, obrigatoriamente, com uniões exteriores. As microestacas verticais foram dispostas com um afastamento em planta médio de cerca de 2.75m, localizando-se, em regra, em cada extremidade dos painéis primários. O seu comprimento total foi variável em função da geometria dos alçados, propondo-se um comprimento mínimo do bolbo de selagem de 4.0m a 7.0m. As microestacas de suporte da grua e da estrutura metálica foram do tipo N80 com 127x9mm. As duas fiadas de microestacas foram ligadas à parede a preservar através de vigas de recalçamento (que tiveram como principal função a transmissão das cargas da estrutura do edifício para as microestacas), executadas também de ambos os lados da parede e ligadas através de mecanismos de costura constituídos por varões pré-esforçados de aperto do tipo Gewi Dywidag. Em fase definitiva, a nova estrutura das lajes dos pisos será responsável pela estabilidade das paredes das fachadas, sendo a estrutura de contenção desactivada após conclusão da nova estrutura interior Vantagens e Desvantagens A contenção de fachadas apresenta algumas desvantagens comparativamente aos métodos de reabilitação mais drásticos. Se fosse possível demolir a totalidade de um edifício antigo e construir um novo no seu lugar, a obra certamente ficaria mais económica e seria realizada com maior segurança relativa e num prazo menor do que se se realizasse uma contenção de fachada. Efectivamente, as dificuldades decorrentes da necessidade de salvaguardar as fachadas históricas, que começam nos trabalhos de demolição e acabam na ligação à nova estrutura, podem encarecer e atrasar substancialmente a obra. 39

64 Apesar dos pontos negativos enumerados, existem também benefícios decorrentes da manutenção das fachadas antigas, que tornam esta prática viável para além de constituir um meio de conservação e reutilização do património edificado: Pode representar a única solução possível de recuperação do edifício, pois por vezes a demolição total não é permitida, devido à sua importância arquitectónica ou histórica, pois algumas fachadas de edifícios constituem óptimos exemplos de um determinado período ou estilo arquitectónico pelo que se deverão preservar; Por vezes, alterar ou remover uma fachada irá descontextualizar o edifício ou mesmo eliminar a identidade histórica e/ou arquitectónica desse mesmo local; Outra situação que se verifica hoje em dia é a construção de um edifício por trás de uma fachada emblemática. Efectivamente, quanto maior valor histórico e arquitectónico possuir uma fachada, maior será a probabilidade de importantes entidades (instituições prestigiadas, como bancos, câmaras municipais, companhias de seguros, entre outras) mostrarem interesse na sua futura compra, podendo o valor do edifício aumentar consideravelmente. Nestes casos, as estruturas nova e antiga cumprem a sua função de forma independente. Enquanto a primeira desempenha os requisitos funcionais exigidos pela nova utilização, a segunda projecta uma imagem atractiva e prestigiante; Efectivamente, ao se optar pela contenção de fachadas, é possível aumentar a área útil do edifício através da construção de caves e introdução de pisos adicionais acima dos pisos do antigo edifício. De referir que, o número máximo de pisos permitidos na construção de novos edifícios encontra-se usualmente definido, o que não implica que os edifícios mais antigos não ultrapassem esse valor. Segundo o PDM (Plano Director Municipal) e regulação municipal existente, muitas vezes os edifícios novos têm que obedecer a certas regras, como por exemplo o alinhamento de fachadas umas com as outras, sendo que muitas vezes se perde área de construção. Se não se demolirem as fachadas, o edifício pode continuar com as mesmas dimensões Localização da Estrutura de Contenção Consoante as circunstâncias, a localização da estrutura de contenção em relação à fachada pode variar, surgindo assim sistemas externos, internos e mistos. A estrutura de contenção adoptada para salvaguardar ambas as fachadas durante o processo de reabilitação foi uma estrutura metálica tipo pórtico e localizou-se no exterior da obra (Figura 4.15), o que permitiu deixar todo o interior desocupado não criando assim constrangimentos aos trabalhos a realizar, maximizando o aproveitamento do espaço. 40

65 Figura 4.15: Contenção da fachada principal (fotografia tirada da grua) Como desvantagem, surge frequentemente, a consequente obstrução dos passeios e arruamentos adjacentes à obra. Esta situação pode provocar alterações na circulação de veículos e peões, dado que a montagem deste tipo de estruturas nos passeios obriga geralmente à construção de passagens pedonais na via de circulação automóvel, que foi o que se verificou na fachada virada para a Rua Rosa Araújo. Devido a tais problemas, muitas vezes não é permitido adoptar este tipo de solução Geometria das Estruturas de Contenção Atendendo à geometria, as estruturas de contenção podem ser de vários tipos, cujo comportamento estrutural é naturalmente distinto. Para fornecer apoio temporário às fachadas do edifício a reabilitar assim como às empenas de edifícios adjacentes, podem ser utilizadas estruturas de contenção aéreas (escoramento horizontal) que geralmente se apoiam nas estruturas a suportar ou estruturas que recebem as cargas provenientes das fachadas e as conduzem até ao solo (escoramento inclinado, torres porticadas, consolas e sistemas de suporte de peso). A geometria de um edifício e a sua envolvente ditam qual a melhor opção de contenção, juntamente com uma busca pela rapidez e pela economia. Assim, a melhor solução para uma parte do edifício poderá não ser a melhor noutras zonas com particularidades diferentes. No caso do edifício em estudo a solução final resultou da utilização combinada destes sistemas, optando-se assim pela utilização de um sistema misto, que compreendeu a utilização de sistemas tipo pórtico complementada com sistemas tipo aéreo, pois em locais em que a fachada está próxima de outros edifícios ou de cantos é mais vantajoso aplicar esta segunda solução Sistemas de Torres Porticadas e Treliçadas Estes sistemas estruturais são constituídos por conjuntos de fiadas de perfis de aço verticais paralelos entre si, dispostos ortogonalmente à fachada, contraventados transversalmente e longitudinalmente por perfis horizontais e eventualmente diagonais (Figura 4.16). O espaçamento entre perfis horizontais é dimensionado de modo a impedir a encurvadura dos elementos verticais, no plano da fachada e no plano perpendicular, sendo em geral suficiente a colocação de perfis ao nível dos pisos. Assim, os esforços provenientes das barras diagonais e horizontais são transmitidos aos perfis verticais, que os encaminham até às fundações. Se as 41

66 ligações forem articuladas, tem-se uma estrutura treliçada, ficando os perfis sujeitos a esforços de tracção ou compressão. Figura 4.16: Esquema de sistemas de torres porticadas e treliçadas É frequentemente recorrer a este tipo de sistema, em que é possível elaborar estruturas vigorosas e rígidas, capazes de suportar as deformações, quando ocorrem os seguintes tipos de situações: Edifícios com fachadas degradadas, que não suportam grandes deformações; Fachadas de altura elevada; Obras com caves, nas quais os trabalhos de escavação provocam descompressões no solo onde está fundada a fachada. Uma das vantagens das estruturas porticadas está relacionada com o facto de ser possível incorporar no seu interior contentores destinados ao estaleiro, tirando partido do espaço, geralmente considerável, ocupado pela estrutura (Figura 4.17). Estes contentores contribuem também para a estabilidade da estrutura, devido ao seu peso próprio que cria um momento estabilizante. Este efeito é igualmente conseguido à custa da colocação de blocos de betão que, além de fornecerem estabilidade, protegem a estrutura contra eventuais acções acidentais. Figura 4.17: Contentores no interior da estrutura de contenção da fachada Como desvantagem, surge o facto deste tipo de estruturas apresentar uma complexidade bastante elevada, exigindo assim um maior espaço requerido à sua ocupação e uma maior quantidade de material necessário à sua concepção e consequentemente mais mão-de-obra. 42

67 Sistema Aéreo de Escoramento Horizontal Esta categoria enquadra todo o tipo de estrutura de suporte que não interage directamente com o solo. Assim, estes sistemas estão dependentes da disponibilidade de dois pontos de apoio aéreos (um para cada extremidade da estrutura) e da resistência mecânica suficiente para suportar os esforços neles aplicados. Um exemplo muito frequente da sua utilização interior, que foi adoptado no caso da obra em estudo, consiste no escoramento de canto (Figura 4.18). Esta é uma forma oportuna de aproveitar o facto de nas extremidades das fachadas existirem edifícios adjacentes para colocação de um sistema de contenção simples e eficiente. A sua colocação requer uma eficaz coordenação com os trabalhos de demolição. Esta contenção é montada de cima para baixo, à medida que se vão demolindo os pisos substituindo assim o seu apoio. Figura 4.18: Escoramento de canto com ligação a edifício adjacente Com se pode observar, os esforços são transmitidos do sistema aéreo para o não aéreo, que por sua vez, são conduzidos até às fundações Zonas de Acesso ao Interior da Obra No caso em estudo foi conveniente a criação de um vão superior ao que existia inicialmente, para que o acesso ao interior da obra por parte dos equipamentos fosse praticável. Para que tal fosse possível, tiveram que surgir descontinuidades na estrutura de contenção na zona em causa, as quais tiveram de ser reforçadas (Figura 4.19 e 4.20). 43

68 Figura 4.19: Zona da estrutura para permitir o acesso à obra Figura 4.20: Pormenor da criação do vão para permitir o acesso à obra Incompatibilidades Detectadas no Projecto de Arquitectura Como o edifício existente data do início do Século XX, as paredes estruturais são de alvenarias de pedra ordinária prolongando-se até as fundações, aumentando a sua espessura. O problema detectado através da abertura de um poço de prospecção foi que, a geometria da fundação à cota do nível do piso -1 dos lotes nº 8 e 10 (únicos que possuíam caves) tinha uma saliência de 22 cm. Esta saliência não foi contabilizada aquando da execução do projecto de arquitectura. Desta forma, estava criado um grande obstáculo pois, estes centímetros a mais viriam a interceptar a zona destinada às casas de banho do piso -1. Dado o condicionamento de manter as fachadas, o projecto apresentado pela arquitectura já continha as áreas das casas de banho praticamente nas suas dimensões mínimas para cumprimento do RGEU. Assim sendo, seria necessário a reformulação do projecto, algo que foi logo posto de parte pelo Dono de Obra. A solução implementada passou então pelo descasque controlado da fundação em toda sua extensão (Figura 4.21), de forma a remover os 22 cm, o que fez com que a obra sofresse alguns atrasos devido a esta dificuldade. Seguidamente é demonstrado na Figura 4.22 um esquema da parede de fundação onde este facto foi detectado. 44

69 Figura 4.21: Descasque da fundação em toda a sua extensão Figura 4.22: Esquema das saliências detectadas Procedimentos de Montagem Nesta secção serão descritos os procedimentos de montagem da estrutura metálica de contenção de fachada executada. Na Figura 4.23 pode ver-se um esquema em planta da contenção da fachada que confronta para a Rua Rosa Araújo em toda a sua extensão e de parte da fachada de tardoz (apenas a parte referente ao lote nº8 e nº10 que foi mantida). Figura 4.23: Planta da estrutura metálica de contenção das fachadas principal e de tardoz [19] Como já foi mencionado, a estrutura é do tipo porticada, com contraventamentos diagonais, constituída por vigas de aço laminado do tipo UNP (Figura 4.24). Figura 4.24: Esquema do pefil utilizado [19] A aplicação da estrutura de contenção permitiu a demolição dos edifícios existentes, evitando deslocamentos nas paredes de fachada, sendo constituída por 2 pórticos em frente aos lotes nº4 e nº6 e ligada à fachada ao nível do 1º, 2º e 3º andar. No nº8 e nº10, a estrutura metálica de contenção 45

70 foi constituída também por 2 pórticos na fachada principal e 2 pórticos na fachada de tardoz, mas ligada às mesmas ao nível do piso 2 e 3. Nas Figuras 4.25, 4.26 e 4.27 encontram-se os esquemas das estruturas metálicas de contenção das fachadas. Figura 4.25: Corte tipo da estrutura metálica de contenção das fachadas principal e de tardoz (Adaptado de [19]) Figura 4.26: Esquema da estrutura de contenção da fachada do lote nº 8 e 10 [19] Figura 4.27: Esquema da estrutura de contenção da fachada do lote nº4 6 [19] Execução das Microestacas As microestacas foram seladas nas formações competentes, com comprimento adequado, abaixo da cota final da escavação. Na situação da fachada que confronta para a Rua Rosa Araújo, as microestacas localizadas no interior da obra tiveram a dupla função de elemento de recalçamento das fachadas e de apoio provisório da contenção periférica. Para a furação do solo foi utilizada uma técnica recorrendo a varas e bit. As varas roscadas têm 1,5 m de comprimento cada e foram ligadas mediante conexão roscada macho / fêmea, até atingirem a cota de 24 m de profundidade. Durante a furação foram anotados todos os solos que iam sendo perfurados com intuito de compará-los com as sondagens que tinham sido previamente realizadas. O processo foi bastante semelhante ao que se verificou para as ancoragens, constante no Subcapítulo com elevado grau de pormenor, daí que se optou por não descrever este método construtivo com grande detalhe para não se tornar, de certa forma, repetitivo. Posteriormente à furação foram 46

71 introduzidos tubos metálicos de 6 m de comprimento, sendo colocados quatro tubos até preencher a totalidade do furo Execução dos Maciços de Encabeçamento Após a realização das microestacas foram executados os maciços de suporte da estrutura. Foram necessários dois maciços com dimensões 1,0 x 0,50 x 2,10 m (Figura 4.28) por cada pórtico metálico sendo que cada maciço foi suportado por duas microestacas. Figura 4.28: Planta das dimensões dos maciços de suporte da estrutura de contenção O processo de execução dos maciços consistiu essencialmente nos seguintes passos: 1) Confirmação das medidas de afastamento da fachada 2) Armação da grade em estaleiro (Figura 4.29) Figura 4.29: Armaduras a utilizar nos maciços [19] 3) Execução, montagem e soldadura de uma hélice em aço com = 10 mm, à microestaca para proporcionar uma melhor aderência do betão (Figura 4.30) e aplicação de uma chapa de aço com 0,20x0,20x0,010 m, soldada no topo da microestaca com o intuito de distribuir as tensões provenientes dos pórticos das microestacas (Figura 4.31). 47

72 Figura 4.30: Microestaca com a hélice soldada Figura 4.31: Chapa para distribuição de tensões 4) Montagem da armação da sapata, centrada e nivelada com os eixos das microestacas; 5) Cofragem da armação do maciço; 6) Betonagem; 7) Cura do betão. Nas Figuras 4.32 e 4.33 pode-se observar um maciço de betão já concluído e um corte tipo, respectivamente, sendo de notar a presença das armaduras de espera, de onde se deu início à montagem da estrutura metálica. Figura 4.32: Maciço concluído Figura 4.33: Corte tipo do maciço e microestaca [19] Montagem da Estrutura Metálica de Contenção da Fachada Após a cura do betão dos maciços (14 dias) deu-se início à montagem da estrutura metálica. A técnica utilizada é classificada como indirecta, pois foi executada através de um aperto das malhas exterior e interior contra a parede. Esse aperto foi conseguido com a ligação entre essas malhas com varões que se fazem passar nos vãos das fachadas. Este método é considerado não destrutivo, ao invés do método directo em que a estrutura é ligada directamente à parede atravessando-a parcial ou totalmente através de furos. 48

73 Devido ao condicionamento de espaço verificado em estaleiro, as peças necessárias foram descarregadas do camião, com o auxílio da grua torre e transportadas para a zona de tardoz do edifício onde foram montadas. O procedimento de montagem foi executado com a seguinte ordem: a) Colocação e montagem das secções dos pórticos na zona de tardoz do edifício; b) Transporte dos pórticos (Figura 4.34); Figura 4.34: Transporte de um módulo de contenção da fachada c) Colocação e aparafusamento dos troços constituintes dos pórticos sobre os maciços, com auxílio da grua (Figura 4.35); Figura 4.35: Colocação da primeira secção do pórtico A ligação provisória da estrutura não aérea à fachada foi executada por intermédio de vigas horizontais, que a percorrem ao longo de toda a sua extensão, do lado interior e exterior, fornecendolhe apoio de ambos os lados. Para tal foi necessário proceder: d) À abertura de roços nas paredes interiores ao longo de todo o comprimento da fachada para permitir a passagem das vigas metálicas que ficarão no lado interior da mesma. Este processo foi executado com recurso a martelos pneumáticos. As vigas são ligadas entre si e ao sistema de contenção por intermédio de elementos perpendiculares à fachada; e) À colocação de pernos roscados (Figura 4.36), permitindo a ligação das vigas que ficarão do lado exterior da fachada, às vigas interiores. Estas ligações apenas foram realizadas nas aberturas já existentes na fachada, tais como janelas e portas, evitando aberturas adicionais na fachada, salvaguardando assim a integridade da mesma; 49

74 Figura 4.36: a) Ligação das vigas interiores e exteriores através de vãos de janelas através de pernos; b) Perno roscado, porca e chapa De forma a assegurar um eficiente mecanismo de transmissão de cargas da fachada para as vigas de apoio lateral, foi necessário fornecer-lhes uma adequada superfície de contacto. Através da utilização de cunhas, tábuas e barrotes de madeira (materiais resilientes), foi possível apertar a estrutura contra a fachada e eliminar quaisquer folgas que pudessem existir. Garantiu-se assim que, ao menor deslocamento por parte da fachada, a estrutura fosse imediatamente solicitada, impedindo deformações excessivas. f) Colocação de barrotes de madeira de forma a evitar o contacto entre as vigas metálicas e a fachada (Figura 4.37); a) b) Figura 4.37: Barrotes para evitar o contacto com a parede de fachada g) Colocação e aparafusamento dos perfis metálicos que ligam os pórticos à fachada. As ligações aparafusadas são mais vantajosas comparativamente às ligações soldadas, pois para além de serem reutilizáveis são também de mais fácil execução em obra (Figura 4.38); a) b) c) Figura 4.38: a) Ligação entre os pórticos e a fachada; b) e c) pormenores de ligação 50

75 h) Colocação do escoramento de canto nos edifícios adjacentes. A montagem desta estrutura e a ligação às paredes ocorreu faseadamente, de cima para baixo, a medida que evoluíram também as demolições, dando assim por concluído o procedimento de montagem; i) Aperto final em toda a estrutura, começando nos pisos superiores ao longo de todo o comprimento da fachada descendo para os pisos inferiores, garantindo que esta ficasse intacta durante todo o processo de demolição, escavação e construção do novo edifício. Esta estrutura foi mantida até à construção das lajes dos pisos, altura em que as paredes estavam já perfeitamente ligadas e contraventadas pela nova estrutura de betão armado Vigas de Recalçamento As vigas de recalçamento, executadas no exterior e no interior das paredes da fachada, ligadas entre si através de varões roscados pré-esforçados do tipo Gewi Dywidag e apoiadas em microestacas, constituiram a solução de recalçamento de fachada (Figura 4.39). Na fachada principal (virada para a Rua Rosa Araújo), as microestacas localizadas no interior da mesma tiveram uma dupla função, ou seja funcionaram como elemento de recalçamento das fachadas e como apoio provisório da contenção periférica. Figura 4.39: Esquema da solução de recalçamento da fachada O processo de execução compreendeu os seguintes passos: a) Execução das microestacas, do lado interior e exterior da fachada (Figura 4.40); Figura 4.40: Microestaca executada do lado exterior da fachada 51

76 b) Armação e cofragem das vigas de recalçamento (Figura 4.41 e 4.42); Figura 4.41: Viga de recalçamento armada Figura 4.42: Viga de recalçamento cofrada c) Betonagem (Betão C30/37), vibração e espalhamento (Figura 4.43 e 4.44); Figura 4.43: Betonagem e vibração da viga de recalçamento Figura 4.44: Viga de recalçamento no final da betonagem d) Execução de furos, inserção dos varões do tipo Gewi e posterior aperto com recurso a uma chave dinamométrica (Figura 4.45 e 4.46). Estes varões pré-esforçados têm o intuito de facilitar a transferência de cargas provenientes da fachada para as vigas de recalçamento. Figura 4.45: Montagem e aperto dos varões Gewi Figura 4.46: Viga de recalçamento executada Paredes Tipo Munique ou Berlim Definitivo A execução de Paredes tipo Munique na obra em estudo respeitou a seguinte sequência (Figura 4.47): Trabalhos preparatórios - Escavação geral; Furação, Introdução dos perfis metálicos e selagem (Fase I); 52

77 Execução da viga de coroamento (Fase II); Execução dos painéis primários (Fase III); Execução dos painéis secundários (Fase IV); Execução das ancoragens dos painéis primários e secundários (Fase V); Execução dos painéis terciários (de canto) e respectivos escoramentos; Execução da cortina nos restantes níveis (Fase VI), até à cota de fundação, execução das fundações e da superestrutura e desactivação das ancoragens e escoramentos. Figura 4.47: Processo construtivo das paredes tipo Munique no caso de estudo (Adaptado de [20]) De uma forma geral, no processo construtivo das paredes tipo Munique, após a execução dos painéis primários, são instaladas as ancoragens nos referidos painéis, sendo precedidas pela execução dos painéis secundários e respectivas ancoragens. Na obra em estudo optou-se pela execução das ancoragens nos painéis primários e secundários simultaneamente, por uma questão de poupança de tempo e porque o terreno reunia as características necessárias para que tal fosse exequível. Em fase definitiva, a própria estrutura das lajes das caves será responsável pela estabilidade da parede de contenção, sendo as ancoragens desactivadas após conclusão da referida estrutura. Como a contenção foi executada em vários níveis tem-se também as seguintes fases, apresentadas de forma detalhada, as quais se podem observar na Figura 4.48, seguidamente à execução do primeiro nível: Escavação do segundo nível por painéis alternados (a) Montagem da armadura; (b) Colocação de almofada de areia na base do painel, para ligação ao painel do nível seguinte; (c) Instalação da cofragem e betonagem; (d) Retirada da cofragem após a presa do betão. Execução do furo para a ancoragem e selagem dos cabos; Execução dos painéis do segundo nível de escavação, por painéis alternados; realização e pré-esforço das ancoragens; 53

78 Betão Figura 4.48: Fases de execução das paredes tipo Munique com vários níveis [21] Trabalhos Preparatórios - Escavação Geral; Na primeira fase da escavação geral fez-se um rebaixamento de 0,6m desde a cota do terreno em todo o recinto, até à cota inferior da viga de coroamento, regularizando e preparando o solo para as etapas seguintes. A restante escavação foi feita em talude de modo a que não ocorressem eventuais deslizamentos, tendo sempre o cuidado de garantir as condições de mobilidade dos equipamentos necessários à obra e a garantia de remoção de todo o material prejudicial ao desenvolvimento dos trabalhos na área de implantação. De forma a minimizar a descompressão dos terrenos durante as operações de escavação, considerou-se muito importante o cumprimento integral do faseamento construtivo proposto, em particular, que o intervalo de tempo entre as operações de escavação e de betonagem não ultrapassasse as 12 horas Colocação dos Elementos Resistentes. Seguidamente foram instalados os perfis metálicos ao longo da periferia da escavação que se pretende realizar. Nesta etapa recorre-se com maior frequência a perfis metálicos em forma de I ou H, os quais permitem a escavação e cofragem de troços de parede com a altura de sensivelmente um piso e uma largura aproximadamente equivalente. Diversos factores fazem variar o afastamento dos perfis, um deles é o tipo de terreno a escavar, pois solos particularmente consistentes e condições atmosféricas propícias podem permitir aumentar o espaçamento entre perfis verticais, conduzindo a painéis com duas ancoragens [3]. Outros factores como as edificações vizinhas, as condições metereológicas previstas e a capacidade de carga das ancoragens, também são de extrema importância nesta fase. No alçado A-B foram utilizados perfis metálicos HEB 160 em aço S355JR e nos alçados B-C e C-D foram utilizados perfis do tipo HEB 140, também em aço S355JR, todos eles afastados cerca de 0,70m do eixo da viga de coroamento. A distância entre furos que delimitam os painéis primários é de 1.60m e que delimitam painéis secundários é de 3,9m. No entanto, a solução utilizada para o alçado A-D passou pela utilização de microestacas do tipo N80 com 177.8x12.5mm (as mesmas utilizadas para o recalçamento da fachada) ao invés de perfis metálicos. Embora apresentem vantagens na 54

79 resistência à compressão, o que permite reduzir a área da secção e consequentemente o peso dos perfis, têm como grande desvantagem a perda em resistência à flexão. Esta operação de colocação dos perfis pode ser efectuada de duas maneiras distintas: por cravação ou por furação prévia. Em ambas as técnicas, os perfis depois de introduzidos no terreno devem ficar cerca de 0,5 metros acima do terreno para que sejam unidos no seu topo pela viga de coroamento. No processo de execução por cravação, os perfis metálicos são cravados no terreno, previamente à escavação do solo, através de uma grua hidráulica ou um bate-estacas, quando as características do terreno o permitem e desde que esta operação não origine problemas para a vizinhança. No caso da obra em estudo, como se desejou minimizar problemas com as edificações vizinhas devido à vibração, recorreu-se ao método da furação prévia, tendo sido executados furos de 250mm. Para além da vantagem descrita, este processo também é vantajoso quando se pretende: Reduzir os ruídos; Penetrar em camadas mais duras ou com elementos que impeçam a cravação; Introduzir um perfil mais longo; Aumentar a precisão na instalação; Instalar certos tipos de perfis especiais que são impossíveis de instalar por penetração; Penetrar suficientemente abaixo da escavação para obter suficiente resistência, quer horizontal, quer vertical, o que pode obrigar a penetrar na rocha. Desta forma, utilizou-se primeiro uma máquina perfuradora com trado contínuo que efectuou os furos por rotação no solo (Figura 4.49), com diâmetro ou secção conveniente para introduzir o perfil previsto. Se o terreno se revelasse de má qualidade, para evitar uma eventual descompressão, seria necessário utilizar-se entubamento provisório, pelo menos na parte inicial do furo. De seguida, procedeu-se à colocação dos perfis metálicos por intermédio de uma grua (Figura 4.50), ficando, como foi referido, 0,5 metros acima da cota do terreno e garantindo que a sua maior inércia ficasse orientada perpendicularmente ao terreno, tirando assim o máximo partido da sua rigidez e resistência à flexão. (Figura 4.51). 55

80 Figura 4.49: Máquina perfuradora com trado contínuo Figura 4.50: Perfil metálico transportado na grua Figura 4.51: Perfis metálicos colocados no terreno O processo de execução dos furos para introdução dos perfis foi também utilizado para aferir as características dos estratos subterrâneos, confirmando e complementando assim, as informações fornecidas no Relatório Geológico-Geotécnico Amarração e Selagem dos Perfis Depois de colocado o perfil no furo e acertada a sua posição, o perfil teve que ser convenientemente amarrado, de modo a que este não sofresse deslocamentos na sua extremidade inferior. Uma problemática que se encontrou nesta fase foi a garantia da verticalidade dos perfis, sendo este o aspecto onde se verificaram as maiores anomalias. Os perfis foram introduzidos com um tubo de PVC amarrado longitudinalmente a este, sendo através destes tubos que foi injectada calda de cimento (Figura 4.52). Figura 4.52: Secção transversal dos perfis HEB140 / HEB 160 É conveniente que a injecção da calda de cimento para a selagem seja feita com recurso a mangueira, e não simplesmente desde a superfície do terreno, para que os impulsos da calda se equilibrem em todo o contorno do perfil, de modo a que não tendam a desviá-lo da sua posição e de modo a que não haja segregação da calda. O perfil deve então ser mantido centrado no furo durante a injecção, e até a calda fazer presa, principalmente quando as suas dimensões são consideravelmente inferiores às dimensões do furo. No alçado AB, a selagem com calda de cimento foi de cerca de 4m, enquanto nos alçado BC e CD a selagem possuia apenas 3m. 56

81 Posteriormente, foi efectuado o preenchimento do furo restante com areia, de modo a que o perfil ficasse convenientemente selado e amarrado ao maciço envolvente. Este preenchimento é necessário para assegurar a transmissão das acções e das reacções do solo durante as fases de escavação geral e de tensionamento de ancoragens diminuindo os deslocamentos do terreno induzidos pelos espaços vazios criados. Este preenchimento impede também a encurvadura dos perfis que pode acontecer devido aos elevados comprimentos livres, e ao aumento de carga que vai havendo durante a escavação, sobre os mesmos. Devido ao facto das paredes estarem encostadas às construções vizinhas ou às fachadas a manter, causando dificuldades em manobrar o equipamento de furação, ao invés dos perfis metálicos e microestacas serem incorporados no interior da parede da estrutura de contenção, optou-se por uma solução em que os mesmos se situam do lado exterior da parede (Figura 4.53 e 4.54). Desta forma, os eixos dos perfis ficam afastados de 0,55m da parede e unidas a esta através de cachorros metálicos constituídos por perfis UNP 300 e UNP 200 soldados a uma chapa metálica que está encastrada na parede de contenção, cujos pormenores são apresentados na Figura Figura 4.53: Perfil metálico ligado à parede através de cachorros Figura 4.54: Microestacas ligada à parede através de cachorros Figura 4.55: Pormenores tipo da ligação dos perfis metálicos à parede [18] No entanto, segundo [3] esta solução é mais limitativa em termos de escolha dos perfis, o processo construtivo é mais complicado e a transmissão de esforços é pior. Assim, se o perfil fosse colocado no interior do betão, ficando assim confinado no mesmo, o conjunto apresentaria menor flexibilidade e maior rigidez do que nesta solução adoptada. 57

82 Execução da Viga de Coroamento A viga de coroamento (Figura 4.56) foi betonada in situ e teve como objectivo solidarizar todos os perfis para que estes possam funcionar em conjunto, distribuindo a carga de uma forma mais uniforme, servindo de elo de união, de forma a diminuir dos deslocamentos entre os perfis e os painéis dos diferentes níveis que irão ser construídos. Em teoria, o início da escavação só deve ocorrer após a conclusão da execução da viga de coroamento. Todavia, em obra, como existem diversas frentes de trabalho foi desejável que se procedesse ao início da escavação antes de terminada a viga de coroamento em todo o perímetro, em prol do cumprimento de prazos de execução. É usual proceder-se à colocação de uma almofada de areia na zona inferior da viga de coroamento antes da betonagem, de modo a evitar o contacto directo entre o betão e o terreno. Foram também garantidas armaduras de espera para os painéis que irão ser executados abaixo da viga, como ainda para os elementos da superestrutura que se irão erguer acima da viga de coroamento. Figura 4.56: Viga de coroamento e armaduras de espera Execução dos Painéis Nesta fase, iniciaram-se as etapas de execução de painéis de laje, compostas pelos painéis primários, intercalados com os secundários e por último os terciários, localizados junto aos cantos, nos quais se utilizaram escoramentos ao invés de ancoragens. Este ciclo foi-se repetindo para os níveis inferiores até à cota correspondente ao nível superior das fundações da parede. Desde que não se perca totalmente o seguimento do faseamento construtivo e se as condições do terreno o permitirem, pode avançar-se com o processo de escavação em frentes diferentes conforme o alçado e trabalhar em vários níveis de painéis simultaneamente. Tal como o referido para a viga de coroamento, também este processo permite diminuir os prazos de execução. Quando a ordem de abertura dos painéis é desrespeitada abrindo vários painéis adjacentes ao mesmo tempo, pode levar à ocorrência de fendas de tracção nas terras suportadas e até escorregamento destas, com possíveis impactos danosos nas edificações vizinhas. 58

83 Painéis Primários Escavação A altura de escavação correspondeu aproximadamente ao pé-direito de um piso enterrado e a largura a escavar correspondeu à largura de um painel primário, mais cerca de 0,5m para cada lado para assegurar espaço para a armadura de amarração e empalme com as armaduras dos painéis secundários, deixando-se assim duas banquetas de terreno por escavar, uma de cada lado da zona escavada. Foram escavados vários painéis primários em simultâneo, pois as banquetas conseguem suportar de forma eficiente as tensões resultantes da descompressão do terreno, tirando partido do efeito de arco, já abordado no Subcapítulo 2.5.2), prevenindo assim deslocamentos indesejados do maciço suportado, sendo que a restante parte do impulso foi suportada pelo próprio terreno colocado a descoberto. Este processo só foi praticável porque o solo, salvo raras excepções apresentadas mais adiante, apresentava coesão aparente suficiente para a execução dos painéis primários, sem que ocorresse descompressão do terreno suportado. Como forma de poupança de tempo e de economia, em algumas zonas pontuais, nas quais as condições geológicas o permitiram, foram escavados painéis com largura maior do que o habitual. É de referir que, mesmo na presença do cenário descrito, é importante encurtar o mais possível o intervalo de tempo entre a escavação e a betonagem, de forma a evitar o desconfinamento do terreno. A escavação foi executada primeiramente com uma retro escavadora (Figura 4.57), à qual por vezes se adaptou um ripper ou um martelo hidráulico para desagregar rocha, e quando necessário foi complementada com uma escavação manual. Figura 4.57: Escavação do painel primário recorrendo a retroescavadora Embora este cuidado seja frequentemente ignorado, tal como descrito para a viga de coroamento, também aqui se colocou uma camada de areia na base do painel. Assim, assegurou-se que o betão não se infiltrasse no terreno e garantiu-se a existência de espaço para a colocação das armaduras verticais de espera que serviram de amarração ao painel inferior. 59

84 Colocação da Armadura Na montagem das armaduras (aço 400 NR) correspondentes a cada painel, a armadura posterior foi colocada em primeiro lugar (Figura 4.58), ficando encostada ao tardoz da parede (sendo garantido o recobrimento previsto). Posteriormente seguiu-se o reforço para o punçoamento e flexão na zona da ancoragem, em consequência da aplicação de uma carga localizada sobre uma peça fina, Este reforço foi colocado recorrendo à sobreposição simples de armadura na face anterior da parede. Outro cuidado que se teve, está relacionado com o facto de que foram deixados negativos, em PVC, para as ancoragens e espaçadores, cuja função foi garantir um bom recobrimento do betão, sobretudo na face em contacto com o terreno. Por fim foi então colocada a armadura de intradorso. Figura 4.58: Colocação da armadura do painel primário O comprimento das armaduras deve ser o suficiente para fazer a amarração e empalme dos varões com os painéis secundários do nível de escavação em questão e com o painel primário do nível seguinte de escavação, como se pode observar no esquema da Figura Figura 4.59: Esquema de um painel na fase de colocação da armadura [3] Cofragem e Betonagem A cofragem dos painéis foi feita com recurso a tábuas de madeira, sendo que em alternativa poderiam ser utilizados elementos metálicos ou contraplacado marítimo. A opção pela madeira está relacionada com o facto de esta ser mais leve e mais barata, mas a utilização de cofragens metálicas também apresentaria outras vantagens, tais como uma maior resistência, uma rápida instalação e um maior número de reutilizações. 60

85 As cofragens foram sustentadas por escoramentos contra o terreno com recurso a tábuas para aumentar a área de contacto, através de prumos metálicos (Figura 4.60). O escoramento da cofragem deve ser bem garantido, uma vez que esta deve resistir ao impulso do betão fresco. Figura 4.60: Escoramento da cofragem do painel primário Foi deixada uma abertura na cofragem ( bico de pato ) para que se pudesse proceder à betonagem do painel. A betonagem foi efectuada com recurso a um balde, sustentado pela grua e ligado a uma manga (Figura 4.61). A betonagem e a vibração devem ser executadas em simultâneo para evitar o aparecimento de vazios e garantir uma maior compacidade do betão. Figura 4.61: Betonagem do painel com recurso a balde Após a betonagem, a camada de areia referida que se colocou na base do painel aquando da colocação das armaduras, foi saneada com um jacto de água sobre pressão, no sentido de ser removida a areia e todos os detritos acumulados na base do painel. A descofragem do painel foi feita cerca de 48 horas após a betonagem, tendo sido a fase em que os painéis se encontravam mais vulneráveis, pois já não estavam a ser suportados pela cofragem, e ainda não possuíam as características de resistência finais para fazerem face aos impulsos do terreno Painéis Secundários Seguindo o princípio que regula todo este processo, os painéis secundários localizam-se entre os denominados primários, sendo agora estes a desempenhar o papel de suporte. Na fase de execução 61

86 dos painéis secundários o procedimento foi semelhante à execução dos painéis primários, apenas com a diferença de se ter adoptado uma largura superior à dos painéis primários, pois o terreno apresentou boas características para que tal fosse exequível. Na Figura 4.62 pode observar-se o escoramento da cofragem de um painel secundário, executado da mesma forma que os anteriores, sendo que as armaduras foram amarradas às armaduras de espera deixadas aquando da execução dos painéis primários. Na Figura 4.63 apresenta-se o aspecto final do 1º nível de uma parede tipo Munique após a betonagem. Figura 4.62: Escoramento de cofragem de painel secundário Figura 4.63: Aspecto final do primeiro nível de um Muro de Munique Seguidamente aos painéis primários e secundários estarem concretizados, procedeu-se à execução das ancoragens, sendo que o seu processo construtivo será explorado com detalhe no subcapítulo correspondente Painéis Terciários A execução dos painéis terciários (de canto) e respectivos escoramentos foi efectuada após a execução de todos os outros painéis referidos, devendo, no entanto, ter sido feita em primeiro lugar em relação aos painéis secundários, pois é conveniente confinar logo à partida essa zona sensível da escavação. Os escoramentos nestes painéis substituem as ancoragens, porque, para além de serem mais económicos, tiram partido do auto-equilíbrio que é possível pela proximidade entre os painéis de canto. A ligação do escoramento aos painéis foi efectuada encastrando as escoras em negativos previamente deixados em esferovite que foram depois preenchidos com betão (Figura 4.64). É também de referir que podem ser usadas outras soluções alternativas, tais como soldar das escoras ou aparafusando-as a placas metálicas ligadas aos painéis por chumbadouros ou até mesmo chumbando directamente as escoras aos painéis. 62

87 Figura 4.64: Painéis de canto e respectivos escoramentos Painéis dos Restantes Níveis Concluído o primeiro nível da contenção, a escavação prosseguiu e o processo desenvolveu-se para o segundo nível. A execução passou pela repetição de todos os processos atrás descritos, nível após nível, até chegar à cota da implantação da sapata de fundação da contenção. Figura 4.65: Painéis dos vários níveis executados e ancorados Ancoragens O método de execução de ancoragens, de um modo geral, é variável conforme o tipo de ancoragem adoptada, o tipo de terreno, a técnica de contenção e também do sistema de injecção. Neste capítulo irá ser abordado com detalhe o processo construtivo na obra em estudo. Esta etapa inicia-se com a definição do posicionamento para a colocação das ancoragens. Este posicionamento é feito com recurso a negativos deixados na cortina, e são normalmente constituídos por tubos metálicos ou de PVC. Garantida a colocação do negativo, a sequência de execução de ancoragens pré-esforçadas compreendeu as seguintes fases: Execução do furo da ancoragem, com recurso a trado contínuo ou a sistema de varas e bit; Inserção manual do sistema de injecção e armadura no interior do furo e seu posicionamento sobre o eixo do mesmo com auxílio de centralizadores; 63

88 Realização da injecção de selagem da armadura, por preenchimento do furo com calda de cimento (por gravidade); Reinjecção do furo para a formação do bolbo de selagem, com recurso a pressões médias a altas; Pré-esforço da armadura com recurso ao macaco hidráulico e sua blocagem na cabeça da ancoragem; Desactivação das ancoragens. De acordo com o indicado nas Peças Desenhadas, estes elementos de estabilização da parede terão um afastamento médio em planta de cerca de 2.75m. Tendo por objectivo evitar a possibilidade de intersecção das ancoragens com instalações e estruturas existentes, assim como, permitir a realização do bolbo de selagem em terrenos competentes e geologicamente estáveis em relação à geometria da escavação, as ancoragens terão diferentes inclinações e comprimentos totais, sendo o valor mínimo do comprimento de selagem estimado, nesta fase, de cerca de 7.0m [15] Furação Depois da descofragem do painel procedeu-se à furação para introdução dos cabos de aço necessários para executar a ancoragem. No sentido de acelerar o processo e rentabilizar a máquina de furação, após a descofragem, como já referido, os painéis primários e secundários foram furados todos de seguida. Antes de se iniciar a furação foi necessário detectar o negativo deixado no painel (Figura 4.66). Nos casos em que este não estava visível a olho nu, recorreu-se a um martelo que ajudou na detecção do furo, por percussão no painel. Em alguns casos o negativo não foi detectado ou não foi previamente executado, e, por esse motivo, teve que se recorrer a caroteadoras para execução de pequenos furos nos painéis (Figura 4.67). Figura 4.66: Negativo para furação do painel Figura 4.67: Caroteadora Na selecção do método de furação, deve ter-se em consideração vários factores, tais como: o tipo de terreno, a acessibilidade, a geometria e dimensões do furo, o tipo e capacidade das ancoragens e a aplicabilidade do meio de limpeza dos furos. O método de furação a adoptar não deve influenciar a integridade de estruturas existentes ou localizadas à superfície. Esta fase é de grande importância pois uma escolha adequada do método irá maximizar a eficiência e produtividade do processo, afectando assim os custos totais. 64

89 Os seguintes aspectos foram tidos em consideração antes de se iniciar a furação: Construção prévia da plataforma de trabalho adequada ao tipo de tarefa a realizar; Fixação da direcção e da inclinação da torre do equipamento de furação de acordo com o definido no projecto, de modo a controlar a inclinação das ancoragens relativamente ao eixo horizontal (a máquina de furação deve ser centrada e alinhada com o negativo da ancoragem); Garantir que o material de furação não está dilatado, torcido, amolgado ou fissurado; Limpar e lubrificar todas as roscas de modo a facilitar o seu enroscar e desenroscar; Arrumar devidamente todo o material de furação que não esteja a ser utilizado; No caso em estudo, o método de furação que estava definido era com recurso a varas e bit. Após serem executadas algumas furações verificou-se que, em algumas zonas do alçado A-D, o terreno era mais instável do que se esperava, ocorrendo inclusive um pequeno deslizamento de terras. Após este acontecimento optou-se por utilizar o trado contínuo apenas nestes mesmos sítios, por ser um método que minimiza as perturbações introduzidas no terreno, mas em contrapartida é um método mais vagaroso. A perturbação reduzida quando se utiliza o trado contínuo deve-se ao facto de permitir que os detritos do furo sejam recolhidos pelo próprio trado, ou seja, a rotação vai fazendo com que este penetre no terreno e, simultaneamente, vá trazendo o terreno à boca do furo (Figura 4.68). De acordo com [3], a furação por trado contínuo é apenas possível em solos coesivos de compacidade média, ou mesmo em rochas friáveis, e onde a presença de água não seja significativa. Os solos devem também ter propriedades que permitam que as paredes do furo se auto-suportem, no intervalo de tempo que decorre desde a furação até ao preenchimento do furo. À medida que o trado recua, a operação foi sendo interrompida, periodicamente, de modo a que se proceda ao desacoplamento dos troços de trado (Figura 4.69). Figura 4.68: Furação recorrendo a trado continuo Figura 4.69: Troços de trado contínuo A furação com varas e bit consistiu num bit de corte montado na extremidade de uma série de varas que lhe transmitem a energia necessária através da percussão. Esta técnica de furação é utilizada quando o solo a atravessar é constituído maioritariamente por rocha. No caso da obra em estudo 65

90 recorreu-se a um bit de corte que funciona à percussão, com múltiplas coroas, que aumentam a eficácia na desagregação da rocha (Figura 4.70). O processo desenvolve-se do mesmo modo que o do trado contínuo, ou seja, inclui o acoplamento e desacoplamento das varas (Figura 4.71). A saída das varas e bit do furo deve ser feita ao abrigo do preenchimento simultâneo do vazio com calda de cimento, mas no caso da obra o furo permaneceu vazio até à selagem da armadura, dado que as características do solo nestas zonas, onde o método foi usado, assim o permitiram. Figura 4.70: Furação recorrendo a varas e bit Figura 4.71: Varas Este método de furação deverá garantir a completa eliminação dos detritos provenientes da furação de modo a deixar o furo perfeitamente limpo em todo o seu comprimento. Se o furo não for perfeitamente limpo, a calda de cimento da selagem dificilmente poderá apresentar a espessura regular e uniforme especificada em projecto. Podem ser utilizados um dos três métodos para que os detritos da furação sejam removidos eficientemente: ar, água ou lama argilosa. A utilização de ar apresenta o problema das excessivas poeiras e, por isso, no caso da obra em estudo, optou-se por utilizar água, que circula no interior das varas, sobre pressão. A água funciona como agente responsável pela remoção dos detritos de furação, que irão afluir à boca do furo sobre a forma de lamas. Não se deve recorrer a este método no caso específico de o solo ser de qualidade tal que amoleça por efeito da água Colocação dos Cabos de Pré-esforço Executado o furo, procedeu-se à introdução dos cabos de ancoragem no mesmo. Os cabos devem estar armazenados ao comprido no estaleiro ou sob a forma de rolos (Figura 4.72). Figura 4.72: Cabos armazenados em rolos 66

91 As ancoragens foram assim constituídas por cabos materializados por 5 cordões de 0.6, de modo a acomodarem uma carga de blocagem máxima de 780 kn e um pré-esforço útil de 650 kn. Os cabos de pré-esforço foram introduzidos no furo de forma manual pelos operários (Figura 4.73). Durante este procedimento tentou evitar-se torcimentos ou curvaturas excessivas que pudessem danificar alguns dos componentes da ancoragem. Esta operação processou-se o mais rapidamente possível e foi precedida por uma cuidadosa inspecção visual, com o objectivo de se detectar e, quando foi caso disso, reparar os danos ou defeitos que as mesmas apresentassem. Figura 4.73: Cabos introduzidos manualmente Os cabos de pré-esforço encontravam-se protegidos por bainhas de PVC, ao longo do comprimento correspondente ao seu comprimento livre, que serviram para evitar o contacto entre a calda de injecção primária e o varão de modo a garantir que os cordões se deformem livremente. Na zona correspondente ao bolbo de selagem, os cabos não possuiam qualquer protecção, de modo a que possa haver ligação dos varões à calda (Figura 4.74). Figura 4.74: Pormenor dos cabos Na extremidade dos cabos encontrava-se uma ponteira cónica que facilita a sua progressão no furo, minimizando a desagregação das paredes do mesmo. Uma vez introduzida a armadura no furo, esta não pôde ser deslocada, de forma a possibilitar o endurecimento da calda, que foi injectada na etapa seguinte, sem quaisquer perturbações, até esta obter a resistência pretendida e exigível em projecto. 67

92 Processo de Injecção Após a introdução da armadura no furo, procedeu-se à selagem do mesmo. Assim, para além dos cabos, foram também inseridos tubos de PVC, mais concretamente um tubo azul que foi utilizado para reinjecção, o qual é munido de válvulas na zona de selagem, um outro vermelho de menor diâmetro que serviu para a injecção primária do furo, e um preto que permitiu a entrada de ar. (Figura 4.75). A ligar todo este conjunto foram utilizados espaçadores que podem ser de plástico ou metálicos ou simplesmente fita-cola. Figura 4.75: Armaduras e tubos de injecção inseridos no furo Começou-se por transportar e encaixar no tubo de injecção primária a mangueira que introduz a calda no furo. Esta mangueira tem origem na misturadora central (Figura 4.76). A misturadora central é o dispositivo onde é feita a mistura da calda que é introduzida no furo, de forma contínua e sem interrupções. De acordo com a NP EN446 (2000) [22], o equipamento de mistura é constituído por: Misturador; Reservatório de armazenamento; Bomba; Manómetros de pressão, conexões, válvulas; Dispositivos de medição; Equipamentos de ensaio. Figura 4.76: Equipamento de mistura A selagem terminou quando se observou que a calda começou a afluir à boca do furo (Figura 4.77). Esta fase do processo foi feita sem recurso a calda sobre pressão (apenas por gravidade) e teve por 68

93 objectivo preencher os vazios do terreno e o espaço entre a ancoragem e as paredes do furo e ainda providenciar às armaduras protecção contra a corrosão. Figura 4.77: Calda a afluir à boca do furo O sistema utilizado foi o sistema de injecção repetitiva e selectiva (IRS) que se desenvolveu por fases. Neste processo as injecções foram feitas por troços com recurso a um obturador duplo, que permitiu isolar o trajecto da calda de cimento (selectividade), alimentando apenas uma válvula de cada vez, a partir do fundo do furo para o exterior. Foi feito em cada série um controlo do volume de calda e da pressão com que esta é injectada, através de um manómetro de pressão (Figura 4.78), de forma a evitar danos nas ancoragens estruturas ou serviços vizinhos. Este sistema é mais eficaz que o sistema de Injecção Global unitária (IGU) em que a injecção da calda de cimento é feita de uma só vez e através das válvulas anti-retorno existentes nos tubos de injecção. Nesta técnica só se dispõe de um obturador e há uma tendência para a calda ficar acumulada perto das saídas, ou escapar-se por algum caminho preferencial. Figura 4.78: Manómetro de pressão Assim, paralelamente, como já foi dito, existia ainda um outro tubo de PVC (azul), utilizado para injecções sucessivas sob pressão e que estava munido de manchetes na zona correspondente ao bolbo de selagem (7 manchetes afastadas de 1 em 1m). As válvulas manchete são pequenos trechos perfurados do tubo recobertos por uma mangueira flexível que abrem de acordo com uma pressão pré-determinada e têm o propósito de permitir a saída da calda para o terreno durante a injecção e evitar o retorno quanto esta cessar (válvulas anti-retorno). A injecção para criação do bolbo de selagem foi feita cerca de 24 horas após a injecção de preenchimento do furo (Figura 4.79). 69

94 Figura 4.79: Injecção para criação do bolbo de selagem Entre cada série de injecção, o tubo azul foi lavado com recurso a água, para que se pudesse proceder à serie seguinte sem nenhum tipo de constrangimento (este teria que se apresentar limpo e sem calda seca no seu interior). Outro factor importante a referir, consiste no facto de, quando se injectou calda no tubo azul, o tubo preto teria que estar fechado (Figura 4.80), pois ambos têm ligação directa, e para que se verificasse pressão no interior não poderiam estar em contacto com o ar. Figura 4.80: Fecho do tubo de entrada de ar Este processo de injecção foi repetido até que, passados aproximadamente 7 dias, quando se injecta calda por este tubo se verificasse uma pressão de 30 a 40 bar. Isto significou que o processo estaria terminado e que todas as manchetes estariam abertas Tensionamento/Pré-esforço Todas as ancoragens têm, obrigatoriamente, que ser tensionadas, independentemente do seu tempo de vida útil ou das tensões exigíveis ao nível do projecto. Numa primeira fase foram cortadas as bainhas dos cabos de pré-esforço e as mangueiras de injecção de calda. Posteriormente introduziu-se a cabeça de ancoragem e respectiva placa metálica. Finda essa operação, introduziu-se o macaco hidráulico, como se observa na Figura 4.81, tendo dado-se início ao ciclo de carga por tracção directa em todos os cordões em simultâneo até ao nível definido em projecto de 780 kn. 70

95 Figura 4.81: Macaco hidráulico O pré-esforço foi aplicado aproximadamente 7 dias depois da criação do bolbo de selagem, pois foi fundamental que a calda de selagem ganhasse resistência antes da aplicação do pré-esforço. Este foi controlado através de um manómetro e do aumento do comprimento dos cabos que sobressaíram da cabeça, tendo sido esse comprimento registado para que se percebesse se o ensaio estaria a ser bem sucedido ou não. Antes de se ter atingido a tensão de projecto, foram introduzidas cunhas metálicas que travam os cabos de pré-esforço, para que ficasse instalada a tensão necessária. Para além do controlo da carga aplicada na ancoragem ter sido realizado na altura do seu tensionamento, também deverá ser feito no decorrer do seu tempo de vida útil através da instrumentação recorrendo a células de carga instalados nas mesmas. No capítulo referente à instrumentação e observação este tópico será abordado com mais detalhe Desactivação das Ancoragens A desactivação das ancoragens irá ser executada à medida que se procede à construção das lajes de cada piso, cuja função de contraventamento possibilita que tal substituição se verifique. Ou seja, quando é executada uma laje de um dado piso enterrado, poderá desactivar-se a ancoragem do nível inferior. Caso se mantenham pré-tensionadas, podem causar danos na parede aquando da eventual construção de um edifício vizinho, tais como vibrações, ressonâncias e perda de cabos e cabeças. As ancoragens podem ser desactivadas com o auxílio de um macaco hidráulico, ou, cortando os cabos com um maçarico pela abertura que existe na parte inferior do apoio da cabeça Plano de Instrumentação e Observação Tendo por base que a informação geológica disponível, que apresenta sempre uma certa aleatoriedade, aliada a uma certa incerteza no levantamento e na caracterização das condições de vizinhança, considerou-se imprescindível que os pressupostos e as metodologias de construção adoptadas na fase de projecto (sem conhecimento absoluto do que poderia ser encontrado) fossem confirmados em fase de obra, pois existiu sempre o risco de surgirem situações inesperadas. A ferramenta que permitiu a consecução deste objectivo em tempo útil foi o Plano de Instrumentação e Observação. 71

96 Este Plano contém os aspectos que devem ser inspeccionados e controlados durante (para apontar possíveis correcções no projecto e para avaliar a segurança da obra) e após a construção (a fim de avaliar a estabilidade e eficiência da obra, confirmando assim as hipóteses admitidas em fase de dimensionamento), tais como a observação e análise do comportamento das estrutura e das condições de vizinhança, contribuindo para a execução dos trabalhos nas indispensáveis condições de economia e segurança. O recurso aos serviços de Instrumentação e Monitorização resulta em: Construção em condições de maior segurança e qualidade; Redução de custos resultantes de reparações sobre estruturas vizinhas ou contíguas; Cumprimento de prazos de construção; Verificação da obra em fase de exploração; Suporte para defesa legal dos empreiteiros, em situações em que lhes sejam imputados custos não esperados. O Plano de Instrumentação e Observação implantado no caso de estudo teve como objectivo garantir a realização, em condições de segurança, dos trabalhos relativos à contenção das fachadas, à demolição, escavação e à construção das estruturas de contenção, assim como a análise do comportamento das estruturas vizinhas durante a execução desta fase de obra. Assim, teve que se determinar previamente a área envolvente que a construção poderia influenciar, dando especial atenção à disposição dos pontos de medição, tendo que se garantir que certos níveis de deslocamentos e vibrações na estrutura de contenção e nas estruturas vizinhas não fossem atingidos Grandezas a Medir e Meios de Medição As grandezas que foram medidas durante os trabalhos relativos à escavação e construção das estruturas de contenção e dos pisos enterrados foram as seguintes: a) Deslocamentos horizontais e verticais da estrutura de contenção, das paredes a recalçar e das estruturas vizinhas; b) Deslocamentos horizontais no interior do maciço; c) Medição da tensão/carga instalada nas ancoragens. Estas grandezas foram medidas recorrendo aos seguintes meios: Alvos topográficos para medição das grandezas a); Inclinómetros para medição da grandeza referida em b); Células de carga em ancoragens para medição da grandeza referida em c). Numa fase inicial, estava previsto o uso de alvos topográficos em conjunto com réguas topográficas, mas após contacto com o topógrafo o mesmo desaconselhou o uso destas últimas, dado que o erro 72

97 associado neste tipo de obras é grande, pois não são equipamentos muito precisos. Para além deste facto teriam que se colocar várias réguas de apoio na via pública, sendo que geralmente são roubadas. Assim para se perceber melhor o desenvolvimento dos movimentos foi proposta a aplicação de alvos mas em maior número por piso. O levantamento topográfico foi realizado antes e depois da aplicação da estrutura metálica de contenção, pois, houve a necessidade de averiguar se as paredes de fachada sofreram alguma alteração aquando da ligação e aperto à estrutura metálica. Em fase posterior, a indicação dada em projecto seria a de colocar a maior parte dos alvos topográficos em profundidade, a vários níveis das paredes de contenção. No entanto, em obra, verificou-se que os deslocamentos maiores estavam a ocorrer ao nível das construções vizinhas. Os alvos seguintes foram então sendo colocados de forma distribuída nas construções vizinhas que estavam a ser mais afectadas e nos vários níveis das paredes tipo Munique. O número final de alvos instalados foi de 60 unidades. Foram também instalados dois inclinómetros a tardoz da contenção a executar, mais especificamente nos locais apresentados na Figura Figura 4.82: Fachada principal com a localização dos alvos topográficos (vermelho) e inclinómetros (azul) no dia 4 de Abril de 2013 Por forma a medir os deslocamentos das cabeças das ancoragens ou perdas de tensão nos cabos, foram seleccionadas algumas ancoragens para serem instrumentadas. As células de carga foram instaladas em 3 ancoragens, distribuídas pelos três primeiros níveis de painéis do alçado AD, todas no mesmo alinhamento. A localização das células de carga encontra-se esquematizada na peça desenhada representada na Figura

98 Figura 4.83: Localização das células de carga Frequência das Leituras Atendendo às características da obra, foi previsto que o conjunto de aparelhos instalados, ou a instalar, fossem lidos no decorrer dos trabalhos de escavação e de construção dos pisos enterrados, no mínimo, 1 vez por semana. No decurso dos restantes trabalhos, até à construção da nova estrutura e desactivação das ancoragens, a frequência foi no mínimo, quinzenal. Estas frequências podiam vir a ser ajustadas durante a obra, em função da análise dos resultados entretanto obtidos [15] Critérios de Alerta e Alarme Tendo por base o tipo e as soluções propostas para os trabalhos executados assim como a geologia do local da intervenção, foi possível estimar os seguintes critérios para a parede da contenção periférica, a confirmar na fase seguinte do estudo: a) Critério de alerta: deslocamentos horizontais de 25mm e deslocamentos verticais de 20mm; b) Critério de alarme: deslocamentos horizontais de 50mm e deslocamentos verticais de 40mm. A interpretação dos valores citados foi realizada de forma comparativa com a dos valores obtidos nas leituras anteriores, pois, além da informação dada pelos valores absolutos, foi importante a análise das tendências da respectiva evolução Evolução da Instrumentação Alvos Topográficos Os alvos topográficos permitem que se avalie os movimentos tridimensionais dos pontos da obra e da sua envolvente, onde estão instalados. Estes foram instalados através da sua fixação directamente à 74

99 estrutura, por colagem e/ou selagem (Figura 4.84). Após a colagem, a orientação dos mesmos foi corrigida, facilitando as pontarias do equipamento topográfico reduzindo assim eventuais erros (da ordem de 1,0mm quer planimetricamente, quer em altimetria). As medições trigonométricas absolutas foram realizadas utilizando uma estação total com hardware e software indicados para o efeito (Figura 4.85). As campanhas consistiam na leitura de ângulos e distâncias, para alvos instalados em zonas previamente escolhidas, onde se pretendiam determinar os deslocamentos. Os pontos de referência, de apoio à execução das leituras, foram localizados em zonas fora da área de influência da obra. Figura 4.84: Alvo topográfico instalado Figura 4.85: Estação de medição Após a leitura de referência, foi feita a primeira leitura de deslocamentos dos alvos topográficos instalados a 9 de Outubro de 2012, poucos dias depois de começarem os trabalhos. Inicialmente foram colocados apenas 7 alvos, mas, no dia 21 de Janeiro de 2013, já estariam instalados 28 alvos. Por esta altura não ocorreram deslocamentos significativos, devido ao facto das escavações nesta data se encontrarem numa fase muito inicial, sem perturbações excessivas do terreno. Uma excepção a este facto foram os alvos nº 5 e 15, que sofreram deslocamentos de 7 e 6 mm, respectivamente, ambos na direcção Norte, ou seja, para o interior da escavação. Estes alvos localizam-se na fachada principal do edifício e a causa poderia estar relacionada com a execução das microestacas de recalçamento da mesma, processo que decorreu no final do mês de Dezembro. O sentido do movimento deve-se fundamentalmente a perdas de confinamento que se verificaram no terreno em questão. Outra causa que foi referida para que estes deslocamentos pontuais ocorressem está relacionada com a altura da fachada e a sua grande exposição aos ventos fortes e chuvas que se fizeram sentir no Inverno de 2012/2013. Mais tarde, devido à grande danificação de alvos que foi ocorrendo, foram instalados novos alvos, perfazendo um total de 60 unidades. Pode-se também observar que, regra geral, as datas de início das escavações coincidiam com as alturas em que se verificaram maiores deslocamentos. Mais adiante este facto será explorado com maior detalhe. Salvo raras excepções, nas leituras efectuadas nas fases seguintes às escavações não houve grandes alterações nas posições dos alvos, havendo apenas uma tendência crescente de pequenos deslocamentos em alguns deles, com valores não susceptíveis de causarem efeitos negativos. 75

100 É de referir que o aumento gradual, mas excessivo dos deslocamentos nos alvos nº 18, 51 e 53, todos localizados no mesmo alinhamento no alçado AB (Figura 4.86), foram um motivo de preocupação no decorrer da obra. Na Figura 4.87 pode observar-se os deslocamentos registados no alvo nº 18. Estes foram da ordem dos 25mm de assentamento (linha a azul), ultrapassando assim os critérios de alerta estabelecidos no projecto (20mm). Figura 4.86: Localização dos alvos nº 18, 51 e 53 Figura 4.87: Deslocamentos registados no alvo nº18 [23] Após alguns estudos, apurou-se que o edifício vizinho (lote nº12), onde estavam fixados os alvos, para além das suas fundações apresentarem muitas fragilidades estruturais e/ou construtivas, o terreno de fundação estaria a perder o seu confinamento devido a infiltrações de águas residuais, resultantes da danificação de condutas de esgotos, fazendo com que a água corresse pela cave e se infiltrasse no terreno junto à parede do alçado AB (no interior do recinto da obra em estudo), como se pode observar na Figura

101 Figura 4.88: Águas residuais a serem descarregadas no solo junto à parede do alçado AB Primeiramente, pensou-se que a rotura nas condutas fosse devido a processos de escavação que estariam a decorrer no momento, mas veio-se a constatar que, desde Março, estariam a decorrer obras no interior do edifício vizinho, tais como a construção de novos ramais internos e reposição de pavimentos. A localização de maior acumulação de águas deu-se assim junto ao alvo nº 18, que foi o que apresentou maiores deslocamentos. Em relação a este facto, para além de ter sido enviada uma carta à proprietária a alertar para esta situação, tendo ela tomado as devidas precauções, não foi adoptada nenhuma solução em particular, sendo que à medida que se foram executando as fundações do Hotel, se foi verificando que os assentamentos estariam a estabilizar. Outro incidente que se verificou no decorrer dos trabalhos foi a abertura de fendas no muro do edifício adjacente ao alçado BC (Figura 4.89) devido ao facto deste possuir os logradouros mal fundados, ou seja, fundados em aterros constituídos por solos incoerentes de 8 a 9 metros de profundidade. Figura 4.89: Localização dos alvos nº 40, 41, 42 e 43 no alçado BC Ao ser realizada a furação da 1ª ancoragem do 1º nível deste alçado, recorrendo a trado contínuo, para que não houvesse maior cedência do terreno, apareceu aos 9 metros de distância do início do furo, alvenaria de pedra dura (expectável ser a fundação do vizinho), tendo que se recorrer à furação com varas e bit com ar sob pressão para se conseguir furar este nível. Contudo, visto que o terreno atravessado até então era aterro, o ar dissipou-se no mesmo, provocando perturbações que 77

102 causaram movimentos excessivos com consequências gravosas para o edifício, nomeadamente o seu abatimento. Este episódio ocorreu nos dias 6 e 7 do mês de Março de 2013, e, através da análise dos resultados da instrumentação neste alçado, pôde-se verificar que o alvo 40, nesta mesma altura, sofreu deslocamentos excessivos da ordem dos 24 mm, no sentido do interior da escavação (Figura 4.90). Em relação aos deslocamentos nas outras direcções, pode ver-se que não houve variações tão acentuadas, o que faz sentido, visto que a tendência de movimento seria para o interior da escavação. Figura 4.90: Deslocamentos registados no alvo nº 40 [23] Voltou-se a tentar furar com trado contínuo mas sem sucesso. A solução de ancoragens passaria então pela execução de ancoragens bastante inclinadas, para conseguirem alcançar o solo coerente e serem seladas fora da superfície de rotura (Figura 4.91). Este processo revelou-se bastante complicado, tendo-se informado o projectista do sucedido e dos danos que se verificaram na estrutura vizinha (Figura 4.92), e optado pela técnica de bandas de laje com execução de colunas de calda cimento, nesta zona do alçado, no tardoz da cortina. A partir desta altura, os deslocamentos tenderam a estabilizar, sendo uma indicação do bom funcionamento desta medida de reforço. Figura 4.91: Esquema da solução de ancoragens inclinadas Figura 4.92: Danos observados no muro do edifício vizinho e sentido do movimento 78

103 Inclinómetros Os inclinómetros são instrumentos de precisão, projectados para medir o deslocamento horizontal dos terrenos ou estruturas em profundidade ao longo de uma vertical. Basicamente, o inclinómetro consiste numa sonda (denominada de torpedo) controlada desde a superfície do terreno e que permite atingir profundidades variáveis, que é inserida no interior de uma calha inclinométrica em PVC com ϕ 85 mm. A sonda permite medir o ângulo que esta faz com a vertical (força gravítica) e desliza na calha com o auxílio de rodas guia. Uma vez dentro da calha, a profundidade a que se encontra o torpedo é controlada por uma escala graduada de 0.50 m e impressa no próprio cabo eléctrico que liga o torpedo à caixa de leituras à superfície. O sistema de leitura utilizado, possui uma sensibilidade de mm/m e uma precisão de +6 mm para 30 m de comprimento [24]. Foi utilizado um torpedo inclinométrico biaxial, ou seja, munido de dois sensores do tipo servoacelerómetro, montados com desfasamento de 90º (graus). Estes dois sensores têm a função de medir o desvio em cada direcção. O plano A mede o desvio no plano paralelo às rodas do torpedo, já o plano B, mede o desvio no plano perpendicular (Figura 4.93). Os resultados obtidos são tratados informaticamente com software especifico para este tipo de observação (GTilt), sendo apresentados após a realização de cada campanha, gráficos de profundidade/deslocamento horizontal, nas duas direcções ortogonais observadas, e sempre que sejam encontrados deslocamentos anómalos gráficos de deslocamento horizontal/tempo. Figura 4.93: Sentido dos eixos do inclinómetro O preenchimento entre as paredes do furo e as calhas inclinométricas será executado, dentro do possível, com material de características deformacionais semelhantes às do terreno envolvente. No presente cenário, a selagem do ponto fixo na base do instrumento foi executada tendo em conta uma profundidade mínima de 4.0m abaixo das cotas de influência dos trabalhos em execução [15]. Foram instalados dois inclinómetros, cuja localização já foi referida, um com 26 m e outro com 22 m de comprimento. A zeragem foi efectuada no dia 22 de Janeiro de 2013, tendo sido efectuadas leituras desde essa altura com um intervalo de aproximadamente 3 semanas [24]. Analisando os gráficos obtidos, e tendo em conta os critérios de alerta e alarme já referidos para os deslocamentos horizontais (alerta: 25mm; alarme: 50mm), verificou-se que não ocorreram deslocamentos preocupantes nas datas em que foram fornecidos os resultados das leituras. 79

104 A título de exemplo, apresentam-se as leituras do inclinómetro 1 na direcção A, que, de entre os restantes foi o gráfico que apresentou deslocamentos mais significativos (Figura 4.94). De acordo com o convencionado, o sentido de derrubamento da estrutura de contenção é na direcção A+, sendo esta a direcção que requer maiores cuidados. Os restantes gráficos podem ser consultados no Anexo X (Figura AX.2 a AX.5). Figura 4.94: Deslocamentos horizontais acumulados lidos no inclinómetro 1, na Direcção A [24] A primeira escavação foi efectuada entre 4 de Fevereiro e 11 de Março de 2013, o que explica o facto de, no gráfico, se observar um deslocamento da ordem dos 3 mm entre a leitura de 13 de Fevereiro e a de 11 de Março. A partir desta data procedeu-se à execução do 1º nível de ancoragens, que foi iniciada o mais rapidamente possível, pois o tempo que decorre entre a escavação e o tensionamento das ancoragens deve ser sempre minimizado. Como se pode observar, a leitura seguinte é apenas feita no dia 5 de Abril de 2013 o que deturpa de certa forma a análise dos resultados. Assim, é importante referir que seria expectável que os deslocamentos aquando da realização do 1º nível de ancoragens fossem no sentido contrário ao interior da escavação, mas o que se verifica pelas leituras é que, o movimento acumulado até esta data, é da ordem dos 6mm, no sentido do derrubamento da cortina. Este facto permite concluir que, para além dos movimentos que ocorreram certamente no sentido A-, ao longo deste período de tempo até ser efectuada nova leitura, também se foram verificando deslocamentos para o interior da escavação. Outra causa provável para este fenómeno poderá estar relacionada com o facto dos deslocamentos nesta fase serem bastante reduzidos, o que 80

105 leva a que a interpretação fique condicionada por factores externos, como por exemplo, os erros de leitura. Desta forma conclui-se que, devido ao facto das campanhas de leitura serem realizadas com intervalos bastante espaçados, torna bastante difícil analisar com rigor os deslocamentos obtidos e relacioná-los com as fases construtivas. Após estas datas não foi fornecida mais nenhuma leitura relativa aos inclinómetros, e por essa razão, a análise dos deslocamentos relativamente aos restantes níveis ficou limitada Ensaios de Recepção As células de carga em ancoragens permitem a monitorização da carga de pré-esforço instalada. De acordo com [3], o funcionamento baseia-se nos deslocamentos de uma mola quando solicitada à compressão. Sabendo-se a rigidez da mola, pode conhecer-se, a partir de um dado valor do deslocamento, o esforço a que corresponde. Em projecto estava proposta a utilização de células de carga eléctricas que permitiam uma medição do pré-esforço até 1200kN, com uma precisão associada ao equipamento de 0.5%, mas verificou-se que as que foram efectivamente utilizadas eram do tipo manométricas (Figura 4.95). Com vista à sua correcta colocação, cada célula foi montada sobre placas metálicas de uniformização de esforços [15]. Figura 4.95: Célula de carga As ancoragens devem ser sujeitas a ensaios de carga de forma a verificar o valor da força de tracção mobilizada na mesma, assim como permitir a aferição do valor dos comprimentos livres e de selagem e o cálculo do coeficiente de fluência, para diferentes patamares de carga. Recolheram-se os resultados dos ensaios de recepção simplificados das ancoragens instrumentadas, elaborando-se um relatório de instrumentação [25], constante no Anexo XI. A metodologia de ensaio das ancoragens utilizada foi semelhante à do Método 1 constante na Norma EN1537 [12], cujo procedimento já foi referido na Secção e consistiu no traccionamento dos cabos das ancoragens, em 5 ciclos consecutivos, com evolução crescente da carga. A norma recomenda a realização de pelo menos 3 ciclos de carga, e desta forma, os ensaios efectuados em obra cumprem 81

106 este requisito. A tracção de blocagem (P0) é de 780kN e a tracção máxima de ensaio das ancoragens (Pp) corresponde a 975kN (1,25P0). Os cabos, para todos os 5 ciclos, foram traccionados a partir de 75 kn, ou seja, perto de 10% da tracção de blocagem, mais especificamente, 0,096P0. Em todos os ciclos houve um aumento de carga desde este valor até 125 kn, 250 kn, 375 kn, 780 kn e 975 kn, respectivamente no 1º, 2º, 3º, 4º e 5º ciclo. Depois de obtidos estes valores procedeu-se à descarga dos mesmos até ao valor de aproximadamente 0,10Pp. É de referir que até ao 4º ciclo, inclusive, os valores máximos em cada ciclo foram mantidos durante 15 minutos, enquanto no último ciclo este patamar teve a duração de 180 minutos, sendo este o ensaio mais decisivo, visto que a taxa de deslocamentos de fluência irá apresentar um maior valor. Um dos objectivos dos ensaios de recepção simplificados consiste em determinar o comprimento livre equivalente das ancoragens, e para tal, a norma sugere as seguintes fórmulas da Tabela 4.3: Tabela 4.3: Comprimento livre equivalente mínimo e máximo das ancoragens Mínimo L EQ min = 0,8 L L + 0,7 Máximo L EQ máx = L L + 0,7 + 0,5L S Em que L L corresponde ao comprimento livre da ancoragem e L S corresponde ao comprimento de selagem. Para cada patamar foram registados os alongamentos para os minutos 1, 2, 3, 5, 10 e 15, com registos adicionais até aos 180 minutos, no caso do último ciclo. Para os valores registados, foram também construídos os gráficos carga-descarga (força-alogamento) A título de exemplo, apresentase um dos gráficos, correspondente à ancoragem do 2º nível no alinhamento 10 (Figura 4.96). Figura 4.96: Carga aplicada em função do alongamento na ancoragem do 2º nível no alinhamento 10 [25] 82

107 As linhas a tracejado representam os limites máximos e mínimos dos alongamentos admissíveis durante a fase de carga, dados pelas fórmulas presentes na Tabela 4.4: Tabela 4.4: Alongamento admissível mínimo e máximo das ancoragens Mínimo L EQ min (P max P min ) E S Máximo L EQ máx (P max P min ) E S onde E representa o módulo de elasticidade (195 GPa), S a secção do cabo (700 mm 2 ), P max a carga máxima, P min a carga mínima e L EQ min e L EQ máx os comprimentos livres equivalentes mínimos e máximos respectivamente. Posteriormente a este cálculo, as leituras efectuadas no processo de carga e descarga deverão ser marcadas neste mesmo gráfico (carga em função dos alongamentos) e terão que se localizar entre os limites a tracejado. Como se pode verificar, todos os pontos estão neste intervalo, cumprindo os limites superiores e inferiores calculados. Estes ensaios permitem também avaliar as características de fluência. O cálculo da taxa dos deslocamentos de fluência (Ks) em milímetros, para cada patamar, é dado por: K s = s 2 s 1 log t 2 t1 onde, s1 e s2 são registos dos deslocamentos da cabeça da ancoragem para os instantes t1 e t2, respectivamente. O coeficiente de fluência apresentou-se também abaixo dos limites impostos pela norma, em todos os patamares, que neste caso era de 0,8 mm. 83

108 84

109 5. Modelação da Estrutura de Contenção Tendo em conta o comportamento não linear do conjunto formado pela cortina, pelo terreno e pelos dispositivos de apoio, o dimensionamento de cortinas multi-ancoradas torna-se uma questão bastante complexa de resolver [26]. Assim, o conjunto deve ser analisado tendo em conta as várias fases de escavação e respectivas interacções. Ainda é matéria de grande controvérsia a previsão dos movimentos da contenção com a escavação e a sua relação com as solicitações nas ancoragens. Esta área da geotecnia tem sido alvo de grandes desenvolvimentos ao longo das últimas décadas, sendo que, o aparecimento e desenvolvimento dos programas de cálculo através de elementos finitos vieram possibilitar uma melhor resolução destes problemas, aproximando a análise do comportamento real Caracterização Geral do Programa O Plaxis é um programa de cálculo automático, indicado para análise de problemas de tensãodeformação e de estabilidade em solos e rochas. Para a modelação da estrutura de contenção recorreu-se a este programa de cálculo numérico que utiliza elementos finitos, o Plaxis 2D V8 que permitiu simular o comportamento fisicamente não linear dos solos, bem como o faseamento construtivo. O método dos elementos finitos é, actualmente, uma ferramenta numérica bastante importante para análises de problemas geotécnicos, pois possibilita uma modelação mais realista do comportamento mecânico da estrutura, solo e interacção entre ambos, tendo em conta condições de fronteira complexas, carregamentos estáticos ou dinâmicos, procedimentos de escavação ou aterros, entre outros. O software traz implementadas as seguintes leis constitutivas: Elasticidade Linear, Mohr-Coulomb (comportamento elástico perfeitamente plástico (Figura 5.1)), Jointed Rock Model (comportamento anisotrópico elasto-plástico, utilizado para simular o comportamento de rochas, envolvendo camadas estratificadas em direcções particulares), Hardening-Soil Model (modelo hiperbólico avançado, com base no modelo de Mohr-Coulomb, para simular o comportamento do solo (Figura 5.2)), Soft-Soil Model (modelo de Cam-Clay) e Soft-Soil-Creep Model (tem em consideração efeitos viscosos). Figura 5.1: Testes triaxiais de carga/descarga usando Mohr-Coulomb (adaptado de [27]) Figura 5.2: Testes triaxiais de carga/descarga usando Hardening-Soil (adaptado de [27]) 85

110 Segundo [27], o modelo que é recomendado para caracterizar as camadas de terreno em escavações deste tipo é o Hardening-Soil, visto ser um modelo que consegue simular de um modo razoavelmente realista o comportamento dos solos. Este modelo utiliza três deformabilidades para o solo, o módulo secante E50, o módulo de descarga-recarga Eur, e o módulo edométrico Eoed, utilizando também a envolvente de rotura de Mohr-Coulomb (considerando c ref, φ e ψ). Este modelo recria o comportamento dos diferentes tipos de material, admitindo uma relação tensão-deformação não linear. À medida que o material é sujeito a tensões de corte crescentes, a sua rigidez vai diminuindo, havendo deformações plásticas e irreversíveis. Ao contrário do modelo Mohr Coulomb (em que para cada camada de solo é estimada uma rigidez média e, devido a esta rigidez constante, os cálculos no computador tendem a ser relativamente rápidos), este tem em conta a dependência da tensão com o módulo de deformabilidade/rigidez. Isto significa que, as rigidezes dos estratos estão dependentes da pressão, aumentando em função destas. Segundo o manual de utilizador do Plaxis [28], este modelo pode ser utilizado na modelação de solos do tipo arenoso, argiloso ou siltoso, desde que estejam disponíveis os resultados de ensaios triaxiais e edométricos, para que se possam admitir parâmetros próximos dos reais. Este modelo tem também o problema de requerer elevados tempos para o cálculo da estrutura. Assim, para caracterizar o modelo em questão, foi necessário ter em conta os seguintes parâmetros: c ref coesão efectiva do solo; φ ângulo de resistência ao corte efectivo; ψ ângulo de dilatância; m- expoente da lei de potência que expressa a dependência da rigidez em relação ao nível de tensão (power); p ref tensão de referência para a rigidez; ref E 50 - módulo de deformabilidade secante em estado triaxial (correspondente a 50% da tensão de rotura) para uma tensão de referência, pref, considerada igual a 100 kpa; ref E oed - módulo de deformabilidade edométrico tangente para tensão vertical igual à tensão de referência (pref); ref E ur - módulo de deformabilidade na descarga, em estado triaxial, para a tensão de referência pref; nu υ ur - coeficiente de Poisson na fase de descarga; γ unsat - peso volúmico do solo não saturado; γ sat - peso volúmico do solo saturado; R f - coeficiente de rotura, que relaciona a tensão deviatórica na rotura com a assímptota da hipérbole que traduz a relação tensão-deformação; R inter - factor de redução de resistência da interface; G ref módulo de distorção; Ko coeficiente de impulso em repouso. 86

111 De acordo com [28], definem-se algumas correlações entre os parâmetros, tais como as representadas nas Equações 5.1 a 5.3: ref E E 50 E ref ref ur 3E 50 (5.1) (5.2) E ref ref oed E 50 A escolha de um valor adequado para o factor de redução de resistência da interface (Rinter) também é bastante importante, pois este factor permite relacionar a resistência da interface (atrito na parede e coesão) com a resistência do solo (ângulo de atrito e coesão), permitindo obter valores de resistência menores ou iguais aos do solo, como se pode observar nas Equações 5.4 e 5.5 [29]. Onde: c inter coesão da interface; c solo coesão do solo; inter ângulo de atrito das interfaces; solo ângulo de atrito do solo. (5.3) c inter = R inter c solo (5.4) tg inter = R inter tg solo tg solo (5.5) Em [29] são dadas as seguintes sugestões para os valores de Rinter e de m presentes nas Tabela 5.1 e 5.2, respectivamente. Tabela 5.1: Valores de Rinter em função do tipo de interacção Tipo de interacção R inter areia/aço 0,67 argila/aço 0,5 areia/betão 0,8 a 1,0 argila/betão 0,7 a 1,0 solo/bolbo de selagem 1,0 Solo/geotextil 0,5 a 0,9 Tabela 5.2: Valores de m em função do tipo de solo Tipo de solo m Areia 0,5 Siltoso 0,5-0,7 Argila 1 Uma particularidade do programa Plaxis é que este não tem em consideração a variação do módulo de distorção G, com a distorção γ, utilizando sempre um valor constante de acordo com a Equação 5.6: 87

112 G = E 2 (1 + υ ) O Plaxis está dividido em quatro sub-rotinas: entrada de dados (input), cálculo (calculation), saída de resultados (output) e edição de curvas (curves). Este último sub-programa permite criar curvas, obtidas a partir de pontos pré-seleccionados na malha de elementos finitos. Estas curvas podem ser do tipo tensão Vs deformação, carga Vs deslocamento, tempo Vs deslocamento e trajectórias de tensão ou deformação. É também importante referir, que o processo de geração da malha é automático, sendo que a geometria de cada zona pré-definida é dividida em elementos triangulares isoparamétricos de seis ou quinze nós. A precisão dos resultados depende da forma e dimensões da malha que representa o sistema físico. Malhas mais refinadas tendem a dar melhores resultados, por isso o programa permite um refinamento da malha em locais de maior interesse [30]. (5.6) 5.2. Condições Iniciais Para a criação de um modelo de cálculo por elementos finitos, começou por criar-se um modelo geométrico bidimensional. Assim, na entrada de dados (input), são introduzidos os dados do problema como a geometria da janela, as unidades, o número de nós em cada elemento finito (triângulos, neste caso), a disposição dos elementos, as propriedades dos materiais, o modelo de comportamento do solo, as condições de fronteira, entre outros factores. Como já foi referido, a solução inicial que consistia em executar ancoragens em todo o perímetro da obra foi substituída por ancoragens apenas no alçado AD (onde se localiza a fachada principal) e bandas de laje nos restantes. Assim, na modelação do projecto, foi apenas analisado este alçado, tendo sido efectuado um corte tipo entre os pontos D-D1, representados na Figura 5.3. Figura 5.3: Pontos D, D1 e A representados no alçado A zona de influência de uma escavação estende-se lateralmente até uma distância da cortina cerca de 2 a 3 vezes a profundidade. Assim, para ter em conta essa largura de influência o domínio analisado foi o seguinte: largura = 65 m e profundidade = 29 m. 88

113 A precisão dos resultados depende da forma e dimensões da malha que representa o sistema físico. Assim, várias bibliografias aconselham a utilização de elementos triangulares de 15 nós para a malha de elementos finitos, pois permitem obter melhores resultados efectuando uma análise mais detalhada e refinada do modelo Geometria Para modelar o alçado D-D1, foi necessário primeiramente definir a geometria do modelo, reproduzindo as 3 camadas de solo distintas e as linhas auxiliares que simulam as diferentes fases de escavação da estrutura, recorrendo ao comando Geometry line. Através do botão Standart fixities definiu-se as condições de fronteira, sendo comum em escavações criar apoios fixos na base, e apoios móveis nas zonas laterais, permitindo os deslocamentos verticais nas zonas de fronteira lateral. Os principais tipos de carregamento disponíveis no programa são cargas distribuídas e cargas pontuais. Visto que o alçado em questão não confronta para nenhum edifício, e que o peso da fachada a conter é encaminhado directamente através dos maciços de encabeçamento e das microestacas para o solo de fundação as únicas cargas consideradas foram as dos arruamentos (cargas distribuídas), o que equivale a 10 kn/m 2, visto que o programa já tem em conta os impulsos provocados pelo terreno. Para definir a carga foi usado o comando Distributed load load system A. Através da análise do projecto de contenção foi então considerada uma altura de escavação de 15,50m. Tendo-se desenhado uma cortina com estas dimensões (dividida em trechos com o comprimento das sucessivas fases das escavações) recorrendo ao elemento Plate, para simular o comportamento da parede. As paredes tipo Munique correspondem a 14,2m sendo que os restantes 1,3m dizem respeito à sapata de fundação. De acordo com [29] e através do comando Interfaces, deve-se criar interfaces em ambos os lados da parede devendo estas serem estendidas um pouco mais do que a fronteira inferior da parede para que o ponto mais abaixo da parede fique coberto pelas interfaces. O nível freático não foi considerado, precisamente por este se encontrar a uma grande profundidade, não sendo relevante para o cálculo em questão. Para finalizar a definição da geometria foram desenhados os quatro níveis de ancoragens e a sapata de fundação. O comprimento livre das ancoragens foi então simulado através de um elemento elastoplástico (do tipo mola) designado por Node-to-node Anchor e a zona de selagem através de um elemento designado por Geogrid. Através da análise do projecto tem-se as seguintes dimensões presentes na Tabela 5.3: 89

114 Tabela 5.3: Características geométricas das ancoragens provisórias Comprimentos [m] Designação Selagem Total Inclinação [º] AP AP AP AP É comum a sapata ficar excêntrica uma vez que não se pode escavar para a parte de trás do muro de suporte. Assim, a sapata de 1,3m foi modelada através de um elemento do tipo Fixed-end Anchor a 14,2 metros de profundidade. O input do modelo criado tem então o aspecto representado na Figura 5.4. Figura 5.4: Ilustração da modelação numérica no Plaxis Características dos Materiais Seguidamente, através dos dados constantes nas sondagens, relatórios geológico-geotécnicos, notas técnicas, cortes presentes no projecto e algumas correlações entre os parâmetros, definiram-se as 3 camadas distintas de terreno (Tabela 5.4): 90

115 Tabela 5.4: Características das camadas de terreno Parâmetros Aterro argiloso e arenoso (ZG3) Zonas geotécnicas Argilas siltosas e calcários pulverulentos irregularmente consolidados (ZG2) Calcários pulverulentos irregularmente consolidados, margas e basaltos decompostos (ZG1B) Cotas 45,7 36,9 36,9 32,6 32,6 fim Modelo Hardening-Soil Hardening-Soil Hardening-Soil γ unsat [KN/m 3 ] γ sat [KN/m 3 ] e init 0,5 0,5 0,5 E ref 50 [KN/m 2 ] E ref oed [KN/m 2 ] E ref ur [KN/m 2 ] c ref [KN/m 2 ] nu υ ur 0,3 0,2 0,2 φ [ ] ψ [ ] R inter 0,7 1 1 R f 0,9 0,9 0,9 p ref [KN/m 2 ] power (m) 0,5 0,5 0,5 K 0 0,5 0,531 0,426 Considera-se também que todas as camadas exibem um comportamento drenado. Também se atribuíram características aos materiais estruturais, tais como a cortina e as ancoragens. Para a plate correspondente à cortina foram definidos dois materiais: as microestacas 178//12,5 e o betão armado. Relativamente às ancoragens, como já foi dito, dividiram-se em duas partes distintas, devido às diferentes características do comprimento livre e do bolbo de selagem. Tanto os elementos do bolbo de selagem como os elementos do cabo apenas possuem rigidez axial (EA). As características dos elementos estão presentes na Tabela 5.5: Tabela 5.5: Características dos elementos estruturais da contenção Parâmetros Microestacas Parede Betão Comprimento livre da Bolbo de selagem da 178//12,5 armado ancoragem ancoragem Sapata EA [kn/m] EI [knm 2 /m] 4188, w [kn/m/m] 0,7 7, υ 0,3 0, L spacing - - 2,75-1 Após estudos efectuados por Matos Fernandes, 1990 [31], constata-se que a contribuição para a rigidez à flexão é sobretudo devida à parede de betão armado, não tendo as microestacas, comparativamente, rigidez relevante. Este facto significa que estas não contribuirão significativamente 91

116 para a rigidez dos painéis, sendo a sua rigidez de flexão apenas importante nas fases de escavação em que são os únicos elementos de apoio do terreno. Os valores da rigidez de flexão (EI) e da rigidez axial (EA) da parede de betão armado de espessura e=0,30m foram calculados com base nas Equações 5.7 e 5.8, onde E representa o módulo de elasticidade do betão (30 GPa): EI = E e3 12 = knm2 /m (5.7) EA = E e = kn/m (5.8) Relativamente ao bolbo de selagem, uma vez que existe sobreposição de betão com o solo envolvente, considera-se que tem módulo de elasticidade corresponde a um betão de menor resistência, ou seja, 25 GPa, e um diâmetro de mais 15% em relação ao do cabo, que é composto por 5 cordões com 0,6 cada um Malha de Elementos Finitos e Estado de Tensão Inicial Depois dos passos referidos estarem todos definidos, utilizou-se o comando Mesh para criar a malha de elementos finitos. Este passo consiste em dividir a geometria em elementos do tipo selecionado inicialmente, neste caso triângulos, compatíveis com os elementos estruturais. A malha pode ser refinada em 5 níveis designados por Very coarse, Coarse, Medium, Fine e Very fine. Como já foi referido, malhas mais refinadas tendem a dar melhores resultados, por isso o programa permite um refinamento da malha em locais de maior interesse. Quando se refina a malha, como é lógico, aumenta a densidade de elementos, com a consequente diminuição do tamanho dos elementos finitos. Assim, foi criado um refinamento geral do tipo Fine (com 752 elementos e 6273 nós). No presente trabalho, a simulação que se vai efectuar aconselha que o refinamento da malha se faça junto à parede de contenção e ainda ao longo de toda as ancoragens. No entanto, e como se pretende um resultado global fiável e preciso, a malha de elementos finitos utilizada ao longo da secção foi bastante refinada em toda a área. Assim, seleccionaram-se os elementos Anchor, Geogrid e Plate e criou-se um refinamento localizado em redor destes obtendo-se desta forma uma malha com 2230 elementos e nós (Figura 5.5). 92

117 Figura 5.5: Malha de elementos finitos Antes de se proceder ao cálculo do modelo, e após a geração da malha, foi necessário gerar as tensões iniciais tendo em conta as condições iniciais devido ao nível freático, para que se instalasse um estado de tensão com a distribuição de pressões efectivas, verticais e horizontais dadas respectivamente pelas Equações 5.9 e σ v = γ z (5.9) σ h = k 0 γ z = k 0 σ v (5.10) O nível freático não foi considerado no modelo, pois considerou-se que o mesmo seria coincidente com a base da cortina, mantendo-se inalterado durante todo o processo construtivo, não havendo por isso pressões de água na cortina Cálculo Uma das vantagens da análise através do programa Plaxis é que as variações nas propriedades dos materiais e a geometria podem ser tomadas em consideração no estádio de construção. Este recurso é utilizado para simular a sequência da construção, dividindo a análise em várias fases [30]. Desta forma, na sub-rotina Calculate é necessário caracterizar as várias fases da construção da cortina multi-ancorada, tentando reproduzir o mais aproximadamente possível o que acontece na realidade. Uma das limitações que se foi sentindo ao longo da modelação foi que, todas as bibliografias consultadas modelavam os painéis de betão não tendo em conta que estes são executados por níveis, pois, ao serem executados por níveis no programa, o solo não apresentava coesão suficiente e colapsava. Assim, numa primeira análise aproximou-se a uma solução do tipo cortina de estacas ou paredes moldadas, em que a cortina de contenção é executada em toda a profundidade, e só depois se procede à escavação faseada, e execução das ancoragens. Visto que esta solução não se aproxima da realidade, foi então testada com êxito uma alternativa que consistia em executar as microestacas (tipo plate) até ao fundo da escavação (15,5 metros mais o respectivo comprimento de selagem de 7 metros) e à medida que o faseamento construtivo ia 93

118 avançando, ia-se activando, por troços, o material da plate para betão armado, tendo assim em conta que a estrutura ia sendo construída à medida que se desenvolvia a escavação. Ou seja, sabendo que o tensionamento das ancoragens se dá após a betonagem dos painéis, quando por exemplo se procede à activação das ancoragens do 1º nível, modifica-se também o material da plate desse nível para o respeitante ao betão armado, sendo que a plate abaixo deste nível continuará a representar as microestacas, e assim por diante até se atingir a base da escavação. No separador General atribuem-se os nomes das fases construtivas, as suas relações de precedência e o tipo de análise a aplicar no cálculo (Plastic). Seguidamente avança-se para o separador correspondente aos Parameters onde se define os Control Parameters, Iterative procedures e loading input. Neste último parâmetro, quando se selecciona a opção Define é possível aceder a uma janela com o esquema do modelo, e activar as acções correspondentes a cada fase. É de referir que todas as camadas de solo já estão activas por defeito quando se dá início ao processo de definição das fases construtivas. A primeira fase a ser definida foi a activação da SC (10 kn/m 2 ) e a segunda a inserção das microestacas no terreno, activando a plate e atribuindo-lhe o tipo de material correspondente às microestacas. Para ambas as fases foi seleccionada a opção Reset displacements to zero no separador Parameters, em Control Parameters, com o objectivo de anular os deslocamentos que surgem nestas fases iniciais, para que apenas sejam analisados os deslocamentos devidos ao processo da escavação. Seguiu-se a fase referente à escavação do primeiro nível de terras (1ª Escav), correspondente a 0,6m para a viga da coroamento e 3m para o 1º nível das paredes de Munique, ambas as camadas correspondentes à zona de aterros (ZG3). Ao fazer uma análise em 2D ao invés de 3D neste tipo de sistema de contenção flexível existe um efeito que é subavaliado: o fenómeno da transferência de pressão no solo (efeito de arco). Como já foi referido, a escavação na tecnologia de parede tipo Munique faz-se de forma alternada, executando-se os painéis primários e secundários em fases distintas, para que se possa tirar partido do efeito de arco criado, permitindo que a escavação ocorra sem descompressão do terreno. Umas das limitações do programa é que não tem em conta este facto, sendo que, para contornar este problema foi adoptado um valor de Σ-Mstage de 0.7 em vez de 1, como nas restantes fases. Em várias bibliografias encontrou-se o valor de 0,5, mas, no caso em estudo, esse seria um valor demasiado conservativo, visto que os painéis não têm todos as mesmas dimensões e as ancoragens foram efectuadas todas de uma só vez e não de forma faseada. Assim, esta solução não apresenta a solução exacta, mas é a que permite uma melhor aproximação à realidade. Desta forma consegue-se que a fase de escavação seja reduzida para metade, fazendo com que os resultados não sejam tão gravosos. A fase seguinte, 1ª Ancor, corresponde à execução das ancoragens, sendo que, para isso, foi necessário activar a zona do comprimento livre e do bolbo de selagem correspondentes ao primeiro nível de ancoragens. 94

119 Enquanto o comportamento da cortina pode ser aproximado de maneira realista a um estado plano de deformação, é evidente que as ancoragens, por gerarem um estado tridimensional de tensões no maciço, não são tão simples de modelar. Deformações do solo que possam ocorrer entre as linhas de ancoragens, na direcção normal ao plano do problema são completamente ignoradas pela simulação bidimensional e, por isso, devem ser tomados cuidados ao especificar os dados de entrada do problema, tais como dividir a força real aplicada nas ancoragens pelo comprimento de influência de cada ancoragem, na direcção normal. Assim, no comando Define, fazendo um duplo clique na zona do comprimento livre é possível definir o valor do pré-esforço a aplicar, sendo que o valor inserido corresponde a um pré-esforço por metro de desenvolvimento de cortina: Temos então a Equação 5.11: 780 kn 283,6 kn/m (5.11) 2,75 m Nesta fase, como já foi referido foi necessário activar o material da cortina do 1º nível para o respeitante ao betão armado, sendo que a plate até esta fase estaria a representar as microestacas. Resumidamente tem-se então as seguintes fases de cálculo: Fase 1: Activação da SC de 10 kn/m 2 ; Fase 2: Inserção das microestacas no terreno (22m de comprimento incluindo o comprimento de selagem); Fase 3: Escavação do 1º nível (4,5m); Fase 4: Betonagem do painel do 1º nível, colocação da ancoragem do 1º nível a 2,1m de profundidade e instalação do pré-esforço de 283,6 kn/m; Fase 5: Escavação do 2º nível (3,5m); Fase 6: Betonagem do painel do 2º nível, colocação da ancoragem do 2º nível a 5,6m de profundidade e instalação do pré-esforço de 283,6 kn/m; Fase 7: Escavação do 3º nível (3,4m); Fase 8: Betonagem do painel do 3º nível, colocação da ancoragem do 3º nível a 8,8m de profundidade e instalação do pré-esforço de 283,6 kn/m; Fase 9: Escavação do 4º nível (3,7m); Fase 10: Betonagem do painel do 4º nível, colocação da ancoragem do 4º nível a 11,9m de profundidade e instalação do pré-esforço de 283,6 kn/m; Fase 11: Escavação final para a execução da sapata de fundação (1,3m); Fase 12: Execução da sapata de fundação a 14,2m de profundidade e comprimento de 1,3m. 95

120 Após cada fase estar caracterizada, o modelo foi corrido, tendo-se obtido os esforços e deslocamentos finais, que servem de referência para o dimensionamento da solução e previsão dos resultados reais em termos de deslocamentos Resultados Nesta etapa analisa-se o comportamento da estrutura de contenção e dos seus componentes, ou seja, os deslocamentos a que a parede está sujeita e o esforço axial instalado na parede e nas ancoragens (no trecho livre e no bolbo de selagem) em cada fase de construção. Estes dados podem ser observados através de uma interface gráfica ou em forma de tabela. Outro aspecto que é importante ter em conta, pois pode influenciar o comportamento de possíveis edificações aí existentes, é a análise dos assentamentos no tardoz da estrutura Deslocamentos Assim, depois de se ter corrido a fase de cálculo, recorrendo ao sub-programa Output é possível visualizar-se a configuração deformada da malha de elementos finitos, que se encontra esquematizada na Figura 5.6: Figura 5.6: Configuração deformada da cortina no final da escavação 96

121 Nas Figuras 5.7 e 5.8 apresentam-se os deslocamentos horizontais e verticais, no final da escavação. Figura 5.7: Deformações horizontais da cortina no final da escavação A deformação horizontal máxima registada foi de 18,44mm, no sentido contrário ao interior da escavação, verificada no solo imediatamente a tardoz do topo da cortina de contenção. Figura 5.8: Deformações verticais da cortina no final da escavação Como se pode verificar, o deslocamento vertical máximo ocorre no interior da obra, na base da escavação, correspondendo a um empolamento na ordem dos 17 mm. Isto ocorre porque o volume de terreno remanescente exerce pressão sobre o terreno no fundo da escavação, promovendo o seu movimento para cima além da própria descompressão do solo que ocorre nesta zona, correspondente a um alívio de tensões. Devido ao facto desta localização não ser condicionante, passam a ser mais gravosos para as edificações vizinhas os deslocamentos verificados no tardoz da cortina, na superfície do terreno, atingindo valores da ordem dos 11 mm com sentido descendente (valores negativos). Para além dos deslocamentos do solo foram também analisados os deslocamentos na parede de contenção no final da escavação, ou seja, tendo em conta os deslocamentos provocados pelas diversas fases anteriormente descritas (Figura 5.9). 97

122 Deslocamento total (máximo =20,28 mm) Deslocamento horizontal (máximo = -18,12 mm) Deslocamento vertical (máximo = -10,18 mm) Figura 5.9: Deslocamentos da cortina no final da escavação Como se pode observar, as deformações horizontais máximas na cortina são cerca de 18 mm e ocorrem no topo desta. Nesta zona superficial, em que o solo em questão é composto por aterros com baixas deformabilidades relativamente aos outros solos, observam-se tensões efectivas muito baixas o que resulta em fracas resistências e grandes deslocamentos da cortina para o seu interior. Os deslocamentos verticais obtidos apresentam valor negativo, o que significa que a cortina sofre um assentamento, cujo máximo valor é de aproximadamente 10 mm, registado no topo desta, em grande parte devido ao alívio da tensão vertical resultante da escavação. Tendo em conta uma compreensão e previsão mais detalhada dos deslocamentos da cortina ao longo do processo construtivo, ou seja, tendo em conta as várias fases obtém-se o gráfico da Figura 5.10, onde também se pode observar a localização dos quatro níveis de ancoragens. Neste estudo foram apenas analisados os deslocamentos horizontais, por serem os mais condicionantes. Por conveniência, as profundidades indicadas são valores negativos, correspondendo o seu módulo à distância à superfície. Na mesma Figura são representados os deslocamentos horizontais relativos apenas às fases compreendidas entre a 1ª e a 5ª escavação (Fase 3 a 11) de forma a evitar esquemas confusos, em consequência do elevado número de fases construtivas. 98

123 Figura 5.10: Gráfico do deslocamento horizontal da contenção ao longo das várias fases construtivas Numa primeira fase, quando se efectua a primeira retirada de solo, a tendência natural da cortina é mover-se para o interior da escavação. O deslocamento horizontal máximo observado da parede acima do nível de escavação foi de 3,9 mm e resulta do facto de terem sido retiradas as tensões que lá se encontravam aplicadas pela massa de solo que entretanto foi escavada. Seguidamente, quando é colocado o 1º nível de ancoragens e aplicado o pré-esforço, a cortina tende a fixar-se nesse ponto e a fazer o movimento inverso do que o anteriormente observado. Ao analisar as diferenças entre a fase 1ª Escavação e 1ª Ancoragem é evidente a capacidade que as ancoragens têm de recuperarem uma importante parcela dos deslocamentos, funcionando pela alteração do estado de tensão que induzem no solo, ou seja, há um aumento da tensão horizontal na cortina. A recuperação dos deslocamentos é mais notória entre a 1ª Escavação/1ª Ancoragem do que entre as fases seguintes, podendo-se constatar que a acção do pré-esforço vai perdendo importância à medida que a escavação aumenta. Estes deslocamentos poderiam ainda ser minorados, se por exemplo, fosse reduzida a profundidade que cada nível de escavação atinge antes da instalação da ancoragem e limitando o tempo que decorre entre a escavação de determinado nível e a instalação da ancoragem por forma a conter a evolução dos deslocamentos horizontais da parede. Com o avanço da escavação, a estrutura tende a rodar em torno da primeira ancoragem, diminuindo a tensão horizontal do solo contido pela escavação, havendo aumento das deformações, proporcionando deslocamentos laterais no novo nível de escavação que, por sua vez, serão novamente restringidos pela aplicação do pré-esforço da ancoragem seguinte. Deste modo, o movimento da parede à medida que a escavação prossegue é formado por uma combinação de movimentos de rotação e translação, influenciados por uma série de factores como a 99

124 altura enterrada da cortina, as condições de apoio do pé da cortina, a inclinação das ancoragens, a espessura e rigidez à flexão da estrutura, os valores da sobrecarga, a efectiva distribuição das pressões de contacto na interface solo-parede, as propriedades do solo, o processo construtivo adoptado, etc. À medida que a escavação prossegue, é também notório o aumento dos deslocamentos na base da cortina, não sendo influenciados pela aplicação do pré-esforço. Estes deslocamentos deveriam ser praticamente nulos, mas como se pode observar, chegam a cerca de 3 mm, o que revela que a parede não está totalmente encastrada no terreno. Uma forma de contornar esta situação, será aumentar a sua altura enterrada. Efectuou-se também uma comparação entre os deslocamentos previstos na modelação no final da escavação (para a totalidade do modelo) e os critérios de alerta e alarme, já mencionados, estabelecidos na memória descritiva do projecto. O deslocamento vertical máximo registado na Tabela 5.6 corresponde, como já foi explicado anteriormente, ao assentamento máximo verificado no tardoz da cortina. Tabela 5.6: Deslocamentos Horizontais e Verticais na fase final da escavação obtidos no Plaxis e critérios de alerta e alarme Plaxis Critério Alerta Critério Alarme Deslocamento Horizontal 18,44 mm 25 mm 50 mm Deslocamento Vertical 11,79 mm 20 mm 40 mm Pode-se assim concluir que, na fase final da escavação, os valores dos deslocamentos obtidos através do Plaxis não atingiram os critérios de alerta e alarme não pondo em causa a estabilidade dos terrenos vizinhos. Os deslocamentos horizontais obtidos na modelação, mesmo não atingindo os critérios de alerta, já se consideram relativamente elevados Esforços Fazendo um estudo da evolução do esforço axial instalado na cortina de contenção em profundidade para a fase final da escavação, foi possível obter a Figura

125 Figura 5.11: Esforços axiais instalados na cortina na fase final da escavação Através da análise da figura observa-se a relação directa entre a instalação das ancoragens e o aumento do esforço axial, pois quando é instalado o pré-esforço verifica-se a existência de um salto no diagrama. Como já foi referido, neste tipo de estruturas multi-ancoradas são aplicadas às paredes cargas concentradas verticais importantes, provenientes da carga inclinada das ancoragens. A convenção de sinais utilizada pelo Plaxis é positiva para as tracções e negativa para as compressões. Assim, o esforço axial máximo verifica-se na base da escavação (aos 15,5 m de profundidade), é de compressão e tem o valor de 454,14 kn/m. Abaixo desta cota tem-se a zona de selagem dos perfis metálicos, e sendo que nesta zona se geram forças de atrito significativas entre o bolbo e solo, que contrariam o esforço normal instalado na cortina, verifica-se um decréscimo no diagrama até atingir um valor próximo de zero. Relativamente às ancoragens, os esforços axiais que estão instalados nas diversas fases encontramse discriminados na Tabela 5.7: 101

126 Tabela 5.7: Esforços axiais nas ancoragens para as diversas fases construtivas Esforço Axial [kn/m] Fases Ancoragem Trecho livre Início bolbo Fim bolbo Anc 1 283,6 204,6 3,3 1ª Ancoragem Anc 2 Anc 3 Anc 4 Anc 1 284,8 205,4 3,5 2ª Escavação Anc 2 Anc 3 Anc 4 Anc 1 266,9 195,8 4,0 2ª Ancoragem Anc 2 283,6 192,9 1,4 Anc 3 Anc 4 Anc 1 267,8 197,0 4,5 3ª Escavação Anc 2 286,4 195,2 1,9 Anc 3 Anc 4 Anc 1 265,2 195,3 4,8 3ª Ancoragem Anc 2 274,7 188,0 2,5 Anc 3 283,6 199,0 1,6 Anc 4 Anc 1 265,2 197,1 6,2 4ª Escavação Anc 2 273,5 190,7 4,0 Anc 3 289,5 203,8 3,6 Anc 4 Anc 1 265,0 197,5 7,0 4ª Ancoragem Anc 2 272,2 190,0 5,0 Anc 3 284,5 202,8 5,0 Anc 4 283,6 156,4 2,0 Anc 1 264,6 198,4 8,3 5ª Escavação Anc 2 271,1 191,6 6,4 Anc 3 285,2 206,7 7,0 Anc 4 291,0 165,5 3,9 Anc 1 264,6 198,4 8,3 Fase final Anc 2 271,0 191,6 6,4 Anc 3 285,2 206,7 7,0 Anc 4 291,1 165,6 3,9 Por norma, nas fases que correspondem à escavação de terras, pode-se observar um aumento de esforço axial relativamente à fase anterior, sendo este aumento mais notório no nível de ancoragens imediatamente anterior ao nível de escavação em questão. Pelo contrário, quando se aplica o préesforço numa ancoragem (283,6 kn/m), as que já estão instaladas nos níveis superiores apresentam tendência para a diminuição do seu valor de esforço axial. Na fase final, correspondente à execução da sapata, as ancoragens do 3º e 4º nível apresentam esforços axiais superiores aos inicialmente instalados. Pode também concluir-se que o máximo do esforço em cada nível de ancoragens é atingido na fase de escavação seguinte à sua instalação. É de referir que, na zona final do bolbo de selagem, o esforço axial deveria ser nulo, mas tal não se verifica devido a problemas numéricos relacionados com a programação do Plaxis, apresentando-se assim com valores residuais de esforços de compressão Retroanálise da Solução Para executar uma retroanálise têm que se ter presentes os resultados dados pela instrumentação, para que se possa efectuar uma comparação entre estes e os obtidos pela modelação no Plaxis, para perceber e explicar melhor o comportamento do terreno presente no caso de estudo. Tem que se ter 102

127 sempre em conta que ambos os resultados estão sujeitos a erros, generalizações e simplificações que podem de certa forma causar desvios em relação à solução correcta. A retroanálise foi efectuada para o modelo considerado do alçado D-D1 e tendo em conta os resultados obtidos para os alvos topográficos instalados neste mesmo alçado, ou seja, os alvos nº 32, 39 e 49. Estes alvos têm as posições indicadas na Figura Figura 5.12: Localização dos alvos nº32, 39 e 49 O alvo nº 32 foi instalado a poucos centímetros do topo da cortina, seguindo-se os alvos 39 e 49. É de referir que este último foi removido logo nas fases iniciais não havendo por isso dados relativos ao mesmo. Desta forma, têm que ser definidos no programa pontos cuja localização seja a mais próxima possível da dos alvos topográficos, para que se possa efectuar uma comparação directa mais exacta. A análise será apenas efectuada tendo em conta o alvo nº32, pois foi o único a que se teve acesso ao seu posicionamento mais preciso. Para a realização desta análise é necessário ter em conta as datas em que as diversas fases foram executadas em obra, para que se possa fazer corresponder o andamento dos deslocamentos dos alvos topográficos com os da modelação. A modelação tem em conta que os intervalos de tempo em cada fase são idênticos, mas na realidade tal não se verifica. Dessa forma, foi necessário saber em que datas exactas se efectuou cada fase em obra para poder ajustar ao modelo. Foram analisados apenas os deslocamentos horizontais, e não os verticais, pois os primeiros apresentam deslocamentos mais significativos, sendo mais condicionantes para o comportamento das estruturas e infraestruturas vizinhas. No gráfico da Figura 5.13 está presente a comparação entre os deslocamentos horizontais obtidos no modelo do Plaxis, para um ponto previamente escolhido (a 0,525m do topo da cortina), e o alvo nº

128 para as diversas fases. Considerou-se a análise apenas a partir da fase correspondente à 1ª Escavação, pois as deformações verificadas nas fases iniciais são devidas às condições iniciais no terreno, e não à execução da escavação e contenção propriamente ditas. Optou-se também por não incluir a 5ª fase de escavação e execução da sapata nesta análise dos deslocamentos horizontais, não sendo consideradas relevantes para o estudo em questão, por não apresentarem deslocamentos que mereçam especial atenção. Figura 5.13: Deslocamentos horizontais previstos pelo Plaxis e verificados no alvo nº32 Como se pode observar, à excepção do salto que se observa entre os dias 4 e 11 de Março, que faz com que o resultado final em ambas as soluções seja bastante distinto, os dois gráficos apresentam andamentos idênticos. No final da escavação o alvo indica que a parede de contenção se apresenta deslocada para o interior da escavação (10 mm), mas ao observar-se os resultados da modelação no programa Plaxis vê-se que ocorreu exactamente o oposto, a cortina deslocou-se cerca de 19 mm para o exterior da escavação. A razão desta diferença está certamente relacionada com o elevado pré-esforço que se instalou nas ancoragens do 1º nível, sendo que mais à frente serão estudadas alternativas a este valor de pré-esforço, de forma a aproximar os valores ao caso real. A descida acentuada nos valores da modelação no programa Plaxis, no início do mês de Março, até aos 23 mm de deformação, corresponde ao início do pré-esforço das ancoragens do 1º nível, observando-se movimentos excessivos da cortina no sentido da compressão do terreno. Em obra não se verificam movimentos deste género nesta fase, o que também não corresponde ao espectável, pois durante a aplicação do pré-esforço o movimento esperado seria no sentido contrário ao observado durante a escavação. Assim, em meados de Março, deveriam observar-se deslocamentos no sentido do exterior da escavação, mas obviamente com menor intensidade do que os obtidos na modelação através do programa Plaxis. A razão deste acontecimento poderá estar relacionada com o facto de não terem sido efectuadas leituras nos dias exactos em que se iniciou a execução das ancoragens. 104

129 Depois de executadas as ancoragens do 1º nível, onde ocorreu a diferença brusca nos valores dos deslocamentos, a cortina tem tendência a mover-se maioritariamente para o interior da escavação, sendo que até ao dia 29 de Março os dois gráficos apresentam diferenças aproximadamente constantes e da ordem dos 28 mm. Apenas quando é executado o 2º nível de ancoragens é que voltam a ocorrer movimentos no sentido do exterior da escavação, mas desta vez de forma muito menos acentuada, pois à medida que a escavação avança em profundidade, o tensionamento não tem uma influência tão grande quanto o nível que o precedeu, pois apesar do pré-esforço ser o mesmo em todas as ancoragens, a obra cria uma certa estabilização que contraria os deslocamentos impostos. Ambos os gráficos não ultrapassaram o critério de alerta (25mm), mas é de referir que, no modelo obtido no programa Plaxis, principalmente na fase de execução do 2º nível de ancoragens, os valores dos deslocamentos aproximaram-se bastante dos critérios de alerta, chegando mesmo aos 24,9mm. Uma das grandes limitações no programa, que provoca o salto observado distorcendo todos os valores do Plaxis em relação aos reais, está relacionada com o facto de o mesmo não conseguir simular o comportamento real da estrutura, pois não consegue reproduzir o efeito tridimensional da execução das Paredes tipo Munique, ou seja, o programa trabalha apenas em estado plano de deformação. Este efeito 3D é bastante importante nesta técnica devido aos painéis, na realidade, serem executados de forma faseada e alternada. Para tentar contornar esta limitação do programa, será feita seguidamente uma análise paramétrica por forma a aproximar o mais possível os resultados do Plaxis com os do alvo topográfico Análise Paramétrica O método dos elementos finitos é sem dúvida uma ferramenta excepcional conducente à optimização, já que possibilita testar múltiplas soluções, em termos da evolução das tensões e deformações, com um custo praticamente nulo e num intervalo de tempo muito reduzido. Como já foi referido, os parâmetros do solo adoptados dizem respeito ao modelo Hardening Soil e foram estabelecidos com base em informações constantes no projecto e na memória descritiva. Neste capítulo irão estudar-se os parâmetros passíveis de serem alterados, por forma a aproximar a modelação da situação real. Tendo por base a escavação apresentada no capítulo anterior, que irá ser designada por solução inicial, foram estudados os efeitos dos parâmetros com reconhecida influência no comportamento das estruturas de suporte de escavações, em modelos separados do caso base, de maneira a identificar e valorizar a influência de cada um dos factores a variar. Primeiramente pensou-se em centrar a análise nos parâmetros relacionados com os elementos estruturais, nomeadamente a espessura da cortina e o pré-esforço das ancoragens, mas tendo em conta o elevado grau de incerteza associado aos parâmetros do solo e à forma empírica como estes foram obtidos, optou-se por fazer variar estes parâmetros numa primeira análise por forma a 105

130 aproximar os resultados previstos pela modelação com os da obra para se alcançar parâmetros mais próximos dos reais. O comportamento do bolbo de selagem das ancoragens e a interface entre a cortina e o terreno também poderiam ser parâmetros a calibrar, mas optou-se também por deixá-los inalterados, em relação aos admitidos por defeito. Para a realização desta análise foi necessário partir de alguns pressupostos que permitam diminuir a lista de parâmetros. Tendo em conta que a camada mais superficial do terreno, correspondente a aterros urbanos, já se encontrava no local há bastante tempo, pois está-se perante uma zona antiga da cidade e com cargas a provocarem algum peso (tais como os arruamentos, fachada, etc), ao longo dos anos o terreno tem vindo a ser compactado e as partículas vão-se rearranjando, apresentando algum confinamento. Se no decorrer da escavação o solo não desconfinar, conseguem-se obter valores dos módulos de deformabilidade relativamente elevados em aterros. Por essa razão, um dos parâmetros do solo que se considerou mais relevante e se optou por fazer variar de forma independente é o módulo de deformabilidade secante em estado triaxial (E ref 50 ). Através das relações já expostas na secção 5.1, são considerados dependentes deste, o módulo de deformabilidade edométrico (E ref oed ) e o módulo de deformabilidade na descarga (E ref ur ). Seguidamente, apresenta-se uma análise do modelo, quando se variam as características da própria estrutura que podem condicionar o seu comportamento. Na perspectiva de conseguir reproduzir diferentes situações que podem ocorrer no projecto e na execução deste tipo de obra, é feito um estudo paramétrico envolvendo o pré-esforço, factor que desempenha um papel bastante importante no comportamento da estrutura. Analisando os resultados obtidos através da solução inicial verificase que, como já foi dito, uma das razões para os deslocamentos finais do topo da cortina serem no sentido do exterior da escavação poderá estar relacionado com o elevado pré-esforço do 1º nível de ancoragens, daí a relevância deste estudo. Os resultados sobre os quais se centrará a atenção serão os deslocamentos horizontais no topo da cortina de contenção e os assentamentos no terreno a tardoz desta Alteração do Módulo de Deformabilidade (E) Os valores do módulo de deformabilidade (E) admitidos em projecto para a primeira camada de aterro foram relativamente reduzidos, devido aos factores já mencionados no subcapítulo anterior. Assim é importante estudar o efeito deste parâmetro no comportamento da escavação suportada por este tipo de estrutura flexível. Assim fez-se variar o módulo de deformabilidade desde o valor inicial (15000 kn/m 2 ) ate ao valor de kn/m 2, valor este que ainda se considera aceitável para os aterros urbanos em questão, tendo-se obtido os resultados presentes no gráfico da Figura

131 Interior da escavação Exterior da escavação Figura 5.14: Deformações horizontais obtidas no Plaxis por alteração do E Do estudo paramétrico verifica-se que a variação da rigidez da 1ª camada do solo influência bastante a resposta da estrutura, nomeadamente os deslocamentos horizontais do topo da cortina ao longo das várias fases. Da situação inicial, em que os deslocamentos finais foram de 19mm, verifica-se que com o aumento do E para 25000kN/m 2 passa-se para 8mm, o que é uma diferença bastante acentuada e no sentido da aproximação à situação real. Ao observar o andamento dos deslocamentos verifica-se que, para maiores E, nas fases de escavação o terreno sofre uma menor descompressão, conduzindo assim a menores deslocamentos, como seria de esperar. Quando se dá o tensionamento do 1º nível de ancoragens também é perceptível que a alteração do estado de tensão para E maiores, conduz a menor níveis de deslocamentos no sentido do exterior da escavação Alteração do Pré-esforço das Ancoragens Neste ponto o objectivo é avaliar o efeito na cortina e no solo de diferentes cargas de pré-esforço (200 kn/m, 150 kn/m, 125 kn/m e 100 kn/m) aplicadas nas ancoragens do 1º nível mantendo todas as outras com os valores constantes já referidos no Subcapítulo 5.4. Uma vez que a primeira ancoragem está próxima de um solo com mais baixa capacidade resistente que os restantes, não necessitará de um pré-esforço tão elevado como o que foi utilizado em obra (283,6 kn/m). Optou-se por não baixar mais o pré-esforço para além de 100 kn/m, pois o solo ficaria próximo da plastificação por perda de confinamento. Os resultados obtidos podem ser observados no gráfico da Figura

132 Figura 5.15: Deformações horizontais obtidas no Plaxis por alteração do pré-esforço Como seria de esperar, os deslocamentos alinham-se proporcionalmente ao valor do pré-esforço. Assim, à medida que o pré-esforço vai diminuindo, o topo da cortina vai tendendo a mover-se cada vez mais para o interior da escavação. É também de prever, que à medida que se avança em profundidade, os deslocamentos tenham tendência a uniformizarem-se e a sofrerem menos a influência da mudança do pré-esforço na 1ª ancoragem, e daí ter-se apenas analisado a zona mais gravosa, correspondente ao topo da cortina. Os valores nesta zona interferem directamente com a superfície do terreno e consequentemente com a vizinhança da escavação, condicionando bastante a escolha da tensão que se deve aplicar ao terreno. Analisando agora os assentamentos na zona superficial do terreno, no tardoz da cortina, para a fase final da escavação, obtém-se o seguinte gráfico da Figura

133 Figura 5.16: Assentamento do terreno no tardoz da parede para a solução inicial e para alterações de préesforço No tardoz, o assentamento vai aumentando à medida que nos afastamos da parede, até aproximadamente aos 2m, e seguidamente começa a diminuir, até que, a uma distância suficientemente afastada da parede, se irá anular. Este facto traduz os fenómenos de atrito que, apesar dos cuidados desta modelação, se manifestam na interface solo-parede. Pode também concluir-se que a actuação do pré-esforço ao nível dos assentamentos só é influenciada até aproximadamente aos 22m de distância da parede. A partir dos 22m o pré-esforço deixa de ter efeito e os assentamentos são iguais independentemente do valor do pré-esforço. Repare-se como o assentamento máximo ocorre nas imediações da cortina, ao invés de ocorrer a alguma distância da interface tal como é próprio de uma cortina ancorada. A razão deste fenómeno está relacionada com o facto do solo da primeira camada (aterros) ter sido modelado, como já foi dito, como tendo fracas características de resistência e deformabilidade, fazendo com que o topo da cortina na fase final se mova no sentido exterior à escavação e as zonas intermédias da cortina para o interior da escavação (com maior volume), como se pode observar na Figura 5.17, tendo que se formar uma curvatura acentuada no terreno a tardoz para compensar esta movimentação elevada de terras, provocando assentamentos importantes próximos da interface da cortina. 109

134 . Figura 5.17: Deslocamento horizontal da parede para a última fase da escavação Por outro lado, independentemente da tensão de pré-esforço, o assentamento é praticamente igual, apresentando todas as hipóteses um máximo de aproximadamente 11mm, de onde se conclui, pela análise da Figura 5.16, que o pré-esforço não exibe nenhuma relação directa com os assentamentos no tardoz da cortina. Em termos físicos sabe-se que este facto não é verdadeiro, pois a componente vertical da ancoragem pode provocar assentamentos no tardoz da parede. O facto de os resultados não serem tão lineares como o que seria de esperar, poderá estar relacionado com o atrito mobilizado no tardoz da parede que anula, pelo menos, parte da carga descendente correspondente ao peso da parede e à componente vertical do pré-esforço da ancoragem. Este assunto já foi abordado com maior detalhe no Subcapítulo 2.4, e o esquema poderá ser visto na Figura 2.4. A força de atrito que contraria e anula, pelo menos parcialmente, as cargas verticais será tanto mais significativa, quanto maior for a componente horizontal das cargas das ancoragens. Como seria de esperar neste tipo de construções os assentamentos apresentam um perfil côncavo, que ocorre quando os movimentos são mais em profundidade e é típico de escavações em que o pé da cortina apresenta boas condições de apoio, mobilizando-se elevadas tensões tangenciais entre esta e o maciço suportado. Também se pode concluir que os deslocamentos horizontais da estrutura de contenção apresentam, de modo geral, deslocamentos superiores aos assentamentos do terreno adjacente à escavação. Esta diferença é bastante evidente no topo da escavação em que os deslocamentos horizontais são cerca de 2,5 vezes superiores aos assentamentos do maciço suportado (18,44 mm e 7,2 mm respectivamente), conforme prática corrente em paredes de contenção do tipo Berlim Definitivo. 110

135 Alteração do Pré-Esforço e do Módulo de Deformabilidade em Simultâneo As alterações efectuadas ao módulo de deformabilidade e ao pré-esforço de forma separada não conduziram a resultados plenamente satisfatórios no que toca à aproximação com a situação observada em obra. Por essa razão optou-se neste capítulo, por estabilizar o valor do módulo de deformabilidade no máximo valor razoável que o aterro urbano e centenário poderá adoptar, ou seja E=25000 kn/m 2, e com este valor constante fez-se variar o pré-esforço do 1º nível de ancoragens, segundo várias combinações, por forma a obter resultados mais realistas e coerentes (Figura 5.18). Figura 5.18: Deformações horizontais obtidas no Plaxis por alteração do E em simultâneo com o préesforço Decidiu-se adoptar o máximo valor de E, pois como já se pôde concluir através da Figura 5.14, o módulo de deformabilidade ao adoptar valores mais elevados, faz com que as deformações horizontais devidas à aplicação do pré-esforço sejam consideravelmente inferiores à situação em que este parâmetro assume valores mais baixos. Ao analisar o gráfico verifica-se que, como era de esperar, a situação que se aproxima mais da realidade corresponde à que apresenta o menor préesforço na 1ª ancoragem (100 kn/m), sendo o respectivo deslocamento horizontal final no topo da cortina de 5,4 mm no sentido do interior da escavação. Relembra-se que o valor do deslocamento registado no alvo topográfico nesta mesma data foi de 10 mm no mesmo sentido, diferindo apenas de 4,6 mm da solução obtida. É de referir que as diferenças de resultados observadas antes de ser efectuada a análise paramétrica, para os deslocamentos horizontais na fase final, eram da ordem dos 29 mm, permitindo concluir que a presente retroanálise foi efectuada com êxito, possibilitando obter resultados coerentes e mais próximos dos reais. Um obstáculo que não se conseguiu ultrapassar na modelação foi, como já foi dito, o facto de se observar uma descida brusca dos deslocamentos aquando da fase da execução do 1º nível de 111

136 ancoragens. É de referir que ao serem adoptados valores de E mais elevados e menores valores de pré-esforço, esta diferença vai sendo cada vez menos notória, aproximando-se cada vez mais da realidade. Como forma de se poder observar como seria o comportamento da estrutura se não se desse este fenómeno, foi criada uma curva fictícia, representada a tracejado no gráfico da Figura 5.19, em que se retirou manualmente o salto, de aproximadamente 4 mm, e como se pode ver, os resultados são bastante semelhantes aos registados no alvo topográfico. Figura 5.19: Aproximação da solução modelada à situação real Observando agora o que acontece aos assentamentos quando se altera o módulo de deformabilidade para kn/m2 e o pré-esforço da 1ª ancoragem para 100 kn/m (Figura 5.20), verifica-se que o terreno superficial nos 4 metros mais próximos da parede já não sofre uma variação tão elevada como a que se observava para a situação inicial, apresentando um andamento mais suavizado. Nas imediações da cortina, é onde a diferença entre as duas curvas é mais notória, devido à redução da componente vertical da ancoragem. O assentamento máximo passa assim de 11,36 mm para 10,6 mm. É também de referir que a partir dos 10m os dois gráficos apresentam andamentos semelhantes, o que evidencia que a partir desta distância à parede, os assentamentos já não são significativamente influenciados pela alteração do pré-esforço e do módulo de deformabilidade. 112

137 Figura 5.20: Assentamento do terreno no tardoz da parede para a solução inicial e para a solução final com E=25000 kn/m2 e p.e.=100 kn/m A razão pela qual os assentamentos, com estes novos parâmetros, apresentam menores valores em módulo do que a solução inicial, até aproximadamente aos 10 m de distância à parede, está relacionada com um fenómeno que já foi referido anteriormente, ou seja, na curva a vermelho os aterros já apresentam melhores características de resistência, fazendo com que os deslocamentos horizontais totais da cortina no final da escavação sejam menores que os iniciais e neste caso no sentido oposto, pois o pré-esforço do 1º nível diminuiu. Estes novos deslocamentos fazem com que o volume de terras movimentado seja menor e consequentemente os assentamentos também serão menores pois o volume de terras a compensar será menor. Assim, através do pré-esforço, as ancoragens permitem recuperar parte dos deslocamentos já experimentados pela parede. Outra particularidade que se pode observar reside no facto de o préesforço não influenciar o deslocamento na base da parede (Figura 5.21). Figura 5.21: Deslocamento Horizontal da Parede para a solução inicial e para a solução final com E=25000 kn/m2 e p.e=100kn/m 113

138 114

139 6. Considerações Finais 6.1. Aspectos a Destacar Para a concretização dos objectivos delineados, foi primeiramente realizada uma revisão da bibliografia relacionada com o presente tema. Nesta secção abordaram-se aspectos relacionados com a técnica das cortinas de contenção flexíveis e tipos de suporte das contenções periféricas, tratando-se com maior detalhe as Paredes tipo Munique, os Escoramentos, as Bandas de Laje e as Ancoragens, visto serem estas as técnicas utilizadas na obra que serviu de objecto de estudo. A possibilidade de acompanhamento de uma obra destas dimensões, num total de aproximadamente 40 visitas, e os grandes ensinamentos adquiridos ao longo desta dissertação, contribuíram para uma ampliação substancial dos níveis de conhecimento da aluna no mundo da Engenharia Civil, tendo sido um excelente ponto de partida para a vida profissional. Sendo esta uma obra bastante completa e abrangente, foi bastante importante assistir aos processos construtivos estudados ao longo do percurso académico e a permanência em obra junto do Director da mesma, permitiu o conhecimento de quais as funções e responsabilidades por este assumidas. Para além do mencionado, a obra demonstrou a importância de se garantir sempre todas as condições de segurança da estrutura de contenção e da fachada a manter, de forma a evitar danos nas estruturas vizinhas, sendo para isso necessária a realização de um projecto que tenha em conta todos os parâmetros envolvidos. Nesta dissertação analisou-se o projecto do caso de estudo, o qual apresentou dificuldades na sua implementação em obra, tendo sido necessário a realização de revisões e alterações às soluções inicialmente propostas. Situações como esta devem ser evitadas, sendo necessário efectuar estudos mais pormenorizados acerca das condições de vizinhança e respectivo sistema estrutural e fundações e acerca da variabilidade e aleatoriedade das características geológicas do terreno, o que requer dificuldades acrescidas, pelo facto do comportamento do solo nem sempre ser previsível. A solução construtiva das bandas de laje foi assim utilizada como solução alternativa em três dos quatro alçados, estando inicialmente prevista a utilização de ancoragens em todo o contorno da obra. Esta forma de travamento de contenções periféricas recorrendo a bandas de laje revelou-se uma solução bastante eficaz, apresentando como principais vantagens a não utilização do subsolo vizinho, diminuindo o impacto sobre os edifícios vizinhos e o facto de ser uma solução que apresenta rigidez elevada, limitando os deslocamentos horizontais da parede de contenção. Esta solução permitiu também a execução da obra dentro dos prazos previstos e sem derrapagens nos custos finais. Após a realização do projecto é também bastante importante garantir em obra uma correcta sequência construtiva, facto que se revelou bastante complexo em certos momentos devido a condicionantes e obstáculos que foram surgindo, inerentes aos trabalhos de escavação e contenção. Podem destacar-se alguns episódios que ocorreram em edifícios vizinhos devido a elevadas perturbações no terreno, provocando abatimentos de terras e optando-se assim por umas soluções 115

140 em detrimento de outras. O facto dos perfis metálicos serem colocados no exterior da parede devido a dificuldades em manobrar o equipamento de furação, fez com que esta não fosse uma solução tão eficaz como a tradicional no que diz respeito à transmissão das cargas verticais e posteriormente o processo de execução das paredes tipo Munique e o tensionamento das respectivas ancoragens também não respeitaram em alguns passos da sequência construtiva habitual, tais como a largura dos painéis em certas zonas e o método faseado na aplicação do pré-esforço. Daqui surge a importância do Plano de Instrumentação e Observação, que deve ser implementado e interpretado com rigor, de forma a trazer consequências positivas no desenvolvimento dos trabalhos. É importante referir que teria sido feita uma melhor previsão e avaliação se tivessem sido instalados mais alvos em profundidade e se os alvos danificados fossem em menor número, pois várias unidades tiveram que ser abandonadas ou substituídas, provocando certas distorções nos resultados, levando à ausência de informação relativa aos deslocamentos dos mesmos nesses períodos. No final apenas 15 dos 60 alvos foram passíveis de serem analisados continuamente desde o início até ao término dos trabalhos. Salvo raras excepções observou-se que, como seria de esperar, as fases em que ocorreram aumentos mais significativos de deslocamentos horizontais coincidiram com as fases de escavação e que as situações de decréscimo ou estabilização no valor dos deslocamentos correspondiam os períodos de tensionamento de ancoragens. Acerca dos inclinómetros também se pode apontar o facto de as leituras terem sido efectuadas com grandes intervalos não permitindo uma optimização da interpretação dos resultados obtidos. Apesar de em casos pontuais se terem ultrapassado os critérios de alerta para os deslocamentos horizontais (25 mm), verificou-se que ao longo do tempo e à medida que se foram optando por umas soluções em detrimento de outras, os deslocamentos tenderam a estabilizar, não tendo sido necessário efectuar medidas de reforço. De forma a complementar o estudo realizado foi ainda feita uma modelação numérica de uma parte da solução de contenção adoptada em projecto. A modelação efectuada no programa Plaxis 2D teve como objectivo principal a interpretação do comportamento das Paredes tipo Munique ancoradas, procurando compreender quais os factores que condicionaram o seu desempenho na obra estudada. Neste estudo o comportamento da parede, das ancoragens e os assentamentos no tardoz da cortina, assumiram especial importância. Foram tidos em conta os deslocamentos da cortina em diversas fases de construção da estrutura e os esforços axiais a que esta e as ancoragens se encontram sujeitas. Uma das limitações encontradas está relacionada com o facto de o programa não conseguir simular correctamente a sequência construtiva da técnica, ou seja, os painéis serem executados de forma alternada tirando partido do efeito de arco tridimensional. Outro factor pode ser também o parâmetro k0, correspondente ao coeficiente de impulso em repouso, que poderia não estar correctamente arbitrado, pois o solo poderá estar mais confinado do que o inicialmente admitido. Esta desvantagem encontrada traduz-se numa alteração acentuada dos deslocamentos, aquando da execução do 1º nível de ancoragens. Para tentar contornar as diferenças observadas entre os deslocamentos 116

141 horizontais reais e os obtidos na modelação foi feita uma análise paramétrica por forma a aproximar o mais possível os resultados. É importante referir que os deslocamentos no topo da cortina no final da escavação dados pela modelação, eram no sentido do exterior da escavação, enquanto os dados pelo alvo topográfico indicam que a cortina se moveu para o interior da escavação. Os parâmetros que se admitiram que poderiam estar mais longe dos valores reais foram o módulo de deformabilidade secante da primeira camada de solo, que estaria abaixo do real devido ao facto de estarmos perante uma camada de aterros urbanos compactados, e o pré-esforço do 1º nível de ancoragens, que estaria demasiado elevado, o que só poderia ser corrigido com a aplicação do préesforço em duas fases distintas da obra Desenvolvimentos Futuros De forma a conseguir-se simular com maior rigor o comportamento real das Paredes tipo Munique sugere-se como desenvolvimento futuro e possível objecto de estudo a outra dissertação, que se efectue uma modelação 3D deste tipo de solução de forma a reproduzir da melhor forma o efeito de arco que se faz sentir e avaliar o efeito do volume das banquetas durante o faseamento construtivo, nos deslocamentos dos painéis e da sua envolvente. Sendo que as únicas cargas consideradas na modelação da estrutura de contenção, por serem as mais condicionantes, foram as cargas distribuídas relativas aos arruamentos, sugere-se também a realização de um estudo mais detalhado onde se entre em linha de conta com as cargas pontuais da grua, do estaleiro e até mesmo das auto-betoneiras, que podem ter algum peso significativo ao longo do faseamento construtivo. Por forma a complementar a presente dissertação sobre escavações em meio urbano sugere-se também a realização de uma retroanálise mais minuciosa em que se fizessem variar mais parâmetros geotécnicos e até mesmo mais elementos estruturais da cortina e das ancoragens. Nesta modelação foi apenas utilizada a lei constitutiva Hardening-soil, sendo que seria também bastante interessante avaliar outras hipóteses que recorressem a outras leis, a fim de poder explicar com maior precisão o comportamento real da estrutura, para que, em obras seguintes com a mesma técnica e em cenários geotécnicos e geológicos idênticos, não se possuísse um grau de incerteza tão elevado. Assim, a análise efectuada nesta dissertação pretendeu ser um contributo para uma melhor descrição do comportamento de contenções periféricas em meio urbano, e sua influência nas construções vizinhas destacando-se o papel decisivo do Plano de Instrumentação e Observação na previsão e preservação, em condições de segurança, das fachadas a manter, da estrutura de contenção e das infra-estruturas vizinhas. Finalizado o presente trabalho, é possível afirmar que os principais objectivos delineados foram atingidos de forma satisfatória. 117

142 118

143 Referências Bibliográficas [1] Instituto Português da Qualidade, Eurocódigo 7 - Projecto geotécnico - Parte 1: Regras Gerais (NPEN1997-1:2010). Costa da Caparica, Março de [2] Slides da disciplina de Taludes e Estruturas de Suporte, Instituto Superior Técnico, Lisboa, [3] Brito, J. de, Paredes Tipo Munique., Texto de apoio à cadeira de Tecnologia de Contenções e Fundações, Mestrado em Construção. Instituto Superior Técnico, Lisboa, Março [4] Oliveira, I. N., Soluções de Escavação e Contenção periférica em Meio Urbano. Dissertação para obtenção do grau de Mestre em Engenharia Civil, Instituto Superior Técnico, Lisboa, Janeiro [5] Guerra, N. M., Estruturas de Suporte, Apontamentos da cadeira de Estruturas de Suporte do Mestrado em Engenharia Civil. Instituto Superior Técnico, Lisboa, [6] Coelho, S. Tecnologia de Fudações. EPGE/ISEL, Amadora, [7] Carvalho, M. A., & Salgado, F. M., Dimensionamento de Ancoragens. ICT, informação científica. Laboratório Nacional de Engenharia Civil, Lisboa, [8] Massad, F., Efeito da Temperatura nos Empuxos de Terra Sobre Escoramentos de Valas. Tese apresentada à escola da USP para obtenção do Título de Doutor em engenharia. São Paulo, [9] Habib, P., & Balkema, A., Recommendations for the design, calculation, construction and monitoring of ground anchorages. Paris, [10] Mateus, R. D., Escavações Multi- Escoradas em solos moles incorporando laje de fundo de Jet Grout e pré-esforço nas escoras. Dissertação submetida para satisfação parcial dos requisitos do grau de mestre em Engenharia Civil Especialização em Consruções. Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto, Porto, Junho [11] LNEC - Laboratório Nacional de Engenharia Civil, Ancoragens, ICT Especialização e Aperfeiçoamento, Geotecnia, Lisboa, [12] European committee for Standardization, European Standard EN 1537 Execution of special geotechnical work Ground anchors, Brussels, December [13] Google. Google Maps ( consultado em Junho [14] Plano Director Municipal de Lisboa (PDM). (1994). DRI Série 226 ( ). 119

144 [15] Pinto, A., Pereira, A., & Neves, M., Memória Descritiva e Justificativa do Projecto de Recalçamento de Fundações do Hotel Porto Bay Liberdade. JetJS Geotecnia, Lda, Lisboa Julho [16] Zbyszewski, G., Carta geológica dos arredores de Lisboa na escala de 1/ : notícia explicativa da folha 2, Lisboa Serviços Geológicos de Portugal, Loures, [17] TECNASOL, FGE., Estudo Geológico-Geotécnico - Hotel Porto Bay, Lisboa, Fevereiro [18] JetSJ Geotecnia, Lda, Projecto de Execução, Escavação e Contenção Periférica e Contenção de Fachadas, Lisboa, Julho [19] Caldora, Hotel Porto Bay Rua Rosa Araújo, Projecto de Contenção de fachadas, Lisboa, Setembro [20] Pinto, A., Muros e estruturas de contenção. Disciplina de Escavações e Obras Subterrâneas. Instituto Superior Técnico, Lisboa, [21] Guerra, N. M. C., Mecanismo de colapso de cortinas de contenção tipo berlim por perda de equilíbrio vertical. Obtenção do grau de Doutor em Engenharia Civil, Instituto Superior Técnico, Lisboa, [22] NP EN446/ Caldas de injecção para armaduras de pré-esforço. Procedimentos de injecção. Norma Portuguesa, [23] Hotel Porto Bay, Rua Rosa Araújo Lisboa, Relatórios de Instrumentação topográfica, LL Topo, Topografia e Projectos, Lda, Lisboa, 2012/2013. [24] Olivença, P., Hotel Porto Bay Lisboa, Monitorização Geotécnica Nota técnica nº 3, ANCORPOR, CÊGÊ. Lisboa, Abril [25] Hotel Porto Bay Liberdade, Relatórios de Instrumentação de células de carga em ancoragens, ANCORPOR Geotecnia e Fundações. Lisboa, Maio [26] Coelho, S., Tecnologia de Fundações, Edições Escola Profissional Gustave Eiffel, 1ª Edição Setembro [27] Waterman, D., Introduction to the hardening soil model, Computional Geotechnicsm, Plaxis B.V. Rio de Janeiro, Abril [28] Brinkgreve, R., Al-Khoury, R., Bakker, K., Bonnier, P., Brand, P., Broere, W., et al. DOC Dec Haag, Plaxis 2D Version 8. Netherlands, Delf: A. A. Balkema Publisers, [29] PAO Cursus, Computational Geotechnics, Noordwijkerhout, Stichting Postacademisch Onderwijs, Janeiro

145 [30] Beijinha, A. M. Estruturas de Contenção Ancoradas Sujeitas à Acção Sísmica - Análise do comportamento. Instituto Superior Técnico, Lisboa, Dezembro [31] Matos Fernandes, M. A., Estruturas de Suporte de Terras. Faculdade de Engenharia da Univerisidade do Porto, Porto, [32] Matos Fernandes, M. A., Estruturas Flexíveis para suporte de terras. Novos métodos de dimensionamento. Tese de Doutoramento. Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto, Porto, [33] Copas, Code os practice, Lateral support in surfasse excavations. The south African Institution of Civil Engineers, Geotechnical Division. South Africa, [34] PTI. Post-Tensioning Institute, Recommendations for prestressed rock and soil anchors, [35] EUROTEC, a label of Zucotec, Catálogo de microestacas com tubo, (disponível em: ( consultado em Setembro

146 122

147 Anexos i

148 ii

149 Anexo I Elementos constituintes das ancoragens A constituição das ancoragens depende de vários factores que já foram referidos ao longo da dissertação, tais como: o tempo de vida especificado no projecto, as características construtivas e o meio envolvente, nomeadamente no que diz respeito à protecção contra a corrosão e aos possíveis fenómenos de fluência. Todos os materiais aplicados nas ancoragens devem ser reciprocamente compatíveis, particularmente no caso dos materiais em contacto directo entre si. As propriedades dos materiais não devem sofrer alterações durante a vida útil prevista da ancoragem, de modo que não interfira com o seu comportamento e capacidade [12]. As ancoragens são constituídas por três zonas principais: a cabeça, o comprimento livre e o comprimento de selagem, como se pode observar na Figura AI.1. Figura AI.1: Constituição da ancoragem Cabeça da ancoragem A cabeça da ancoragem situa-se do lado exterior da parede, fixando a armadura após ser préesforçada. A cabeça da ancoragem e o maciço de apoio, têm que ser capazes de absorver os esforços de compressão a que vão ficar sujeitos, suportando toda a carga que terá que ser aplicada, eventuais perdas devido a deformações e garantir a transmissão do pré-esforço ao comprimento livre da ancoragem. Além disso devem ser concebidos e executados por forma a permitir o posterior controlo do valor do pré-esforço e o seu ajuste em caso de necessidade. O pré-esforço é aplicado através de um macaco hidráulico apoiado na cabeça, que por sua vez, garante que a ancoragem fique posicionada com a inclinação, relativamente à horizontal, prevista em projecto. Esta cunha é um prisma, onde base e topo não são paralelos e é colocada juntamente com a chapa metálica de distribuição, utilizada para transferir a carga para a estrutura de suporte. A cabeça da ancoragem depende do tipo de pré-esforço aplicado. Geralmente o sistema de aperto usando cunhas está associado ao uso de cabos nas ancoragens, e para varões de alta resistência usam-se porcas roscadas na cabeça da ancoragem [4]. De acordo com [12], a cabeça da ancoragem deve ser projectada de modo a suportar desvios angulares relativamente à direcção normal à cabeça, num valor máximo de 3% para 97% da carga característica da armadura iii

150 A cabeça é também composta por uma chapa circular onde se executaram os orifícios tronco-cónicos para o atravessamento das armaduras. Estes orifícios apresentam-se dispostos segundo uma determinada geometria em função do número de cordões da ancoragem e da tecnologia. Caso estas chapas disponham de um número de orifícios superior ao número de cordões da armadura da ancoragem, deve garantir-se uma simetria axial máxima e que não haja forças excêntricas a solicitar a ancoragem. Não obstante, essa situação deve evitar-se [7]. Comprimento livre A partir da cabeça da ancoragem desenvolve-se um comprimento livre que termina no bolbo de selagem. Neste troço não é transmitida tensão ao terreno, pois é envolvido por uma bainha lisa que permite que não se desenvolva atrito neste troço. Assim, ao longo do comprimento livre, a armadura da ancoragem está, geralmente, protegida por um tubo, o qual também contém no seu interior outros tubos, de pequena secção, que integram o sistema de injecção. O comprimento livre não deve ser inferior a 5 a 6 m de modo que as tensões, associadas à força dirigida para a escavação, aplicadas na extremidade anterior do bolbo de selagem se degradem no interior do maciço sem ocasionar significativos incrementos nas pressões sobre a cortina [32]. Comprimento de selagem Na extremidade inclusa situa-se o bolbo de selagem, que corresponde à zona fixa da ancoragem. Este comprimento é construído através de múltiplas operações de injecção de calda de cimento a alta pressão, com o objectivo de aumentar a área de contacto com o terreno e de melhorar a qualidade dessa ligação, garantindo assim a transmissão ao terreno do pré-esforço previsto para a ancoragem. O comprimento de selagem deverá ficar situado para além da superfície crítica de rotura do solo suportado pela cortina ancorada, ou seja fora da cunha de rotura da escavação, pois, caso contrário, não será capaz de contribuir para suportar a estrutura de contenção de forma conveniente, podendo dar origem a problemas de estabilidade global, como já foi referido. Este comprimento de selagem pode exigir um tratamento do terreno, caso o estrato competente se encontre a grandes profundidades. O dimensionamento do bolbo de selagem é um dos factores fundamentais que controlam o comportamento de cortinas ancoradas, e é o aspecto de projecto que actualmente necessita de mais investigações no que diz respeito à realização de ensaios em campo, devido à dificuldade de se estimar as características do comportamento mecânico na interface bolbo-solo, dependente tanto das propriedades do solo quanto do bolbo, sendo ambas significativamente afectadas pelo processo de perfuração e de injecção. A profundidade das zonas de selagem abaixo da superfície do terreno deve ser maior do que 5 a 6m e abaixo das fundações de edifícios vizinhos deve ser maior do que 3 m, devido às elevadas pressões de injecção que são usadas para amarração do bolbo de selagem ao maciço. Por sua vez, o afastamento mínimo entre bolbos de selagem deverá ser da ordem de 1,5 m, de modo a minimizar a interferência entre ancoragens, logo eventuais reduções na respectiva capacidade resistente [32]. iv

151 Centralizadores e espaçadores Segundo [12], todas as armaduras instaladas devem ter garantido um recobrimento mínimo de 10 mm de calda relativamente às paredes dos furos. Tal é alcançado com recurso a centralizadores e espaçadores. A correcta colocação de centralizadores no comprimento de selagem permite centralizar a ancoragem relativamente ao furo, para que a calda na zona selada tenha uma distribuição uniforme conduzindo a uma eficiente protecção contra a corrosão. O projecto dos centralizadores deve ter em consideração a geometria do furo. Por sua vez, os espaçadores possibilitam o escoamento correcto da calda, permitindo que esta penetre os vazios existentes entre a armadura e os diversos elementos. A norma EN1537 (1999) [12] refere que qualquer componente instalado no interior do furo deve estar devidamente espaçado e localizado de modo a que não reduza a capacidade resistente da ancoragem. Ambos os aparelhos contribuem assim para uma eficiente transferência de carga do bolbo para o terreno. Armadura A armadura, parte constituinte da ancoragem, é formada por varões ou cordões (associação de cordões enrolados em hélice em torno de um eixo longitudinal comum, formando cabos em cordão) que transmitem a carga de tracção desde a parte superior da ancoragem até à zona do bolbo de selagem (Figura AI.2). Como já foi mencionado, esta armadura fica geralmente envolvida em calda de cimento, injectada por gravidade, dando-se o nome de manga ou bainha ao material de protecção deste conjunto, na zona do comprimento livre, em que não é mobilizada força. Os varões são armaduras de secção cheia com dimensão transversal superior a 12 mm, podendo apenas ser fornecidos na forma rectilínea. Em alguns tipos de varões são-lhes produzidos na superfície nervuras, que se destinam a conferir melhores características de aderência. Em alguns casos as nervuras dispõe-se em hélice, formando filetes de rosca que se destinam a permitir a união de varões topo a topo através de elementos apropriados. O comprimento dos varões é em geral limitado pelas dimensões dos fornos em que estes sofrem os diferentes tratamentos térmicos. A dimensão máxima é da ordem dos 18 mm [11]. No processo de fabrico, para se melhorar as propriedades dos varões, estes são, geralmente, obtidos por endurecimento a frio, nomeadamente por estiragem ou trefilagem, acompanhado de tratamentos térmicos e mecânicos [7]. Por sua vez, os cordões são constituídos por fios enrolados em hélice à volta de um eixo comum, materializado por um fio recto, de modo estável, através de uma operação realizada em fábrica que provoca uma deformação permanente nos fios. Actualmente são utilizados cordões constituídos por três fios simetricamente enrolados uns sobre os outros em torno de um eixo comum e cordões de sete fios formados por uma camada de seis enrolados simetricamente em torno de um fio central v

152 recto, em geral de diâmetro superior. Cada cordão de aço flexível é constituído por vários fios de alta resistência, envolvidos por uma manga de PVC ao longo do comprimento livre, e desprotegidos na zona da selagem, para que haja aderência entre a ancoragem e o terreno envolvente, transmitida através da calda de cimento. Os cordões de três fios têm utilização corrente apenas em pré-esforço por aderência e são constituídos, em geral por fios de 2,4 mm, tendo uma secção nominal de 13,6 mm 2. Os cordões de sete fios, mais correntemente utilizados, têm diâmetros de 12,7 e 15,3 mm [11]. Considera-se útil referir que, de forma geral, as ancoragens com armadura deste tipo apresentam propriedades que reduzem ao mínimo as perdas de longo prazo, devidas à relaxação, da força instalada na ancoragem [7]. A elevada flexibilidade dos cordões permite fácil manuseamento na obra e transporte, o que favorece a sua aplicação em locais com espaço limitado. No entanto, estas armaduras não devem ser sujeitas a vincos ou dobras. Possuem elevada elasticidade, que está inerente à elevada capacidade resistente à tracção e que resulta em perdas menores ou em aumentos de carga inferiores, quando haja movimentos no terreno, justificando-se o recurso a barras rígidas (varões) apenas no caso de ancoragens curtas. [7]. Figura AI.2: Ancoragens de cordõers e de varão [2] vi

153 Anexo II Protecção anticorrosiva das armaduras Numa ancoragem pré-esforçada, a armadura é uma componente dominante no que se refere à segurança dos elementos suportados. A sua durabilidade reveste-se de importância vital para a longevidade da obra. Pelo facto, deve dispensar-se particular atenção à protecção contra a corrosão de todos os elementos que constituam os componentes da armadura de pré-esforço. A corrosão é na maior parte das vezes realçada pela exposição ou combinações das acções do oxigénio e de cloretos, condições anaeróbicas na presença de sulfatos, elevadas variações de carga e por elevados níveis de tensão quando aplicadas em rochas duras ou de baixa permeabilidade. De acordo com a EN1537, 1999 [12] todos os elementos de aço sob tensão devem ser protegidos contra a corrosão durante a vida útil de projecto. Tal como as ancoragens definitivas devem-no ser, também nas provisórias deve haver esse cuidado, sendo necessário incluir uma protecção adicional, julgando para cada situação a solução que se deve utilizar. Nas ancoragens definitivas é sempre exigida a protecção contra a corrosão. O nível mínimo exigido, relativo à protecção e à corrosão da armadura de pré-esforço, consiste na aplicação prévia de material anticorrosivo a envolver cada tirante em toda a sua extensão [12]. Assim, no caso das ancoragens definitivas, a armadura sendo de elevada resistência e capaz de suportar grandes esforços de tracção, deve possuir uma protecção complementar, tanto mais significativa quanto maior for a for a hostilidade do meio onde se situar. A selagem ao longo do comprimento livre tem por objectivo o preenchimento do espaço entre a bainha da ancoragem e as paredes do furo, impermeabilizando esse espaço e conferindo alguma protecção contra a corrosão da armadura. Para tal será vantajoso, como já foi referido, dispor de centralizadores que mantenham a armadura coaxial com o furo. É importante referir que esta selagem não interfere com a capacidade resistente da ancoragem. A protecção da zona livre poderá ser feita também à base duma calda de cimento ou por outros processos, utilizando por exemplo, produtos plásticos. Resumidamente, os factores determinantes do comportamento da armadura de pré-esforço relativamente à corrosão, numa ancoragem definitiva são [7]: Qualidade das caldas de injecção; Grau de preenchimento das bainhas, que deve ser de 100%; Recobrimento dos elementos da armadura de pré-esforço; Recobrimento das cabeças das ancoragens: betão ou protecção com caixa estanque. Nas ancoragens provisórias privilegia-se a realização do bolbo de selagem, em detrimento da protecção da armadura e da compensação da força na ancoragem para atender a perdas, dado o seu carácter temporário muito curto. Relativamente à protecção da zona livre da ancoragem, nomeadamente à corrosão, a norma EN 1537,1999 [12] indica para as ancoragens provisórias: O vii

154 sistema de protecção não deve desenvolver atrito e deve permitir a movimentação da armadura dentro do furo. Estes requisitos devem conseguir-se recorrendo a uma das soluções seguintes: a) bainha plástica, ou de aço, a envolver individualmente cada tirante, ou com um tubo comum a todos os tirantes, com recurso a selagem na extremidade para evitar o ingresso da água para o seu interior; b) bainha plástica, ou de aço, a envolver individualmente cada tirante, ou com um tubo comum a todos os tirantes, com um preenchimento total com um composto de protecção à corrosão. Os sistemas de protecção contra a corrosão devem assegurar que a vida útil efectiva da ancoragem no que diz respeito à corrosão é no mínimo igual à requerida para a ancoragem. Para além deste critério, estes sistemas devem satisfazer outros requisitos importantes, ou seja, devem permitir os movimentos do comprimento livre para que a carga total seja transferida para o comprimento de selagem, ter resistência e flexibilidade suficiente para resistir às deformações induzidas pelo ensaio de carga, compreender materiais quimicamente estáveis e não reactivos com os materiais adjacentes, não produzir efeitos adversos no meio envolvente e resistir ao manuseamento sem se danificar durante a fase de fabrico, transporte, armazenamento e construtiva e manutenção. Existem dois níveis de protecção contra a corrosão: classe I e classe II. Geralmente utiliza-se classe II para ancoragens provisórias e classe I (nível mais exigente de protecção) para definitivas ou em terrenos agressivos ou com agressividade não determinada. Podem então definir-se estas classes como sendo: Protecção de classe II (protecção simples) - barreira física aplicada na armadura antes da aplicação da ancoragem entre a própria armadura e o terreno; Protecção de classe I (protecção dupla) - é aplicada uma segunda barreira exterior com o objectivo de proteger a interior de possíveis danos durante a aplicação. viii

155 Anexo III Dimensionamento das ancoragens Dimensionamento das ancoragens No dimensionamento de uma ancoragem pré-esforçada não intervêm apenas factores relacionados com o comportamento mecânico dos materiais. É também essencial ter em conta factores de ordem geométrica que afectam o modo de colocação das ancoragens no terreno, tais como a inclinação e o comportamento total da ancoragem. Dimensionamento da geometria das ancoragens Na teoria, a posição ideal de uma ancoragem seria na horizontal, pois apenas a componente horizontal do pré-esforço é útil. Mas, de um modo geral, as inclinações inferiores a 10/15º são inviáveis, devido a questões relacionadas com a execução do furo e da introdução das caldas. Pelo contrário, inclinações entre os 20º e 45º são bastante correntes e em alguns casos os ângulos são até superiores a estes valores. A razão da adopção corrente destes intervalos tem a ver com condicionalismos relativos à presença de estruturas na vizinhança da escavação. A existência de fundações, caves, túneis e condutas restringe, obviamente, a posição das ancoragens. Por outro lado, os estratos mais resistentes e adequados para a colocação do bolbo de selagem encontram-se na maioria dos casos em profundidades inferiores às da cabeça da ancoragem. Para terminar, é também importante ter em conta que, quando se quer atingir um determinado estrato, existem duas opções que é necessário balancear. Ou se opta por um comprimento maior de ancoragem correspondente uma menor inclinação, ou se encurta o comprimento e aumenta a inclinação. Dimensionamento do comprimento livre e comprimento de selagem da ancoragem Como já foi mencionado, o comprimento livre da ancoragem está directamente dependente da distância da estrutura de suporte às superfícies potenciais de rotura. Contudo, alguns autores recomendam comprimentos livres mínimos que variam entre 4 a 6 metros (COPAS, 1989 [33] recomenda 5m, PTI, 1996 [34] recomenda 4,5 m para armaduras de cordão e 3 m para varões e Matos Fernandes, 1990 [31] recomenda de 5 a 6 m). No entanto, pode ser necessário adoptar comprimentos livres superiores devido aos seguintes factores: Necessidade de localizar o comprimento de selagem a distâncias mínimas relativamente às superfícies de rotura; Localização do bolbo de selagem em terreno em condições adequadas, fora de zonas de contactos geológicos ou de descontinuidades no terreno; Localização das zonas de selagem a uma distância mínima de, pelo menos 3 m, das fundações existentes ou de redes de serviços sensíveis, devido ao facto de as elevadas pressões de injecção da calda poderem interferir com estes elementos; Justificação da estabilidade global do sistema ancorado; Acomodação dos movimentos de longo prazo. ix

156 A selagem deve localizar-se numa zona cuja distância à superfície de rotura não permita a transferência de carga da ancoragem para a zona correspondente à zona activa, isto é, a zona que se pretende estabilizar. Considera-se que esta zona corresponde ao terreno que se encontra entre o suporte e a superfície potencial de rotura mais profunda. Correntemente, esta superfície determina o valor do comprimento livre. De acordo com [7], a extremidade anterior do comprimento livre deve ter uma distância mínima de 0,20H ou distar 1,5 m da superfície de rotura, sendo H a altura do suporte (Figura AIII.1). Com estas regras pretende-se minimizar as transferências de carga para a zona do terreno acima da extremidade anterior da selagem. Figura AIII.1: Exigências para ancoragens em terrenos O afastamento entre bolbos deverá ser no mínimo de 1,5 m, visto que poderá existir interferência também por via das pressões induzidas no maciço pela calda sob pressão. PTI (1996) [34], refere que, de forma geral, os solos argilosos requerem comprimentos de selagem superiores aos aplicados em solos arenosos, pois a resistência última na interface calda-solo é menor em argilas do que em areias. Os comprimentos de selagem das ancoragens em solos variam geralmente entre 4,5 e 12 m. De acordo com [7], valores superiores a 12 m não se traduzem em aumentos significativos da capacidade resistente, excepto se utilizados métodos construtivos para transferir a carga da extremidade anterior da selagem para a extremidade posterior. Nas ancoragens em rocha, o comprimento de selagem varia entre 3 e 9 m. x

157 Anexo IV Descrição Geológica do Terreno Intersectado pela Escavação (Resultados das sondagens) Figura AIV.1- Diagrama da sondagem S1 [17] xi

158 Figura AIV.2- Diagrama da sondagem S1 [17] xii

159 Figura AIV.3- Diagrama da sondagem S1 [17] xiii

160 Figura AIV.4- Diagrama da sondagem S2 [17] xiv

161 Figura AIV.5- Diagrama da sondagem S2 [17] xv

162 Figura AIV.6- Diagrama da sondagem S2 [17] xvi

163 Figura AIV.7- Diagrama da sondagem S3 [17] xvii

164 Figura AIV.8- Diagrama da sondagem S3 [17] xviii

165 Figura AIV.9- Diagrama da sondagem S3 [17] xix

166 xx

167 Anexo V Registo fotográfico da amostragem das sondagens Amostragem da sondagem S1 Dos 0 aos 24 metros Figura AV.1- Caixas recolhidas da sondagem S1 [17] Amostragem da sondagem S2 Dos 0 aos 13,5 metros Figura AV.2 - Caixas recolhidas da sondagem S2 [17] Amostragem da sondagem S3 Dos 0 aos 24 metros Figura AV.3.- Caixas recolhidas da sondagem S3 [17] xxi

168 xxii

169 Anexo VI Sondagens, poços de prospecção e perfis interpretativos dispostos no recinto da obra Figura AVI.1- Localização dos furos de sondagens, poços e perfis interpretativos [17] xxiii

170 xxiv

171 Anexo VII Peças Desenhadas relativas ao Projecto de Escavação e Contenção Periférica inicial e mais próximo do final Figura AVII.1- Projecto de Escavação e Contenção Periférica inicial [18] xxv

172 O projecto final de escavação e contenção periférica não é apresentado pelo facto de não haver informações disponibilizadas acerca do mesmo. O projecto facultado mais próximo da situação efectivamente realizada apresenta-se na Figura AVII.2. A diferença em relação ao final é, como já foi referido, o facto de no alçado BC não terem sido instaladas ancoragens. Figura AVII.2- Projecto de Escavação e Contenção Periférica mais próximo do final [18] xxvi

173 Anexo VIII Projectos da Estrutura de Contenção de Fachadas xxvii

174 xxviii

175 xxix

176 xxx

177 Anexo IX Tabelas com as características mecânicas das microestacas a utilizar Tabela AIX.1: Características mecânicas das micorestacas (Adaptado de [35]) xxxi

178 xxxii

179 Anexo X Resultados da monitorização dos inclinómetros Figura AX.1: Esquema da localização dos inclinómetros xxxiii