Estabilização de uma plataforma rodoviária

Caso de estudo: EN115, KM 68+850 a KM 69+000, Proximidade de

Bucelas – Reabilitação do Sistema de Estabilização da Encosta

Gonçalo Maria Horta David

Dissertação para obter o grau de mestre em

Engenharia Civil

Orientador

Professor Alexandre da Luz Pinto

Júri

Presidente: Professor Doutor Jaime Alberto Santos

Orientador: Professor Alexandre da Luz Pinto

Vogal: Professor Doutor Rui Pedro Carrilho Gomes

Outubro de 2014

i

Agradecimentos

Com o objectivo de realizar este trabalho, muitos foram os que, de alguma maneira, comigo colabora-

ram e para ele contribuíram. A todos, incluindo os que involuntariamente omitir, registo os meus sin-

ceros agradecimentos.

Ao meu orientador, Professor Alexandre Pinto, pela competente orientação dispensada a este estudo,

pelo incentivo permanente, disponibilidade sempre demonstrada, pelo apoio e confiança que foram

referências centrais e de valor inestimável para a concretização desta etapa de valorização pessoal.

À Empresa Construções PRAGOSA, pela disponibilidade e compreensão por me receber e permitir o

acompanhamento da obra, sem a qual não me era possível realizar o presente estudo de obra.

Ao Eng.º. Ricardo Pilo, responsável pela obra, pela ajuda e apoio revelados, ao longo da execução da

obra.

À Empresa EP, Estradas de Portugal agradeço, reconhecido, a colaboração prestada a qual contribu-

iu para a realização deste trabalho, bem como a autorização para o acompanhamento da obra e es-

tudo da mesma, no âmbito do presente trabalho.

Aos meus colegas e professores pela oportunidade que tive de os conhecer e de com eles partilhar

vivências e aprendizagens.

À minha família e amigos, expressando os meus agradecimentos pela confiança que em mim deposi-

taram e empatia evidenciadas na realização do trabalho.

ii

Resumo

A presente obra estudou a temática de Estabilidade de Taludes, tendo por base um determinado con-

junto de obras escritas sobre os métodos adequados para aplicar em situações determinadas, tais

como em obras de contenção.

O estudo visou, em concreto, o acompanhamento de execução de uma obra de Estabilização de Ta-

ludes. Ao longo de seis meses de trabalhos, teve-se a oportunidade de experienciar o decorrer de

uma obra, desde o início até ao fim, e de todas as decisões e contrariedades que foram surgindo

derivadas de vários factores, climatéricos e construtivos, entre outros.

Ao longo do acompanhamento da obra, assistiu-se a duas tecnologias de construção específicas,

nomeadamente, uma a elaboração de uma cortina de estacas moldadas no terreno, apoiadas em

contrafortes e, outra, relacionada com a execução de microestacas, como solução passiva de reforço.

A metodologia utilizada foi através do contacto directo com a realização dos trabalhos.

Recorrendo-se ao software informático PLAXIS, estimou-se valores de deformações e elaborou-se

uma análise comparativa.

Os resultados permitiram, no final, destacar o facto de a intervenção levada a cabo pela solução

acompanhada contribuiu para a melhoria da estabilidade na encosta, comprovada pela análise com-

parativa dos deslocamentos obtidos no PLAXIS, para as intervenções realizadas.

PALAVRAS-CHAVE: Estabilização de Taludes, Parede de Estacas Moldadas, Microestacas, Modela-

ção.

iii

Abstract

This work studied the theme of Slope Stability, based on a certain set of written works on proper

methods to apply in certain situations, such as in containment works.

The study aimed, in particular, the implementation of a Slope stabilization work. Over six months, we

had the opportunity to experience the course of a work from the beginning to the end, and all deci-

sions and setbacks that have emerged derived from several factors, climatic and construction, among

others.

Over the course of the work, there has been two specific construction technologies in particular an

implementation of a curtain of bored piles on the ground, supported by buttresses and other, related to

the execution of micropiles, as passive reinforcement solution.

The methodology used was through direct contact with the completion of the work

By employing the computer software Plaxis, it was estimated deformation values and elaborated a

comparative analysis.

The results showed that accompanied intervention contributed to improving the stability on the slope,

proven by comparative analysis of the displacements obtained in Plaxis, for interventions.

KEYWORDS: Slope Stabilization, Bored Pile Wall, Micropiles, Modelling.

iv

Índice

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

1.1. Enquadramento geral........................................................................................................... 1

1.2. Objectivos da dissertação ................................................................................................... 2

1.3. Estrutura da dissertação ...................................................................................................... 3

2. Fundamentos teóricos ................................................................................................................. 4

2.1. Instabilização de taludes ..................................................................................................... 4

2.2. Estabilização de taludes .................................................................................................... 10

2.2.1. Introdução .................................................................................................................... 10

2.2.2. Alteração da geometria do talude ............................................................................ 11

2.2.3. Reforço com inclusões ............................................................................................... 12

2.2.4. Recobrimento vegetal ................................................................................................ 14

2.2.5. Recobrimento com redes metálicas ........................................................................ 15

2.2.6. Recobrimento com betão projectado ....................................................................... 16

2.2.7. Estruturas de suporte ................................................................................................. 17

2.2.7.1. Cortinas de estacas ............................................................................................ 18

2.2.7.1.1. Tecnologias de construção de estacas moldadas no terreno ................. 18

2.2.7.1.1.1. Trado contínuo ........................................................................................ 19

2.2.7.1.1.2. Tudo moldador recuperável ou perdido .............................................. 20

2.2.7.1.1.3. Lamas bentoníticas ................................................................................ 21

2.2.7.1.1.4. Tecnologia construção cortina de estacas moldadas ....................... 23

2.2.7.2. Parede de contenção do tipo Munique ............................................................ 25

2.2.7.3. Paredes moldadas em betão armado ............................................................. 30

3. Descrição do caso de estudo ................................................................................................... 34

3.1. Enquadramento geral......................................................................................................... 34

3.1.1. Elementos de base ..................................................................................................... 34

3.1.2. Considerações geológico-geotécnicas .................................................................... 36

3.1.3. Breve historial .............................................................................................................. 38

3.1.3.1. Primeira fase ....................................................................................................... 40

3.1.3.2. Segunda fase ...................................................................................................... 45

3.2. Principais Condicionamentos do Projecto 3ª Fase ............................................................ 50

3.3. Solução executada ............................................................................................................. 53

v

3.3.1. Cortina de estacas moldada no terreno - PA3 ....................................................... 54

3.3.2. Reforço estrutura de contenção – PA2 ................................................................... 58

3.3.3. Reforço caleira ancorada .......................................................................................... 59

3.3.4. Plano de instrumentação e observação .................................................................. 60

4. Acompanhamento da obra e modelação numérica .............................................................. 65

4.1. Acompanhamento da obra ................................................................................................ 65

4.1.1. Descrição dos trabalhos acompanhados ................................................................ 65

4.1.2. Problemas/Incumprimento do faseamento construtivo......................................... 82

4.2. Modelação numérica .......................................................................................................... 84

4.2.1. Geometria do modelo ................................................................................................. 85

4.2.2. Caracterização do modelo ........................................................................................ 88

4.2.2.1. Caracterização do solo existente ..................................................................... 88

4.2.2.2. Modelação da cortina de estacas – PA3 ........................................................ 90

4.2.2.3. Modelação dos perfis metálicos dos contrafortes ......................................... 91

4.2.2.4. Modelação da laje de fundo .............................................................................. 91

4.2.2.5. Modelação do maciço encabeçamento em PA2 ........................................... 91

4.2.2.6. Modelação das microestacas do PA2 ............................................................. 92

4.2.2.7. Modelação dos elementos existentes ............................................................. 92

4.2.3. Malha de elementos Finitos e Fase de cálculos .................................................... 93

4.2.4. Análise dos resultados ............................................................................................... 97

5. Considerações Finais............................................................................................................... 103

5.1. Generalidades ................................................................................................................... 103

5.2. Desenvolvimentos Futuros .............................................................................................. 105

Referências bibliográficas ............................................................................................................... 106

Anexos................................................................................................................................................ 109

ANEXO A ....................................................................................................................................... 110

Imagens de estruturas e infra-estruturas existentes na área afectada pelo

escorregamento (Projecto 1ª fase, Março 2001) ................................................................. 110

ANEXO B ....................................................................................................................................... 113

Imagens de estruturas e infra-estruturas existentes na área afectada pelo

escorregamento (Projecto 2ª fase, Março 2001) ................................................................. 113

ANEXO C ....................................................................................................................................... 114

Legenda Completa da Carta Geológica de Loures, interessando área 34-B ................. 114

ANEXO D ....................................................................................................................................... 116

vi

Tabelas auxiliares de cálculo para obtenção dos parâmetros característicos dos

elementos do modelo de cálculo ............................................................................................ 116

ANEXO E ....................................................................................................................................... 119

Deslocamentos estimados, segundo xx e yy, referentes ao final das intervenções de 1ª

e 2ª fases e 3ª fase. ................................................................................................................. 119

ANEXO F ....................................................................................................................................... 121

Figuras referentes à análise comparativa das intervenções realizadas no talude ......... 121

ANEXO G ....................................................................................................................................... 123

Deslocamentos horizontais acumulados dos valores estimados pelo programa de

cálculo e lidos através das leituras da instrumentação. ..................................................... 123

vii

Lista de Tabelas

TABELA 2.1 – SÍNTESE DO PROCESSO CONSTRUTIVO DE ESTACAS COM RECURSO A TRADO CONTÍNUO. ........................................ 19

TABELA 2.2 – SÍNTESE DO FASEAMENTO CONSTRUTIVO DE ESTACAS PELA TÉCNICA DE TUBO MOLDADOR RECUPERÁVEL. ................. 21

TABELA 2.3 – SÍNTESE DO FASEAMENTO CONSTRUTIVO DE ESTACAS COM RECURSO A LAMAS BENTONÍTICAS. ............................... 22

TABELA 3.1 – RESUMO DOS PRINCIPAIS ACONTECIMENTOS NO TALUDE DA ESTRADA EN115. ................................................... 38

TABELA 3.2 - NÍVEIS DE ÁGUA NOS TUBOS PIEZOMÉTRICOS. (RETIRADO DE PROJECTO 2ª FASE [32]) .......................................... 46

TABELA 3.3 - CRITERIOS DE ALERTA E ALARME DEFINIDOS PELO PROJECTISTA PARA A OBRA DE ESTABILIZAÇAO DO TALUDE. (MEMÓRIA

DESCRITIVA, PROJECTO 3ª FASE, 2011)................................................................................................................. 63

TABELA 4.1 – VALORES DAS SOBRECARGAS UTILIZADOS..................................................................................................... 88

TABELA 4.2 – PARÂMETROS NECESSÁRIOS NO MODELO HARDENING-SOIL. ........................................................................... 89

TABELA 4.3 – PARÂMETROS GEOTÉCNICOS USADOS NO PLAXIS. ......................................................................................... 90

TABELA 4.4 – PARÂMETROS CARACTERÍSTICOS DA CORTINA DE ESTACAS. .............................................................................. 91

TABELA 4.5 – PARÂMETROS CARACTERÍSTICOS DOS PERFIS HEB 160 DOS CONTRAFORTES. ..................................................... 91

TABELA 4.6 - PARÂMETROS CARACTERÍSTICOS DA LAJE DE FUNDO. ....................................................................................... 91

TABELA 4.7 - PARÂMETROS CARACTERÍSTICOS DO MACIÇO DE ENCABEÇAMENTO DO PA2. ....................................................... 92

TABELA 4.8 - PARÂMETROS CARACTERÍSTICOS DAS MICROESTACAS EM PA2. ......................................................................... 92

TABELA 4.9 - PARÂMETROS CARACTERÍSTICOS DO MURO INFERIOR PA2. ............................................................................. 92

TABELA 4.10 - PARÂMETROS CARACTERÍSTICOS DO MURO INTERMÉDIO PA1. ...................................................................... 93

TABELA 4.11 - PARÂMETROS CARACTERÍSTICOS DAS MICROESTACAS EM PA1. ....................................................................... 93

TABELA 4.12 – ETAPAS CONSTITUINTES DO FASEAMENTO CONSTRUTIVO. ............................................................................ 95

TABELA A.0.1 – REGISTO DOS VALORES ESTIMADOS PARA OS DESLOCAMENTOS HORIZONTAIS DURANTE A ESCAVAÇÃO. ............... 124

viii

Lista de figuras

FIGURA 2.1 – REPRESENTAÇÃO TIPOS DE INSTABILIZAÇÃO. (RETIRADO DE HIGHLAND ET AL [8]) .................................................. 6

FIGURA 2.2 – REPRESENTAÇÃO DE DESMORONAMENTO POR AUMENTO PROGRESSIVO DE FENDA DE TRACÇÃO. (RETIRADO DE PINTO

[9]) .................................................................................................................................................................. 7

FIGURA 2.3 – REPRESENTAÇÃO DE DESMORONAMENTO DEVIDO À ELIMINAÇÃO DO SUPORTE DE MACIÇOS ROCHOSOS. (RETIRADO DE

PINTO [9]) ......................................................................................................................................................... 7

FIGURA 2.4 - ESCORREGAMENTOS DE TRANSLAÇÃO EM SOLO. (RETIRADO DE PINTO [9]) ........................................................... 8

FIGURA 2.5 - ESCORREGAMENTOS DE TRANSLAÇÃO EM MACIÇOS ROCHOSOS. (RETIRADO DE PINTO [9]) ...................................... 8

FIGURA 2.6 - ESCORREGAMENTOS DE ROTAÇÃO EM MASSAS DE SOLO. (RETIRADO DE PINTO [9]) ................................................ 8

FIGURA 2.7 - ESCORREGAMENTOS DE ROTAÇÃO EM MACIÇOS ROCHOSOS. (RETIRADO DE PINTO [9]) ........................................... 8

FIGURA 2.8 – ILUSTRAÇÃO DA CAPACIDADE DA ÁGUA AO DESENCADEAR FENÓMENOS DE ESCORREGAMENTOS. (RETIRADO DE

HIGHLAND ET AL [8]) ........................................................................................................................................... 9

FIGURA 2.9 – ILUSTRAÇÃO DO FENÓNENO DE FLUIMENTO. (ADAPTADO DE HIGHLAND ET AL [8]) ................................................ 9

FIGURA 2.10 - CLASSIFICAÇÃO PROPOSTA POR SKEMPTON AND HUTCHINSON (1969) PARA SOLOS ARGILOSOS ........................... 10

FIGURA 2.11 – ALTERAÇÃO DA GEOMETRIA DO TALUDE, RECORRENDO A BANQUETAS. (ADAPTADO GOOGLE IMAGENS) .............. 11

FIGURA 2.12 - ESTABILIZAÇÃO DO TALUDE POR COLOCAÇÃO DE MATERIAL DE ATERRO NO PÉ DO TALUDE. (RETIRADO DE PINTO [9]) 11

FIGURA 2.13 – MICROESTACAS COMO SOLUÇÃO DE ESTABILIZAÇÃO DE TALUDES. ................................................................... 12

FIGURA 2.14 – SOLUÇÃO DE REFORÇO DE FUNDAÇÕES DE ESTRUTURAS EXISTENTES (RETIRADO DE PROJECTO 3ª FASE [15]) ......... 13

FIGURA 2.15 – MICROESTACAS EM ESPAÇO EXÍGUO. (GOOGLE IMAGENS) .......................................................................... 13

FIGURA 2.16 - BENEFÍCIOS DA TÉCNICA DO RECOBRIMENTO VEGETAL. (ADAPTADO DE PINTO [9]) ............................................. 14

FIGURA 2.17 - TÉCNICA DE RECOBRIMENTO VEGETAL COM RECURSO A HIDROSSEMENTEIRA. (RETIRADO DE PINTO [9]) ................. 15

FIGURA 2.18 - RECOBRIMENTO COM REDE METÁLICA DE TALUDES. (RETIRADO DE PINTO [9]) .................................................. 15

FIGURA 2.19 - RECOBRIMENTO COM REDE METÁLICA DE TALUDES. (RETIRADO DE PINTO [9]) .................................................. 15

FIGURA 2.20 – RECOBRIMENTO DE TALUDES COM BETÃO PROJECTADO, ARMADO E DRENADO. (RETIRADO DE PINTO [9]) .............. 16

FIGURA 2.21 – SOLUÇÃO DE REVESTIMENTO COM BETÃO PROJECTADO COM FIBRAS. (RETIRADO DE PINTO [9]) ........................... 17

FIGURA 2.22 – REPRESENTAÇÃO DO FASEAMENTO CONSTRUTIVO DA EXECUÇÃO DE ESTACAS COM TRADO CONTÍNUO (RETIRADO DE

BRITO [18]) ..................................................................................................................................................... 19

FIGURA 2.23 – FASEAMENTO CONSTRUTIVO DE ESTACAS SEGUNDO A TÉCNICA COM RECURSO A TUBO MOLDADOR RECUPERÁVEL.

(ADAPTADO DE LOPES [23]) ................................................................................................................................ 20

FIGURA 2.24 – FASEAMENTO CONSTRUTIVO DO PROCESSO DE ESTACAS COM LAMAS BENTONÍTICAS (RETIRADO DE BRITO [18]) ..... 22

FIGURA 2.25 – CORTINA DE ESTACAS ESPAÇADAS. (OBTIDO EM LOPES [26]) ........................................................................ 23

FIGURA 2.26 – CORTINA DE ESTACAS CONTIGUAS. (OBTIDO EM LOPES [26]) ........................................................................ 24

FIGURA 2.27 – CORTINA DE ESTACAS SECANTES. (OBTIDO EM LOPES [26]) .......................................................................... 24

FIGURA 2.28 – EXEMPLO DA APLICAÇÃO DA SOLUÇÃO DE CONTENÇÃO RECORRENDO A MUROS DE CONTENÇÃO DO TIPO MUNIQUE

PARA VENCER GRANDE ALTURA. (RETIRADO DE [27]) ............................................................................................... 26

FIGURA 2.29 – COLOCAÇÃO DOS PERFIS VERTICAIS. (RETIRADO DE IST [28]) ........................................................................ 27

FIGURA 2.30 – EXECUÇÃO DE VIGA DE COROAMENTO. (RETIRADO DE IST [28]) .................................................................... 27

FIGURA 2.31 – EXECUÇÃO DOS PAINÉIS PRIMÁRIOS. (RETIRADO DE IST [28]) ....................................................................... 28

FIGURA 2.32 – EXECUÇÃO DOS PAINÉIS SECUNDÁRIOS. (RETIRADO DE IST [28]) ................................................................... 28

FIGURA 2.33 – ILUSTRAÇÃO DA REALIZAÇÃO DOS PAINEIS PRIMÁRIOS E SECUNDÁRIOS NO SEGUNDO NÍVEL. (RETIRADO DE IST [28]) 29

FIGURA 2.34 – EXECUÇÃO DA SAPATA DE FUNDAÇÃO. (RETIRADO DE IST [28]) .................................................................... 29

FIGURA 2.35 – EXEMPLO DA SOLUÇÃO DE PAREDES DE CONTENÇÃO DO TIPO DE MUNIQUE. (RETIRADO DE BRITO [21]) ............... 30

FIGURA 2.36 – ILUSTRAÇÃO DO FASEAMENTO CONSTRUTIVO DA EXECUÇÃO DE PAREDES MOLDADAS EM BETÃO ARMADO. (RETIRADO

DE FRANKI [29]) ............................................................................................................................................. 31

FIGURA 2.37 – METODOLOGIA DE AVANÇO EM CONTÍNUO DOS PAINÉIS. (RETIRADO DE BRITO [21]) ......................................... 32

FIGURA 2.38 – METODOLOGIA DE AVANÇO ALTERNADAMENTE DOS PAINÉIS. (RETIRADO DE BRITO [21]) ................................... 32

ix

FIGURA 2.39 – SOLUÇÃO DE PAREDES MOLDADAS NA CONTENÇÃO EXECUTADA EM LISBOA, NA SEDE DA EDP. (RETIRADO DE [27]) 33

FIGURA 3.1 – REPRESENTAÇÃO EM IMAGEM AÉREA DO LOCAL IMPLANTAÇÃO DA SOLUÇÃO EM ESTUDO. (GOOGLE EARTH) .......... 34

FIGURA 3.2 – REPRESENTAÇÃO EM PLANTA DA ÁREA DE IMPLANTAÇÃO BEM COMO DA SOLUÇÃO PROPOSTA. (RETIRADO DE PROJECTO

DE 3ª FASE [15]) ............................................................................................................................................... 35

FIGURA 3.3 – REPRESENTAÇÃO DO CORTE-TIPO DA SOLUÇÃO PROPOSTA. (RETIRADO DE PROJECTO DE 3ª FASE [15]) ................... 35

FIGURA 3.4 – EXCERTO DA CARTA GEOLÓGICA 34-B, ENQUADRAMENTO DA ZONA EM ESTUDO. ............................................... 36

FIGURA 3.5 – EXCERTO DA LEGENDA DA CARTA GEOLÓGICA 34-B (LEGENDA COMPLETA APRESENTADA NO ANEXO C) ................. 36

FIGURA 3.6 – FOTOGRAFIA APÓS O INCIDENTE TER OCORRIDO, COM DESTRUIÇÃO VISÍVEL. (RETIRADO DE PROJECTO 1ª FASE [31]) . 39

FIGURA 3.7 - CARACTERIZAÇÃO DOS MOVIMENTOS OCORRIDOS NA ENCOSTA. (RETIRADO DE PINTO ET AL [33]) .......................... 42

FIGURA 3.8 - SOLUÇÃO ADOPTADA NO PROJECTO DA 1ª FASE. (RETIRADO DE PROJECTO 1ª FASE [34]) ...................................... 45

FIGURA 3.9 – LOCALIZAÇÃO DOS FUROS DAS SONDAGENS S1 E S3 EXISTENTES. (RETIRADO DE PROJECTO DE 3ª FASE [15])............ 46

FIGURA 3.10 – REPRESENTAÇÃO DAS ZONAS DE INTERVENÇÃO DO PROJECTO DE 2ª FASE. (RETIRADO DE PINTO ET AL [33]) ........... 47

FIGURA 3.11 – VALA DANIFICADA. (RETIRADO DE PROJECTO DE 2ª FASE [35]) ...................................................................... 48

FIGURA 3.12 – TRECHO DO PAVIMENTO COM MARCAS DE DEGRADAÇÃO. (RETIRADO DE PROJECTO DE 2ª FASE [35]) ................... 49

FIGURA 3.13 - REPRESENTAÇÃO EM PERFIL TIPO DA SOLUÇÃO CORRECTIVA PARA A VALA DANIFICADA. (RETIRADO DE PROJECTO DE 2ª

FASE [36]) ....................................................................................................................................................... 49

FIGURA 3.14 - REPRESENTAÇÃO EM PLANTA DA SOLUÇÃO CORRECTIVA PARA A VALA DANIFICADA. (RETIRADO DE PROJECTO DE 2ª FASE

[36]) .............................................................................................................................................................. 50

FIGURA 3.15 - PLANTA DE LOCALIZAÇÃO DAS ANCORAGENS CUJA CÉLULA DE CARGA MOSTRAVA PERDA DE CARGA CONTÍNUA.

(RETIRADO DE PROJECTO DE 3ª FASE [15]) ............................................................................................................ 51

FIGURA 3.16 – GRÁFICO QUE MOSTRA A EVOLUÇÃO DA PERDA DE CARGA NAS ANCORAGENS. (RETIRADO DE PROJECTO DE 3ª FASE

[37]) .............................................................................................................................................................. 51

FIGURA 3.17 – REPRESENTAÇÃO EM PLANTA DAS SOLUÇÕES ADOPTADAS NO PROJECTO DE 3ª FASE. (ADAPTADO DE PROJECTO DE 3ª

FASE [15]) ....................................................................................................................................................... 53

FIGURA 3.18 – REPRESENTAÇÃO CORTE TIPO DAS SOLUÇÕES ADOPTADAS NO PROJECTO DE 3ª FASE. (ADAPTADO DE PROJECTO DE 3ª

FASE [15]) ....................................................................................................................................................... 54

FIGURA 3.19 – REPRESENTAÇÃO DO CORTE TIPO DAS ESTACAS MOLDADAS CONSTITUINTES DA CORTINA DE ESTACAS. (RETIRADO DE

PROJECTO DE 3ª FASE [15]) ................................................................................................................................ 54

FIGURA 3.20 – REPRESENTAÇÃO DA VIGA DE COROAMENTO DA CORTINA DE ESTACAS MOLDADAS. (RETIRADO DE PROJECTO DE 3ª FASE

[15]) .............................................................................................................................................................. 55

FIGURA 3.21 – REPRESENTAÇÃO DO PORMENOR CONSTRUTIVO DE UM CONTRAFORTE. (RETIRADO DE PROJECTO DE 3ª FASE [15]) . 56

FIGURA 3.22 – PORMENOR CONSTRUTIVO DA LAJE DE FUNDO DOS CONTRAFORTES. (RETIRADO DE PROJECTO DE 3ª FASE [15]) ..... 57

FIGURA 3.23 – PORMENOR TIPO DA DRENAGEM DOS CONTRAFORTES E DO TARDOZ DO MURO DE GABIÕES. (RETIRADO DE PROJECTO

DE 3ª FASE [15]) ............................................................................................................................................... 57

FIGURA 3.24 – REPRESENTAÇÃO ESQUEMÁTICA DAS MICROESTACAS DE REFORÇO NO PA2. (RETIRADO DE PROJECTO DE 3ª FASE [15])

...................................................................................................................................................................... 58

FIGURA 3.25 – REPRESENTAÇÃO DO MACIÇO DE LIGAÇÃO DAS MICROESTACAS À ESTRUTURA EXISTENTE. (RETIRADO DE PROJECTO DE

3ª FASE [15]) ................................................................................................................................................... 59

FIGURA 3.26 – REPRESENTAÇÃO DO MACIÇO DE LIGAÇÃO DO REFORÇO NA VALA ANCORADA B. (RETIRADO DE PROJECTO DE 3ª FASE

[15]) .............................................................................................................................................................. 60

FIGURA 3.27 – LOCALIZAÇÃO DA INSTRUMENTAÇÃO PROPOSTA NO ÂMBITO DO PLANO DE INSTRUMENTAÇÃO E OBSERVAÇÃO.

(RETIRADO DE PROJECTO DE 3ª FASE [15]) ............................................................................................................ 61

FIGURA 3.28 – LOCALIZAÇÃO DOS ALVOS TOPOGRÁFICOS, A VERMELHO, NO REFORÇO DA CALEIRA ANCORADA. (RETIRADO DE

PROJECTO DE 3ª FASE [15]) ................................................................................................................................ 62

FIGURA 3.29 – LOCALIZAÇÃO DOS ALVOS TOPOGRÁFICOS, A VERMELHO, NA CORTINA DE ESTACAS MOLDADAS. (RETIRADO DE

PROJECTO DE 3ª FASE [15]) ................................................................................................................................ 62

FIGURA 4.1 – PERFIS CONSTITUINTES DOS CONTRAFORTES TOTALMENTE INTRODUZIDOS. ......................................................... 65

FIGURA 4.2 – ESTACA MOLDADA NO TERRENO ACABADA DE BETONAR. ................................................................................ 66

FIGURA 4.3 – EQUIPAMENTO DE FURAÇÃO DAS ESTACAS MOLDADAS NO TERRENO. ................................................................ 66

FIGURA 4.4 – SANEAMENTO DA CABEÇA DAS ESTACAS MOLDADAS. ..................................................................................... 67

x

FIGURA 4.5 – BLOCOS RESULTANTES DO SANEAMENTO DA CABEÇA DA ESTACA. ..................................................................... 67

FIGURA 4.6 – EXECUÇÃO DA FURAÇÃO PARA AS MICROESTACAS NA VALA ANCORADA EXISTENTE. .............................................. 68

FIGURA 4.7 – VISTA DA 1ª FASE DE ESCAVAÇÃO. .............................................................................................................. 68

FIGURA 4.8- EXEMPLO DA COLOCAÇÃO DA ARMADURADA VIGA DE COROAMENTO. ................................................................. 68

FIGURA 4.9- LIGAÇÃO DA CABEÇA DA ESTACA COM A VIGA DE COROAMENTO. ....................................................................... 69

FIGURA 4.10- COFRAGEM DO TROÇO INICIAL DA VIGA DE COROAMENTO. ............................................................................. 69

FIGURA 4.11- ARMADURA DE ESPERA PARA LIGAÇÃO DA CORTINA DE ESTACAS COM OS CONTRAFORTES. .................................... 69

FIGURA 4.12 – ESCAVAÇÃO EM TORNO DOS PERFIS METÁLICOS PARA POSTERIOR REMOÇÃO DO CIMENTO. .................................. 69

FIGURA 4.13 – ILUSTRAÇÃO DO FINAL DA BETONAGEM DO 1º TRECHO DA VIGA DE COROAMENTO. ............................................ 70

FIGURA 4.14 – COFRAGEM DA LIGA DE COROAMENTO. ..................................................................................................... 70

FIGURA 4.15 – VIGA DE COROAMENTO BETONADA. ......................................................................................................... 71

FIGURA 4.16 – CONCLUSÃO DA VIGA DE COROAMENTO BEM COMO DA PLATIBANDA. ............................................................. 71

FIGURA 4.17 – PRIMEIRA FASE DA ESCAVAÇÃO À FRENTE DA CORTINA DE ESTACAS. ................................................................ 72

FIGURA 4.18 –VISTA DA DIFICULDADE EM MANOBRAR O CAMIÃO NO RECINTO DA OBRA. ......................................................... 72

FIGURA 4.19 – VISTA DA SUJIDADE NA ESTRADA PROVENIENTE DO RODADO DOS CAMIÕES. ...................................................... 73

FIGURA 4.20 – SEGUNDA FASE DE ESCAVAÇÃO. ............................................................................................................... 73

FIGURA 4.21 – EXECUÇÃO DOS CONTRAFORTES. .............................................................................................................. 74

FIGURA 4.22 – REALIZAÇÃO DO TROÇO FINAL DOS CONTRAFORTES E DA LAJE DE FUNDO. ......................................................... 74

FIGURA 4.23 – VISTA DA CONCLUSÃO DOS TRABALHOS DA CORTINA DE ESTACAS. ................................................................... 75

FIGURA 4.24 – CONCLUSÃO DO PROCESSO DE EXECUÇÃO DAS MICROESTACAS. ...................................................................... 75

FIGURA 4.25 – COLOCAÇÃO DOS FERROLHOS E COLOCAÇÃO DA ARMADURA DO MACIÇO DE LIGAÇÃO DA ESTRUTURA EXISTENTE COM

AS MICROESTACAS. ............................................................................................................................................ 76

FIGURA 4.26 – MACIÇO DE LIGAÇÃO COFRADO E BETONADO.............................................................................................. 76

FIGURA 4.27 – PORMENOR DA CÉLULA DE CARGA DA ANCORAGEM EXISTENTE. ...................................................................... 77

FIGURA 4.28 – FURAÇÃO PARA COLOCAÇÃO DE MICROESTACAS. ......................................................................................... 77

FIGURA 4.29 – CAROTAGEM DO MACIÇO EXISTENTE PARA POSTERIOR FURAÇÃO. ................................................................... 78

FIGURA 4.30 – PRIMEIRO TROÇO DO ALINHAMENTO DE MICROESTACAS EXECUTADO. ............................................................. 78

FIGURA 4.31 – PORMENOR DA SOLUÇÃO PARA GARANTIR RECOBRIMENTO COM TUBO DE PVC AZUL ......................................... 79

FIGURA 4.32 – NOVA SOLUÇÃO DE ESPAÇADORES PARA AS MICROESTACAS ........................................................................... 79

FIGURA 4.33 – PORMENOR DA NOVA SOLUÇÃO PARA GARANTIR O RECOBRIMENTO DAS MICROESTACAS NA EXTREMIDADE QUE FICA EM

CONTACTO COM O SOLO ..................................................................................................................................... 80

FIGURA 4.34 – PORMENOR DA NOVA SOLUÇÃO PARA GARANTIR O RECOBRIMENTO DAS MICROESTACAS NO RESTO DA MICRO-ESTACA

...................................................................................................................................................................... 80

FIGURA 4.35 – PRIMEIRO TROÇO DO ALINHAMENTO DAS MICROESTACAS CONCLUIDO ............................................................. 81

FIGURA 4.36 – PROCESSO DE FURAÇÃO DE UMA MICRO-ESTACA ......................................................................................... 81

FIGURA 4.37 – VISTA DA BETONAGEM DO PRIMEIRO TROÇO DA VIGA DE LIGAÇÃO ENTRE A ESTRUTURA EXISTENTE E AS MICROESTACAS

...................................................................................................................................................................... 82

FIGURA 4.38 – CONCLUSÃO DA BETONAGEM DA VIGA DE LIGAÇÃO ...................................................................................... 82

FIGURA 4.39 – DESVIO NO ALINHAMENTO VERTICAL DOS PERFIS DAS MICROESTACAS DOS CONTRAFORTES. ................................. 83

FIGURA 4.40 – DESVIO OBTIDO NOS PERFIS DAS MICROESTACAS PERTENCENTES AOS CONTRAFORTES. ........................................ 84

FIGURA 4.41 – REPRESENTAÇÃO DO PERFIL 4 EM ESTUDO E DOS SEUS ELEMENTOS. (RETIRADO DE PROJECTO DE 3ª FASE [15]) ...... 86

FIGURA 4.42 – REPRESENTAÇÃO EM PLANTA DO PERFIL EM ESTUDO. (RETIRADO DE PROJECTO DE 3ª FASE [15]) ......................... 86

FIGURA 4.43 – REPRESENTAÇÃO DO MODELO GEOLÓGICO. .............................................................................................. 88

FIGURA 4.44 – RELAÇÃO HIPERBÓLICA DE TENSÃO-DEFORMAÇÃO. (MANUAL PLAXIS) ............................................................ 89

FIGURA 4.45 – TRIÂNGULOS DE 15 NÓS USADOS NA GERAÇÃO DA MALHA DE ELEMENTOS FINITOS ............................................ 93

FIGURA 4.46 – REPRESENTAÇÃO DA MALHA DE ELEMENTOS FINITOS GERADA. ....................................................................... 94

FIGURA 4.47 – ILUSTRAÇÃO DAS OPÇÕES TOMADAS NA FASE TENSÕES INICIAIS. ..................................................................... 95

FIGURA 4.48 – PORMENOR DA SIMULAÇÃO DA ESCAVAÇÃO FASE 1..................................................................................... 97

FIGURA 4.49 – REPRESENTAÇÃO DA DEFORMADA NO FINAL DA INTERVENÇÃO DAS 1ª E 2ª FASES. ESCALA AUMENTADA 100 VEZES.

DESLOCAMENTO MÁXIMO 𝟐𝟕, 𝟎𝟕 × 𝟏𝟎 − 𝟑 𝒎. ................................................................................................. 98

xi

FIGURA 4.50 - REPRESENTAÇÃO DOS VECTORES DE DESLOCAMENTOS TOTAIS NO FINAL DA INTERVENÇÃO DAS 1ª E 2ª FASES. ESCALA

AUMENTADA 100 VEZES. DESLOCAMENTO MÁXIMO 𝟐𝟕, 𝟎𝟕 × 𝟏𝟎 − 𝟑 𝒎. ............................................................... 98

FIGURA 4.51 – REPRESENTAÇÃO DA DEFORMADA NO FINAL DA INTERVENÇÃO DA 3ª FASE. ESCALA AUMENTADA 100 VEZES.

DESLOCAMENTO MÁXIMO 𝟑𝟏, 𝟖𝟐 × 𝟏𝟎 − 𝟔 𝒎. ................................................................................................. 99

FIGURA 4.52 – REPRESENTAÇÃO DOS DESLOCAMENTOS TOTAIS NO FINAL DA INTERVENÇÃO DA 3ª FASE. ESCALA AUMENTADA 100

VEZES. ESCALA AUMENTADA 100 VEZES. DESLOCAMENTO MÁXIMO 𝟑𝟏, 𝟖𝟐 × 𝟏𝟎 − 𝟔 𝒎. .......................................... 99

FIGURA 4.53 – COMPARAÇÃO DOS VALORES DOS DESLOCAMENTOS TOTAIS PARA AS INTERVENÇÕES DE 1ª E 2ª FASES E 3ª FASE. ... 100

FIGURA 4.54 – REPRESENTAÇÃO EM PLANTA DA LOCALIZAÇÃO DO INCLINÓMETRO I2. ........................................................... 101

FIGURA 4.55 – RELAÇÃO DOS DESLOCAMENTOS HORIZONTAIS ACUMULADOS MEDIDOS E ESTIMADOS. ..................................... 101

FIGURA A.0.1 – VINHA (ESQUERDA) COM SINAIS CLAROS DE MOVIMENTO. (RETIRADO DE PROJECTO 1ª FASE [39]) ................... 110

FIGURA A.0.2 – ACUMULAÇÃO DE ÁGUA NAS ZONAS ONDE OCORRERAM ABATIMENTOS DE TERRAS. (RETIRADO DE PROJECTO 1ª FASE

[39]) ............................................................................................................................................................ 110

FIGURA A.0.3 – ACUMULAÇÃO DE ÁGUA NAS ZONAS DE LIGAÇÃO DAS VALAS EXISTENTES. (RETIRADO DE PROJECTO 1ª FASE [39]) 111

FIGURA A.0.4 – FORTE “ENRUGAMENTO” DO TERRENO. (RETIRADO DE PROJECTO 1ª FASE [39]) ........................................... 111

FIGURA A.0.5 – PAVIMENTO FORTEMENTE DANIFICADO, COM ABERTURA DE FENDAS. (RETIRADO DE PROJECTO 1ª FASE [39]) ..... 112

FIGURA A.0.6 – CONDIÇÕES DE CIRCULAÇÃO NA ESTRADA EN115 APÓS ESCORREGAMENTO. (RETIRADO DE PROJECTO 1ª FASE [39])

.................................................................................................................................................................... 112

FIGURA A.0.7 – POSTES DE ELECTRICIDADE INCLINADOS. (RETIRADO DE PROJECTO 2ª FASE [35]) ........................................... 113

FIGURA A.0.8 – DANOS CAUSADOS PELO INCIDENTE. (RETIRADO DE PROJECTO 2ª FASE [35]) ................................................ 113

FIGURA A.0.9 – LEGENDA COMPLETA CARTA GEOLÓGICA DE LOURES 34-B. (RETIRADO DE TERRINHA [30]) ............................ 115

FIGURA A.0.10 – DESLOCAMENTO SEGUNDO XX, NO FINAL DA INTERVENÇÃO DA 1ª E 2ª FASES. ESCALA AMPLIADA 100 VEZES. ... 119

FIGURA A.0.11 – DESLOCAMENTO SEGUNDO YY, NO FINAL DA INTERVENÇÃO DA 1ª E 2ª FASES. ESCALA AMPLIADA 100 VEZES..... 119

FIGURA A.0.12 – DESLOCAMENTO SEGUNDO XX, NO FINAL DA INTERVENÇÃO DA 3ª FASE. ESCALA AMPLIADA 100 VEZES. ........... 120

FIGURA A.0.13 - DESLOCAMENTO SEGUNDO YY, NO FINAL DA INTERVENÇÃO DA 3ª FASE. ESCALA AMPLIADA 100 VEZES. ............ 120

FIGURA A.0.14 – VALORES OBTIDOS PELO PROGRAMA PARA ANÁLISE COMPARATIVA DOS DESLOCAMENTOS TOTAIS NA INTERVENÇÃO

DE 1ª E 2ª FASES E 3ª FASE. ............................................................................................................................... 121

FIGURA A.0.15 – ANÁLISE COMPARATIVA DOS DESLOCAMENTOS HORIZONTAIS. ................................................................. 121

FIGURA A.0.16 – ANÁLISE COMPARATIVA DOS DESLOCAMENTOS VERTICAIS. ...................................................................... 122

FIGURA A.0.17 – VALORES OBTIDOS DO PROGRAMA DE CÁLCULO REPRESENTANDO OS VALORES ESTIMADOS PARA O FASE DE

ESCAVAÇÃO, NO TARDOZ DA CORTINA. ................................................................................................................. 123

FIGURA A.0.18 - GRÁFICO QUE REPRESENTA A LEITURA DOS DESLOCAMENTOS HORIZONTAIS ACUMULADOS DURANTE A FASE DE

ESCAVAÇÃO. (RETIRADO DE INSTRUMENTAÇÃO RELATÓRIO Nº13 [38]) ..................................................................... 124

FIGURA A.0.19 - REGISTO DOS VALORES REAIS PARA OS DESLOCAMENTOS HORIZONTAIS DURANTE A ESCAVAÇÃO, NO INCLINÓMETRO

I2. (RETIRADO DE INSTRUMENTAÇÃO RELATÓRIO Nº13 [38]) .................................................................................. 126

xii

Lista de abreviaturas e símbolos

bar - Unidade Medida de Pressão

c’ – Coesão Efectiva

CDn – Célula de Carga n

E50ref – Módulo de Deformabilidade secante em estado triaxial

Eoedref – Módulo de Deformabilidade edométrico

Eurref- Módulo de Deformabilidade na descarga

EA – Rigidez axial

EI - Rigidez de flexão

IGU - Injecção global Unitária

IRS - Injecção Repetitiva e Selectiva

𝐾𝑜 – Coeficiente De Impulso Em Repouso

m – Expoente do Modelo Hardening Soil

mm - Unidade Métrica, Milímetros

pref

– Tensão de Referência

𝑅𝑓 - Coeficiente que traduz o quociente entre a tensão deviatórica na rotura, com a assimptota hori-

zontal dada pela hipérbole tensão-deformação

|U| - Deslocamento total (Engloba deslocamento segundo xx e yy)

Ux – Deslocamento segundo xx (Horizontal)

Uy – Deslocamento segundo yy (Vertical)

w - Peso do elemento de parede por metro de desenvolvimento

φ’ – Ângulo de Resistência ao Corte Efectivo

ψ - Ângulo de Dilatância

𝑣𝑢𝑟 - Coeficiente de Poisson na descarga/recarga

γ – Peso volúmico do Solo

1

1. Introdução

1.1. Enquadramento geral

Actualmente, as vias de comunicação são importantes para a mobilidade da população, contribuindo

de para o desenvolvimento económico de um país.

Deste modo, surge a importância de manter as vias rodoviárias em plenas condições de utilização,

conforto e segurança. Como é sabido, a implantação/construção de uma rodovia intersecta diversas

formas da natureza, quer sejam vales, depressões e elevações do terreno, linhas de escoamento de

águas, entre outras. Portanto, requer uma adaptação da natureza com o traçado de forma a materia-

lizar a solução prevista. Quando o traçado de uma estrada passa uma zona elevada do terreno, isto

é, uma zona de serra, apresentam-se duas possibilidades: ou se opta por uma solução em túnel, ou

se reperfila o talude para a implantação da estrada, tendo para isso de se proceder a escavação e,

eventualmente, contenção dos taludes envolvidos.

As técnicas de contenção e estabilização de taludes têm um papel preponderante para a obtenção da

solução de reperfilamento do talude que se pretende, para que a estrada seja possível ser construída

e utilizada em segurança. Existem diversas técnicas que podem ser utilizadas. As técnicas podem ter

características comuns pese embora cada técnica dispor das suas especificidades.

A escolha das diversas soluções não é única, porque para um determinado problema é, geralmente,

possível usar mais do que uma solução, o que leva a que a escolha seja por vezes complicada. Por

isso, implica um estudo do local, de modo a analisar as potencialidades/problemas que as distintas

soluções acarretam e, por fim, escolher a solução que melhor se adeqúe.

No estudo local analisa-se a geologia do terreno, a ocupação e as condições de vizinhança, hidrolo-

gia, entre outras, ao passo que as questões relacionadas com a tecnologia e mão-de-obra disponível,

análise de custos, entre outras, obtêm-se do lado da solução específica.

Concretizando, nesta dissertação estudou-se e acompanhou-se a execução de uma obra de estabili-

zação de um talude existente entre o km 68+850 e o km 69+000 da estrada EN115, na proximidade

de Bucelas, no concelho de Loures, Portugal. Os trabalhos de execução da obra tiveram início em

Novembro de 2013 e terminaram em Maio de 2014. Este talude já tinha sido objecto de algumas in-

tervenções anteriores, com vista a conter e estabilizar os movimentos observados mas, contudo, não

ficou completamente estabilizado, já que as ancoragens executadas aquando da penúltima interven-

ção têm vindo a perder a carga. Desta forma, o talude foi alvo de nova intervenção de estabilização

para garantir o seu funcionamento em plenas condições futuras, de segurança e funcionalidade para

os utentes da EN115.

2

1.2. Objectivos da dissertação

A escolha deste tema para realizar a tese de mestrado teve inerentes diversos objectivos que leva-

ram à sua escolha.

O primeiro a destacar, prendeu-se com o facto de acompanhar a execução, in loco, do decurso de

uma obra de geotecnia, por forma a conhecer o ambiente profissional em que o engenheiro trabalha e

tem de lidar diariamente, com os trabalhadores, o ambiente de trabalho, o clima e os diversos materi-

ais. Realce também para os problemas com que se deparou no decorrer dos trabalhos e conhecer

como são avaliados e resolvidos, tendo sempre em mente o facto de se terem de cumprir quer prazos

quer orçamentos.

Face à actual conjuntura em que o nosso país atravessa uma crise económica foi interessante acom-

panhar o decurso da execução de uma obra. Interessou perceber como as empresas envolvidas bem

como todos os intervenientes, se adaptavam a este problema económico, de forma a manter a activi-

dade.

Por outro lado, o acompanhamento da solução executada também se revelou importante, uma vez

que ao longo das várias fases de aprendizagem no curso de engenharia civil, no Instituto Superior

Técnico, mais concretamente no ramo de especialização em Geotecnia, foi dado a conhecer a teoria

sobre as diversas técnicas de contenção e estabilização de taludes, sem termos a possibilidade de

apreciar no campo, salvo algumas excepções, como são executadas e materializadas em obra. Daí

resultou a importância no acompanhamento do desenvolvimento das etapas que uma obra na reali-

dade ultrapassa. Pretendeu-se então analisar as diferentes etapas da obra com os dados recolhidos

na instrumentação instalados na obra, por forma a avaliar deformações e deslocamentos in situ.

Na sequência do discurso e acompanhamento da obra, seguiu-se um aspecto importante, relaciona-

do com a modelação numérica do caso em estudo, com o objectivo de efectuar-se uma análise com-

parativa e de averiguar-se da melhoria ou não na estabilidade do talude imposta pela intervenção.

Conforme defendido Cheng et al [1], entre outros autores, este procedimento é muito importante nos

dias de hoje, assim como de relativa facilidade de utilização, quer a nível do seu manuseamento, quer

a nível da sua facilidade de acesso. Para uma boa modelação há que definir correctamente o modelo

em estudo, para isso é necessário conhecer o local em estudo, através de uma campanha de pros-

pecção geologia e geotécnica, reportando este campo temático com as ideias defendidas por Bro-

mhead [2].

Como resultado da modelação obtiveram-se dados relativos aos deslocamentos e deformações na

solução que se está a estudar/modelar. Estes dados serviram para planear as fases construtivas para

que os trabalhos se processassem de forma segura, bem como, balizar os deslocamentos que a obra

pode sofrer, sem que se verifique perigo para os seus intervenientes. Por fim, a modelação numérica

permitiu também a realização de uma retro-análise, na qual se estimaram os valores dos parâmetros

do terreno in situ, através da medição dos deslocamentos que ocorreram na realidade.

3

1.3. Estrutura da dissertação

Em termos organizacionais, tentou-se estruturar o trabalho no sentido de lhe conferir coerência formal

e interna, pelo que está dividido em 5 capítulos principais.

O primeiro dos quais destina-se a uma breve introdução do estudo a realizar, fazendo-se por isso um

enquadramento geral da temática em estudo, delineando-se, de seguida, os objectivos que se pre-

tendem atingir com a elaboração do presente trabalho e, por fim, explica-se a estrutura da obra.

No segundo capitulo, de âmbito mais teórico, apresenta-se a teoria que está na base da abordagem

da temática de Estabilidade de Taludes. Este segundo capítulo encontra-se dividido em dois subcapí-

tulos, relacionados com a Instabilização de Taludes e a Estabilização de Taludes, respectivamente.

No subcapítulo referente à Instabilização de Taludes, aborda-se o respectivo fenómeno, bem como

as suas principais causas. Por outro lado, no que refere à Estabilização de Taludes, trata-se de as-

pectos relacionados com a correcção/reforço dos problemas de instabilização que ocorreram, no qual

se aborda as tecnologias disponíveis para alcançar o respectivo objectivo.

De seguida, no terceiro capítulo descreve-se o caso de estudo de uma obra que ocorreu, mais con-

cretamente de Estabilização do Talude da estrada nacional EN115, entre os Km 68+850 e Km

69+000, na proximidade de Bucelas, a qual serviu de elemento principal à realização deste trabalho.

Tal como no capítulo anterior, este também está dividido em subcapítulos, nos quais se aborda o

enquadramento geral do caso de estudo e apresenta-se a solução executada.

No quarto capítulo, apresenta-se a descrição do acompanhamento efectuado à obra e a modelação

numérica da solução.

A recolha de informação que serviu de base para este trabalho foi pessoalmente recolhida, no contac-

to presencial com os trabalhos de execução da obra, de forma escrita através de apontamentos e de

registo fotográfico que ilustram este trabalho para, desta forma, melhor elucidar as ideias e técnicas

consideradas mais pertinentes para a análise do estudo.

Posteriormente, no quinto capítulo, referem-se as principais conclusões que se obtiveram, no presen-

te estudo. Apontam-se algumas sugestões de procedimentos a adoptar em obras semelhantes. Enu-

meram-se, pontualmente, limitações deste estudo, por tal procedimento se considerar fundamental

em trabalhos desta natureza.

No seguimento do corpo do trabalho são enumeradas as obras bibliográficas e projectos de execução

consultados e apresentadas no trabalho, tendo-se seguido ao longo do trabalho as normas de refe-

renciação utilizadas e recomendadas de acordo com IST [3] e Azevedo [4].

Finalmente incluem-se anexos dos quais fazem parte documentos complementares ao estudo, por se

considerarem pertinentes englobar no presente trabalho.

4

2. Fundamentos teóricos

2.1. Instabilização de taludes

Como introdução à instabilidade de taludes, transcreve-se de seguida um excerto da autoria de Peck,

extraído de Terzaghi et al [5]:

“Our chances for prediction of the stability of a natural slope are perhaps best if the area under study

is an old slide zone which has been studied previously and may be reactivated by some human opera-

tions such as excavating into the toe of the slope.”

Os taludes naturais que se vislumbram ao longo da paisagem estão estáveis nas condições que se

encontram. Para que se verifique a instabilização dos taludes é necessário que sobre eles actuem

factores externos, ou mesmo se verifique a mudança nas propriedades internas, o que leva a que os

taludes se adaptem às novas condições. Esta adaptação às solicitações impostas, externas ou inter-

nas, pode levar a maiores ou menores ajustes, no que diz respeito a movimentos, potenciando assim

a instabilização do talude.

Segundo Chowdhury et al [6], as causas associadas à instabilização de taludes não estão apenas

ligadas a causas naturais mas também relacionadas com o crescimento urbano desmedido, o que

leva a que as populações procurem terrenos vulneráveis, tais como encostas de zonas montanhosas,

e onde a ocupação dos terrenos se torna perigosa.

As principais causas externas que contribuem para a instabilização de taludes relacionam-se com

alterações externas no perfil de taludes, ou seja, aumento da inclinação do talude, por escavação ou

erosão, aumento da altura do talude, quer por escavação da base quer por aterro no topo do talude,

aumento do peso do talude, associado a carregamento ou ao aumento do teor em água no talude,

derivado a grande volume de precipitação, e, por fim, erosão superficial. Por outro lado, o talude pode

também experimentar alterações nas suas propriedades internas, hidráulicas ou resistentes, isto é,

aumento da pressão intersticial no talude, por infiltração de água superficial, por exemplo, ou diminui-

ção da resistência dos terrenos.

De acordo com Chowdhury et al [6], a abordagem a tomar deverá contemplar uma análise qualitativa

e uma análise quantitativa. A análise qualitativa é levada a cabo numa primeira fase, muito caracteri-

zada por um julgamento profissional do local alvo de instabilização, a qual é baseada na inspecção

local, considerando a informação geológica e geotécnica disponível e elementos topográficos do ter-

reno, cobrindo uma ampla área. Na análise quantitativa pretende-se caracterizar a ocorrência com

informação recolhida, tendo por base elementos disponíveis da análise qualitativa.

Os solos que compõem os taludes, estão sujeitos às forças gravitacionais, forças tectónicas, forças

sísmicas, entre outras, o que leva a que tenham natural tendência para instabilizar, a qual é suporta-

da pela resistência de corte do solo, afirma Chowdhury et al [6]. A instabilização verifica-se quando a

5

resistência ao corte do solo não consegue contrabalançar as forças que causam movimento, dando-

se uma rotura do talude.

Os factores que podem potenciar a instabilização de taludes, tal como Chowdhury et al [6] menciona,

são os que a seguir se apresentam.

Perturbações externas devidas a acções sísmicas ou a modificações na configuração

do terreno adjacente ao talude, podendo conduzir a perda de resistência do talude.

A infiltração da água proveniente da precipitação em fendas existentes no talude,

produz um aumento do nível freático no solo, consequentemente a pressão interstici-

al no solo aumenta, contribuindo para a perda de resistência ao corte.

A perda de capacidade resistente, a longo prazo, em solos coesivos e saturados, as-

sociada a descarga do solo relativa a processos de escavação, o que pode gerar

acumulação de excesso de pressão intersticial.

A perda progressiva de capacidade resistente, que apesar de poder não causar a ro-

tura do solo repentina, pode levar a que deformações pontuais e dispersas no talude,

e que com a acumulação das mesmas em vários pontos do talude, este instabilize.

A alteração nas propriedades dos solos conduz à perda de resistência ao corte, dei-

xando o solo mais propício a instabilizar, por não conseguir contrabalançar as forças

instabilizantes.

Por fim, a existência de uma superfície de deslizamento anterior no talude é também

um factor importante que pode afectar a sua estabilidade. Estas superfícies são pon-

tos fracos do talude, em que a sua capacidade resistente é baixa.

Por outro lado, segundo Carcedo et al [7] resumiu os factores capazes de desencadear instabilização

numa classificação diferente, dividindo-os em factores naturais e factores humanos. Nos factores

naturais englobou a acção da água, do gelo e da neve, a actividade sísmica e vulcânica e actividade

biológica. Já nos factores humanos mencionou actividades relacionadas com escavação, as sobre-

cargas nos taludes e a actividade mineira.

Carcedo et al [7] acrescenta que a água pode formar correntes de escoamento, que apresentam um

poder erosivo e de transporte importante, capazes de desencadear um processo instabilizante, por

alteração da configuração do talude.

Há que considerar, essencialmente, três tipos básicos de instabilização de taludes, que são desmo-

ronamentos (falls), deslizamentos (slides), e fluimentos (flows), de acordo com Chowdhury et al [6].

Na Figura 2.1, apresentam-se ilustrados os tipos de mecanismos de rotura.

6

Figura 2.1 – Representação tipos de instabilização. (Retirado de Highland et al [8])

Os três tipos básicos de mecanismos de rotura foram classificados de acordo com a velocidade a que

ocorrem. A velocidade é também uma medida indirecta da magnitude que a instabilização alcança,

bem como os danos e perdas que podem causar nas zonas afectadas na proximidade da ocorrência,

sendo que, quanto maior for a velocidade a que a instabilização do talude ocorre, maior também se-

rão, quer as perdas, quer os danos causados. De notar que, os danos e as perdas apenas se conse-

guem quantificar em zonas urbanizadas na proximidade de instabilizações, ou seja, para movimentos

que ocorrem em locais isolados, sem existência de edificações, tal não se emprega.

Chowdhury et al [6] define desmoronamentos como roturas superficiais, quer em solos quer em ro-

cha, às quais precedem a formação, abertura e aumento de fendas ou à eliminação da base de su-

porte de formações rochosas, potenciando o desprendimento e levando à queda. As fendas, ao se-

rem preenchidas por água, aumentam, quer pela erosão provocada pelo fluxo de água no seu interior,

Deslizamento Rotacional Deslizamento Translacional Deslizamento Bloco

Queda de Blocos Tombamento de Blocos Fluimento de detritos

Deslizamento Rotacional Fluimento Creep

Deslizamento lateral

7

quer pela congelação da água, que aumenta de volume o que leva à sua abertura, quer ainda pela

deposição de sais transportados na solução aquosa, no seu interior que ao cristalizar aumentam tam-

bém de volume potenciando a sua abertura. Na Figura 2.2 e Figura 2.3 ilustram-se os dois tipos que

se acabaram de descrever.

Figura 2.2 – Representação de desmoronamento por aumento progressivo de fenda de tracção. (Retirado de Pinto [9])

Figura 2.3 – Representação de desmoronamento devido à eliminação do suporte de maciços rochosos. (Retirado de Pinto [9])

Os desmoronamentos são o tipo de instabilização em que o material instabilizado se move com maior

velocidade, e por isso mesmo também o que pode causar maior devastação nas zonas envolventes.

Este tipo de instabilização é característico em zonas de falésia vertical, provocado pela erosão do pé

da falésia e consequente queda de blocos.

Por outro lado, os escorregamentos, por Chowdhury et al [6], são característicos de roturas por perda

de resistência ao corte de massas de terreno e podem ter carácter translacional, rotacional ou até

mesmo a combinação de ambos. Nos escorregamentos, a massa de terreno deslocada apresenta

velocidades inferiores às anteriores, desmoronamentos, e podem afectar extensas áreas de solo. Os

escorregamentos de translação, que se mostra na Figura 2.4 e Figura 2.5, são delimitados por super-

8

fícies de descontinuidades ou em planos de fraqueza dos solos. Nos escorregamentos de caracter

rotacional, Figura 2.6 e Figura 2.7, as superfícies de deslizamentos têm, em geral, uma forma cônca-

va, podendo ocorrer em solos ou em rocha.

Figura 2.4 - Escorregamentos de translação em solo. (Retira-do de Pinto [9])

Figura 2.5 - Escorregamentos de translação em maciços rochosos. (Retirado de Pinto [9])

Figura 2.6 - Escorregamentos de rotação em massas de solo.

(Retirado de Pinto [9])

Figura 2.7 - Escorregamentos de rotação em maciços rochosos. (Retirado de Pinto [9])

A acção da água desempenha um papel preponderante na activação dos escorregamentos. De acor-

do com o princípio das tensões efectivas, pressões intersticiais elevadas no talude conduz a uma

menor resistência ao corte do solo, que por sua vez diminui também a sua estabilidade. Em solos

argilosos, este fenómeno é muito importante, uma vez que as camadas argilosas pouco espessas, na

presença de água e sujeitas a sobrecargas originadas pelo peso das camadas de solo suportadas,

perdem resistência e são um ponto fraco, potenciando a ocorrência de uma superfície de deslizamen-

to. Por outro lado, uma grande precipitação arrasta consigo os detritos depositados na vertente, que

ao acumularem-se no escoamento, aumentam a sua capacidade erosiva, aumentando a destruição.

Na Figura 2.8 apresenta-se o caso da precipitação de água como potenciador de escorregamentos.

9

Figura 2.8 – Ilustração da capacidade da água ao desencadear fenómenos de escorregamentos. (Retirado de Highland et al [8])

Por fim, o tipo de instabilização básico mais lento é o fluimento, como assinala Chowdhury et al [6].

Nos fluimentos observam-se movimentos contínuos e lentos, em que a massa deslocada comporta-

se como um líquido muito viscoso. Quando ocorre, as paisagens caracterizam-se por árvores inclina-

das, pelos elementos verticais perderem a verticalidade e pela formação de ondulações no solo. A

Figura 2.9 ilustra o fenómeno de fluimento.

Figura 2.9 – Ilustração do fenóneno de fluimento. (Adaptado de Highland et al [8])

Por fim, há situações que se verificam a combinação de dois ou mais dos três tipos básicos de insta-

bilização atrás descritos, formando cenários de rotura complexos e envolvendo múltiplos fenómenos

de instabilização. Na Figura 2.10 apresenta-se a classificação de fenómenos de instabilização com-

plexos, proposta por Skempton and Hutchinson (1969), referenciada na obra de Bowles [10] para

solos argilosos.

10

Figura 2.10 - Classificação proposta por Skempton and Hutchinson (1969) para solos argilosos

Importa, também, referir que o fenómeno de instabilização de taludes, quer sejam movimentos quer

sejam escorregamentos, são processos que acontecem de forma continua no tempo e podem gerar

situações complexas (Chowdhury et al [6]). Exemplificando de acordo com Chowdhury et al [6], a

queda de blocos pode evoluir para uma situação de escorregamento ou de fluimento ou, por outro

lado, um escorregamento acabar em fluimento ser comum.

2.2. Estabilização de taludes

2.2.1. Introdução

A estabilização de taludes tem como objectivo resolver os problemas que ocorrem quando se verifica

uma situação de instabilização de um talude ou prevenir a existência de uma instabilização, através

da adopção de medidas capazes de produzirem um melhoramento na capacidade resistente do talu-

de.

Por outro lado, existem diversas estruturas de contenção, diferenciando quer o campo de aplicação a

que se destinam quer pela forma como são materializadas no terreno quer pela forma como resistem

às acções impostas pelo terreno.

A tarefa de estabilização de taludes pretende restituir segurança e funcionalidade ao local afectado

pela instabilização, tendo inerentes preocupações económicas da solução proposta, ou evitar, de

forma preventiva, a mobilização futura de fenómenos de instabilização.

11

Há diversas formas para resolver o problema exposto por uma instabilização num talude, conforme é

apresentado por Pinto [9], entre outros autores. As principais técnicas de instabilização de taludes

são:

Alteração da geometria do talude

Reforço com inclusões

Recobrimento vegetal

Recobrimento com redes metálicas

Recobrimento com betão projectado

Estruturas de suporte

Drenagem

2.2.2. Alteração da geometria do talude

A alteração da geometria do talude pretende solucionar o problema, actuando no talude de forma a

diminuir a sua inclinação média, recorrendo ou a talude continuo ou a banquetas (Figura 2.11), remo-

ção do material no topo com potencial capacidade instabilizante ou colocação de aterro no pé do

talude (exemplificado na Figura 2.12).

Figura 2.11 – Alteração da geometria do talude, recorrendo a banquetas. (adaptado GOOGLE Imagens)

Figura 2.12 - Estabilização do talude por colocação de material de aterro no pé do talude. (Retirado de Pinto [9])

12

2.2.3. Reforço com inclusões

Uma alternativa também como técnica de estabilização de taludes é o recurso a inclusões no talude,

que podem ser pregagens, ancoragens, microestacas, estacas passivas ou colunas de jet-grounting.

No âmbito deste trabalho importa realçar a tecnologia recorrendo ao uso de microestacas, como téc-

nica de reforço de estabilização e taludes.

Micro-estaca é uma estaca de pequeno diâmetro com extracção de solo, moldada, composta por

calda de cimento de selagem e/ou injecção e tendo elemento (s) de aço como reforço que resiste em

maior proporção à totalidade das cargas de projecto, comparativamente com as estacas convencio-

nais. Esta carga é maioritariamente resistida pelo aço e transferida, através da calda de cimento, ao

solo circundante através de elevados valores de resistência lateral e baixos valores de resistência de

ponta (Bruce et al [11]).

No entanto, as microestacas podem, assim, dividir-se em dois tipos, de acordo com o seu processo

de execução: microestacas cravadas ou microestacas moldadas no terreno. No caso das micro-

estaca cravadas, a cravação, no terreno, provoca alterações significativas no solo de fundação devido

à vibração produzida e à compressão que imprimem no solo envolvente, derivado do processo de

cravação. Por outro lado, as microestacas moldadas são executadas por furação com remoção do

solo, que será substituído pelo volume da estaca, o que não provoca alterações relevantes no solo de

fundação (Antunes [12]).

De acordo com Francisco [13] e Gonçalves [14], a sua aplicação justifica-se em reforços em estabili-

zação de taludes (Figura 2.13) e recalce de fundações de estruturas (Figura 2.14), fundações de no-

vas estruturas e fundações de novas estruturas em terrenos de difícil acesso/exíguos (Figura 2.15)

e/ou em terrenos difíceis.

Figura 2.13 – Microestacas como solução de estabilização de taludes.

13

Figura 2.14 – Solução de Reforço de Fundações de Estruturas Existentes (Retirado de Projecto 3ª fase [15])

Figura 2.15 – Microestacas em espaço exíguo. (GOOGLE Imagens)

De acordo com Coelho [16], as microestacas moldadas podem ser executadas por duas tecnologias

diferentes, de acordo com a pressão que se injecta a calda de cimento. Para injecções a baixa pres-

são ou por gravidade, dá-se o nome de microestacas do tipo I. Por outro lado, pode recorrer-se a

microestacas injectadas com pressão, na ordem de 20 a 40 bar, ao qual se dá o nome de microesta-

cas do tipo II. Ainda dentro das microestacas do tipo II, a injecção pode executar-se de duas formas:

IGU ou IRS. As microestacas do tipo II apresentam melhor qualidade do produto acabado, associado

ao facto de a injecção ser mais eficiente.

No que toca ao faseamento construtivo, citando Brito [17], pode dividir-se em 5 fases principais, sen-

do elas: marcação ou implantação, perfuração, colocação da armadura, injecção e ligação à estrutura

existente.

De acordo com Gonçalves [14], enumeram-se as principais vantagens: são elementos versáteis, que

permitem a sua aplicação em qualquer tipo de terreno e sob qualquer direcção espacial, de 0 a 90

14

graus. A sua capacidade de carga é elevada quando funcionam em grupo, funcionando à tracção e à

compressão, o seu equipamento de furação é ligeiro, pouco potente e permite a execução em espa-

ços exíguos. No entanto, de acordo com o mesmo autor, Gonçalves [14], tem baixa capacidade de

carga, pois tem pequenos diâmetros, sofrem de fenómenos de encurvadura e apresentam reduzida

capacidade de transmitir carga por ponta.

2.2.4. Recobrimento vegetal

Uma outra técnica de estabilização de taludes recorre a recobrimento vegetal, tal como apresenta

Pinto [9]. O recobrimento vegetal é especialmente vocacionado para a prevenção da erosão superfi-

cial e melhorar a drenagem do talude.

Dentro da técnica do recobrimento vegetal, há a possibilidade de recorrer a espécies arbóreas, de

pequeno porte, como se observa na Figura 2.16. Esta solução permite ganhos na estabilidade do

talude, beneficiando das raízes, ao formarem como que uma ancoragem e as folhas diminuírem a

erosão provocada pela precipitação da água.

Figura 2.16 - Benefícios da técnica do recobrimento vegetal. (Adaptado de Pinto [9])

O recobrimento vegetal pode também ser efectuado com recurso a um revestimento de hidrossemen-

teira, tal como se vê na Figura 2.17.

15

Figura 2.17 - Técnica de recobrimento vegetal com recurso a hidrossementeira. (Retirado de Pinto [9])

2.2.5. Recobrimento com redes metálicas

A solução de recobrimento do talude com redes metálicas, igualmente apresentado nas aulas teóri-

cas por Pinto [9], aplica-se na estabilização passiva e semi-passiva de taludes rochosos, que apre-

sentem risco de erosão superficial. Nas Figura 2.18 e Figura 2.19 apresenta-se um exemplo desta

solução.

Figura 2.18 - Recobrimento com rede metálica de talu-

des. (Retirado de Pinto [9])

Figura 2.19 - Recobrimento com rede metálica de

taludes. (Retirado de Pinto [9])

A rede funciona como elemento de contenção ao desprendimento de blocos pequenos do talude,

encaminhando-os para o pé do talude, onde se depositam em segurança, sem causar danos. O re-

curso a pregagens previne o desprendimento de blocos grandes, uma vez que estes são pregados ao

maciço, melhorando a estabilidade do talude.

16

2.2.6. Recobrimento com betão projectado

O recurso ao betão projectado, assinalando a ideia exposta por Carcedo et al [7], justifica-se nos ca-

sos em que se pretende uma estabilização passiva do talude, em maciços rochosos, prevenindo o

risco de erosão superficial.

A solução é composta por betão projectado, armado com rede electrossoldada, com pregagens ao

longo do talude, como elemento de ligação entre o talude e o betão projectado, tal como se represen-

ta na Figura 2.20.

Figura 2.20 – Recobrimento de taludes com betão projectado, armado e drenado. (Retirado de Pinto [9])

O betão projectado pode ser reforçado com fibras, o que dispensa o recurso a armadura. Esta solu-

ção é usada para situações em que a superfície do talude é muito irregular, conseguindo-se uma

melhor moldagem ao terreno do recobrimento e, logo, mais económica. A função do betão projectado

é estabilizar o talude, diminuindo a erosão superficial e o desprendimento de blocos de pequenas

dimensões. O betão projectado com fibras confere, de alguma forma, resistência mecânica ao talude.

Na Figura 2.21 apresenta-se uma solução tipo.

17

Figura 2.21 – Solução de revestimento com betão projectado com fibras. (Retirado de Pinto [9])

2.2.7. Estruturas de suporte

A estabilização de taludes apresenta também como alternativa o recurso a estruturas de suporte.

Vale a pena lembrar Brito [18] que a escolha do tipo de cortina a utilizar deve ter em consideração

vários aspectos, tais como:

Altura da escavação

Características geológico-geotécnicas do terreno a escavar

Nível freático

Solução definitiva ou solução provisória

Prazo de execução

Material e equipamentos disponível

Recursos financeiros e mão-de-obra disponível

Condições de vizinhança e espaço disponível

Deslocamentos permitidos na envolvente

De acordo com Matos Fernandes [19], as estruturas de suporte flexíveis são caracterizadas por redu-

zida rigidez, o que leva a que experimentem deformações distorcionais relevantes, em serviço. Por

outro lado, e recorrendo a Guerra [20] as estruturas de suporte rígidas funcionam como corpo rígido

devido ao seu elevado peso próprio e consequentemente rigidez, não sendo a sua deformabilidade

significativa.

As estruturas de contenção flexíveis apresentam deformações por flexão consideráveis, ao ponto de

influenciar o dimensionamento da distribuição de pressões de terras na estrutura uma vez que há

18

geração de movimentos no tardoz da cortina e, por conseguinte, os impulsos, esforços transversos e

momentos flectores variam.

De seguida apresentam-se as tecnologias de construção das estruturas de suporte mais usadas nes-

te tipo de problemas, as quais são cortinas de estacas, paredes de contenção do tipo Munique e pa-

redes moldadas em betão armado.

2.2.7.1. Cortinas de estacas

A cortina de estacas moldadas é uma solução de contenção periférica flexível, apresentada por Brito

[18] usada em construções em zonas urbanas, em obras de contenção em túneis e também utilizada

em situações como estabilização de taludes. Esta solução é cada vez mais utilizada actualmente,

pois caracteriza-se por ser de fácil e rápida execução.

As cortinas de estacas moldadas, tal como o nome sugere, são constituídas por estacas moldadas no

terreno. O processo construtivo da cortina está, por isso, muito dependente da forma como se fabrica

o seu elemento principal constituinte. Há diversas formas de se fabricar estacas no terreno, descritas

em seguida.

2.2.7.1.1. Tecnologias de construção de estacas moldadas no terreno

No seguimento do que foi dito anteriormente, a cortina de estacas é essencialmente formada por

estacas moldadas, serve por isso este ponto para uma breve passagem sobre o processo construtivo

das estacas.

As estacas são um elemento vertical introduzido no terreno pelo homem, são fabricadas em betão

armado, com a armadura ordinária, constituída por varões de aço, que é envolta por betão, que mol-

dado no terreno, dá forma à estaca. Há também outras situações em que se substitui a armadura

ordinária por perfis metálicos, ou seja, o perfil está no interior da estaca envolto por betão.

Segundo Brito [21] as tecnologias de construção disponíveis para o fabrico de estacas são os méto-

dos: com recurso ao trado contínuo, com recurso a tubo moldador recuperável ou perdido e com la-

mas bentoníticas.

19

2.2.7.1.1.1. Trado contínuo

O processo de fabrico de estacas com trado contínuo é o mais simples dos três métodos atrás enu-

merados. Este método é também o mais económico e que apresenta maior facilidade e rapidez de

execução. Por outro lado, por ser tão simples, este método apenas pode ser usado em solos que

apresentem alguma coesão e em contenções não muito profundas.

A coesão do solo permite que as partículas de solo não se soltem e as paredes do furo se mante-

nham verticais. Assim, ao se escavar as paredes auto-sustentam-se, não sendo necessário recorrer à

sua contenção.

Brito [18] descreve o faseamento construtivo deste tipo de estacas na Figura 2.22.

Figura 2.22 – Representação do faseamento construtivo da execução de estacas com trado contínuo (Retirado de Brito [18])

Segundo Brito [18], o processo construtivo contempla as fases que se descrevem de seguida:

Tabela 2.1 – Síntese do processo construtivo de estacas com recurso a trado contínuo.

Processo construtivo de estacas com trado contínuo

Furação (1) Furação com trado contínuo até à profundidade pretendida. A fura-ção é executada com o trado contínuo, que serve também para ex-

pulsar o solo pela rotação da haste.

Extracção do trado e betonagem

(2) e

(3)

Extracção do trado contínuo com betonagem submersa, em simul-tâneo, através do veio oco do trado pelo fundo do furo, até à boca do

furo. Colocação de ar-

madura (4)

Introdução da armadura da estaca pela cabeça do furo, o qual se encontra totalmente preenchido por betão.

Saneamento da cabeça

Saneamento da cabeça da estaca, uma vez que o betão que está mais à superfície pode estar contaminado com detritos do solo, proveni-

entes da escavação, que com a subida do betão colocado no furo transporta material deslocado.

(1) (2) (3) (4)

20

A solução de execução de estacas com recurso a trado contínuo impõe uma limitação no comprimen-

to máximo das armaduras, na ordem de 12 metros devido à dificuldade na colocação e garantir o

recobrimento.

2.2.7.1.1.2. Tudo moldador recuperável ou perdido

Em alternativa, a execução de estacas recorrendo ao tubo moldador recuperável justifica-se em ter-

renos com menor resistência do que os anteriores, no entanto com alguma coesão. Nestes solos, há

a necessidade de conter as paredes do furo enquanto se faz a furação e não se preenche o furo com

betão. Desta forma, recorre-se ao tudo moldador para conter as paredes do furo, no intervalo de tem-

po entre a furação e a betonagem da estaca. Por estas razões, este procedimento acarreta mais en-

cargos e é mais moroso, em comparação com o anterior.

O tubo moldador é cilíndrico e metálico, e retira-se do furo quando se procede à betonagem da esta-

ca. O recurso ao tubo moldador metálico acarreta problemas associados com os diâmetros standards

que estão disponíveis no mercado, tendo por isso de compatibilizar o diâmetro da furação com o do

tubo moldador.

As principais fases do processo construtivo, de acordo com Meireles et al [22], são descritas segui-

damente na Tabela 2.2 e as quais se relacionam com a Figura 2.23.

Figura 2.23 – Faseamento construtivo de estacas segundo a técnica com recurso a tubo moldador recuperável. (Adaptado de Lopes [23])

(1) (2) (3) (4)

21

Tabela 2.2 – Síntese do faseamento construtivo de estacas pela técnica de tubo moldador recuperável.

Faseamento construtivo de estacas pela técnica de tubo moldador recuperável

Colocação do tubo moldador

(1)

A colocação do primeiro troço do tubo moldador, dentado na ponta em contac-to com o solo, carece de uma escavação prévia de alguns metros. Com o

auxílio de vibração e rotação aplicada ao tubo, este vai vencendo o atrito do solo descendo, até à profundidade que se pretende que fique cravado.

Furação (2)

O trado ou o balde suspenso podem ser usados para furar o terreno. A remoção do terreno é conseguida pelo movimento de rotação do trado, que transposta nas suas hastes o solo escavado e o deposita à superfície. O balde

é outra forma de remover o material escavado, geralmente mais usado para limpeza do fundo do furo, no qual se deposita material proveniente da escava-

ção. A furação e a introdução do tubo moldador vai prosseguindo de forma alterna-da, uma vez que a totalidade do furo da estaca carece de tubo moldador para se executar a furação. O processo termina com a escavação até à cota pre-

tendida.

Colocação da armadura

(3) A colocação da armadura faz-se a partir da boca do furo. A armadura já pronta é suspensa verticalmente numa grua que a faz descer e coloca no interior do

furo.

Betonagem (4)

Colocada a armadura, segue-se a betonagem da estaca moldada contra o terreno. A betonagem é feita a partir do fundo do furo, com o betão a ser colo-cado submerso, até se atingir o topo da estaca. Simultaneamente à betona-

gem remove-se os troços do tubo moldador, recorrendo a um macaco hidráu-lico posicionado na boca do furo, que faz subir o tubo.

Saneamento da cabeça

O saneamento da cabeça da estaca é necessário porque o betão que ascen-de à superfície é aquele que esteve no fundo do furo e que pode estar conta-minado por restos provenientes da escavação. Assim, remove-se cerca de 1

m de altura do betão da cabeça da estaca.

Por outro lado, em terrenos em que a água está presente, por afluir ao furo com rapidez e em grande

quantidade, surge a opção de usar na mesma o tubo moldador, mas a sua recuperação não faz sen-

tido, ou seja, o tubo moldador é perdido no furo, de forma a que a betonagem se processe sem pro-

blemas associados à percolação, não comprometendo as características de funcionalidade e resis-

tência do betão. O processo construtivo é em tudo igual ao que anteriormente se descrever, excepto

na fase de betonagem na qual não se retira o tubo moldador, ficando perdido no furo.

Por este facto, a processo recorrendo ao tubo moldador não recuperável é o que tem maiores encar-

gos financeiros, uma vez que a perda do tubo no furo apresenta elevados custos.

2.2.7.1.1.3. Lamas bentoníticas

Por outro lado, de acordo com Tomllinson [24], a tecnologia de construção de estacas com recurso a

lamas bentoníticas justifica-se em terrenos em que as paredes do furo não têm capacidade de auto-

sustentação, função que é atribuída às lamas bentoníticas.

As lamas bentoníticas são uma mistura tixotrópica, isto é, apresentam viscosidade quando estão em

repouso mas comportam-se como líquido quando em movimento. Por isso, as lamas bentoníticas

tiram partido da sua viscosidade, quando se encontram em repouso, para suster as paredes do furo.

22

A produção das lamas bentoníticas é feita numa central apropriada, o que é o mesmo que dizer que

tem de se prever um espaço para implantação do respectivo estaleiro de produção nas obras que se

recorra às mesmas. Por outro lado, as lamas bentoníticas são reutilizáveis, podem utilizar-se em vá-

rias estacas.

No que se refere ao faseamento construtivo, citando novamente Brito [18], o processo é composto

pelas fases apresentadas na Tabela 2.3 e que se observam na Figura 2.24.

Figura 2.24 – Faseamento construtivo do processo de estacas com lamas bentoníticas (Retirado de Brito [18])

Tabela 2.3 – Síntese do faseamento construtivo de estacas com recurso a lamas bentoníticas.

Faseamento construtivo de estacas com lamas bentoníticas

Central de Lamas

Instalação da central de produção, distribuição, recuperação e reciclagem das

lamas.

Furação (1)

A boca do furo, numa profundidade de cerca de dois diâmetros da estaca, deve ser delimitada e protegida por muros-guia, para que não seja possível a

passagem das lamas para o terreno superficial envolvente. Os muros-guia auxiliam no processo de escavação e servem para controlar a cota das lamas

bentoníticas.

Limpeza do fundo do furo

(2) Neste tipo de terrenos, o balde revela-se a ferramenta mais apropriada para a limpeza do furo, ou até mesmo para a furação, uma vez que os terrenos são

mais fracos.

Estabilização do furo

(3)

As lamas bentoníticas estabilizam o furo devido à sua propriedade de viscosi-dade o que não permite que o solo se solte das paredes. Elas preenchem o

furo na totalidade enquanto de faz a escavação e, posteriormente, a colocação de armaduras e betonagem da estaca. O nível das lamas deve ser mantido

constante ao longo de todos os processos. Colocação da

armadura (4)

A armadura pronta é introduzida verticalmente no furo, com auxílio de uma grua, tal como nos casos anteriores.

Betonagem da estaca

(5)

A betonagem da estaca é feita de acordo com a técnica de betão submerso, ou seja, o betão é colocado no fundo do furo de baixo para cima, em que o

betão mais antigo vai subindo, ficando o mais recente por baixo.

Nota especial para a fase de introdução das lamas. As lamas bentoníticas são introduzidas no terreno

à medida que a furação e consequente remoção de terras é feita, de maneira que o nível superior das

lamas fique estável durante o processo, ou seja, não há alteração do nível das lamas no furo.

(1) (2) (3) (4) (5)

23

2.2.7.1.1.4. Tecnologia construção cortina de estacas moldadas

Feita a revisão geral dos três métodos de fabrico de estacas, a sua escolha é baseada nos condicio-

namentos impostos pelo terreno e optando-se pela melhor solução, conjugando factores económicos

e temporais.

As cortinas de estacas são construções cujo elemento principal constituinte é a estaca, disposta num

alinhamento contínuo ou descontínuo, formando uma parede com função de contenção. São constru-

ídas verticalmente, para conter taludes de médio a grande porte, em que as deformações não sejam

especialmente condicionantes.

De acordo com Brito [18] existem três tipos de cortinas, baseado no espaçamento entre estacas: es-

paçadas, contiguas e secantes.

Cortina de estacas espaçadas

Segundo Knappett et al [25] as cortinas de estacas espaçadas são formadas por um alinhamento de

estacas moldadas no terreno, formando uma parede, sustendo o solo que se encontra no espaço

deixado livre entre as estacas, tirando partido do efeito de arco. Este espaçamento, em geral, não

excede um diâmetro da estaca, para se conseguir mobilizar o efeito de arco entre as estacas. Na

Figura 2.25 observa-se um exemplo de uma cortina de estacas espaçadas.

Figura 2.25 – Cortina de estacas espaçadas. (Obtido em Lopes [26])

A formação do alinhamento de estacas espaçadas é a solução mais económica e exequível rapida-

mente. No entanto, a sua aplicabilidade não é adequada em solos arenosos com nível freático, pois

não garante estanquidade. Mais, a sua aplicação só faz sentido em solos capazes de mobilizar resis-

tência, através do efeito de arco que sustem as terras entre as estacas. Por fim, tal como evidencia a

Figura 2.25, este tipo de cortina requer ancoragens para suportar as acções das pressões de terras.

No espaço deixado entre as estacas, que está ocupado com solo, aplica-se uma camada de betão

projectado, geralmente, e dispõem-se também de uma rede electrossoldada para impedir que o betão

destaque e para melhorar a resistência. Em substituição da rede eletrossoldada, pode projectar-se

betão com fibras, conseguindo um efeito semelhante.

24

Cortinas de estacas contiguas

Em terrenos cuja resistência é baixa, por isso a solução de estacas espaçadas é impraticável, pode

optar-se por formar um alinhamento de estacas contiguas ou tangentes (Figura 2.26). Esta solução é,

na prática, boa para solos argilosos, em que a problemática associada ao acesso da água ao interior

da escavação não é condicionante, pois, mais uma vez, não garantem estanquidade.

Figura 2.26 – Cortina de estacas contiguas. (Obtido em Lopes [26])

Neste tipo de solução, como se percebe, a aplicação do betão projectado entre estacas deixa de fa-

zer sentido, uma vez que não há solo entre estacas que possa instabilizar.

O recurso a ancoragens nas estacas é usual também neste tipo de contenção, com vista a melhorar a

sua resistência.

No entanto, a execução deste tipo de solução é difícil no que se refere a executar estacas tangentes

correctamente sem danificar a estaca existente.

Cortinas de estacas secantes

Em alternativa à solução de estacas contiguas, apresenta-se a solução de cortina de estacas secan-

tes, na Figura 2.27.

Figura 2.27 – Cortina de estacas secantes. (Obtido em Lopes [26])

Como se pode ver na imagem, o alinhamento das estacas é feito para que se intersectem, ficando

umas sobrepostas nas outras, formando uma estrutura continua. Isto permite uma solução que se

25

pode dizer que é impermeável, caso se tome especial cuidado no processo construtivo. Assim, a sua

aplicação recomendável é em situações em que haja possibilidade de entrada de água na escavação,

uma vez que esta solução consegue ser estanque.

O faseamento construtivo desta parede é preponderante para se conseguir ter estacas a cortar as

adjacentes. Assim, é executado um primeiro alinhamento descontínuo de estacas, deixando espaço

entre estacas seguidas, em que o espaçamento não pode ir além de um diâmetro. Neste primeiro

alinhamento, as estacas são fabricadas com um material menos resistente, para que se consiga cor-

tar aquando da execução do segundo alinhamento. De seguida, fecha-se a parede com o segundo

alinhamento de estacas, a executar com um betão convencional, que irá cortar as estacas do primeiro

alinhamento.

As estacas da primeira fase, por norma, não são armadas ou dispõem de pouca armadura mas é

nelas que se faz a ancoragem. Por outro lado, as estacas do segundo alinhamento, são as estacas

resistentes, que são armadas, ou com armadura ordinária ou com perfis metálicos.

Visto a tipologia da cortina de estacas, segue-se uma breve caracterização do faseamento construtivo

das cortinas de estacas moldadas no terreno.

Após a execução das estacas no terreno de acordo com os métodos descritos anteriormente, proce-

de-se ao saneamento da cabeça das estacas para se executar a viga de coroamento, ao longo de

todo o muro, não esquecendo que pode haver necessidade da viga de coroamento levar ancoragens.

O topo da parede já está realizado e em condições de se começar a escavação.

Realiza-se então a fase de escavação. A partir daqui, a escavação faz-se faseadamente, em alter-

nância entre escavação e colocação de ancoragens nas estacas, até vencer a altura pretendida.

Por fim, ou se acaba com a execução de uma laje de piso térreo ou outra forma desejada, como por

exemplo uma banda de laje como elemento de suporte.

Para concluir, torna-se desvantajoso o recurso à cortina de estacas moldadas no terreno devido ao

facto de necessitar de equipamento e pessoal especializado, bem como ser difícil garantir ou a verti-

calidade ou o diâmetro das estacas, quando a betonagem é executada contra o terreno, ou, ainda,

poder haver anomalias no betão devido a percolação de água nos terrenos. Porém, a cortina de esta-

cas moldadas no terreno possibilita vencer grandes alturas de contenção, com uma grande gama de

diâmetros disponíveis.

2.2.7.2. Parede de contenção do tipo Munique

As cortinas de Munique, também designadas por outros autores por Cortinas de Berlim Definitivas,

são estruturas de contenção flexíveis. Citando Coelho [16], as cortinas de Munique são constituídas

por painéis de betão armado, dispostos verticalmente e apoiados em perfis metálicos cravados no

26

terreno verticalmente. Normalmente, no interior do painel de betão armado é aplicada uma ancora-

gem.

Na Figura 2.28 apresenta-se a solução de muros de contenção tipo Munique. Na mesma imagem, é

possível verificar a grande altura que esta solução permite vencer.

Figura 2.28 – Exemplo da aplicação da solução de contenção recorrendo a muros de contenção do tipo Munique para vencer grande altura. (Retirado de [27])

Esta solução é empregue em obras acima do nível freático, pois a ligação dos painéis aos perfis me-

tálicos verticais não garante estanquidade da água, o que não permite que seja praticável noutras

situações.

A execução desta solução requer escavação com a face aberta, ou seja, escavação em que a face

escavada permanece aberta, e sem contenção, até que se executem os painéis de betão armado,

moldados contra o terreno. Desta forma, o solo deve apresentar características médias a boas, de

forma a conseguir-se escavar os painéis, minimizando a descompressão dos solos escavados.

De seguida, faz-se uma breve descrição do faseamento construtivo deste método.

1. Colocação dos perfis metálicos

Os perfis metálicos, em H geralmente, são colocados no terreno através de furação à rotação antes

de todos os trabalhos. São dispostos verticalmente, com espaçamento na ordem de 2 a 3 metros,

coincidente com a largura dos painéis de betão armado. Os perfis servem para suportar as acções

verticais impostas pelas ancoragens e suportar os painéis de betão.

Os perfis são fundados no terreno através da selagem com calda de cimento, como se observa na

Figura 2.29.

27

Figura 2.29 – Colocação dos perfis verticais. (Retirado de IST [28])

2. Execução viga de coroamento

À superfície e antes de iniciar a escavação e a execução dos painéis em betão armado, faz-se uma

viga de coroamento, no topo dos perfis, ligando-os para que trabalhem em conjunto.

A viga de coroamento é em betão armado, deixando as armaduras de espera para ligar os painéis de

betão a executar por baixo, solidarizando a estrutura, tal como se observa na Figura 2.30.

Figura 2.30 – Execução de viga de coroamento. (Retirado de IST [28])

3. Execução dos painéis de betão armado

28

Os painéis são executados apenas após a escavação do respectivo painel estar concluída, sendo

que essa escavação é feita por painéis alternados, por níveis, como ilustram as Figura 2.31 a Figura

2.33.

A abertura dos painéis é alternada para não descomprimir o terreno todo, e também de forma a que

este permaneça estável, à custa de transmissão de esforços para as zonas não escavadas pelo efei-

to de arco, uma vez que não se usa entivação.

Figura 2.31 – Execução dos painéis primários. (Retirado de IST [28])

Os painéis produzidos em primeiro lugar, designados por painéis primários, são escavados, colocada

a armadura e betonados. Após descofragem, executa-se a ancoragem (Figura 2.31).

De seguida, elaboram-se os painéis secundários, pela mesma ordem dos painéis primários, que ocu-

pam o espaço disponível deixado pelos painéis primários (Figura 2.32).

Figura 2.32 – Execução dos painéis secundários. (Retirado de IST [28])

A solidarização dos painéis primários e secundários tem de ser feita, deixando para isso as armadu-

ras em espera, em todas as faces dos painéis, e colocando cofragens quando se efectua a betona-

gem.

29

O método construtivo dos painéis avança por níveis, de aproximadamente um pé direito, até à pro-

fundidade pretendida, pela sequência atrás detalhada, tal como mostra a sequência na Figura 2.33.

Figura 2.33 – Ilustração da realização dos paineis primários e secundários no segundo nível. (Retirado de IST [28])

4. Execução da sapata de fundação

A sapata de fundação (Figura 2.34) é caracterizada por uma viga em betão armado, elaborada de

forma semelhante ao que se descreveu para os painéis, primários e secundários

Figura 2.34 – Execução da sapata de fundação. (Retirado de IST [28])

Por fim, a título de exemplo na Figura 2.35, apresenta-se a contenção utilizada para concretizar o

Centro Comercial do Campo Pequeno, em Lisboa, recorrendo à solução de parede de contenção do

tipo Munique.

30

Figura 2.35 – Exemplo da solução de paredes de contenção do tipo de Munique. (Retirado de Brito [21])

Concluindo, as paredes tipo Munique obtêm um bom acabamento, por ser cofrado no seu interior,

conseguem avanços simultâneos na escavação e na contenção e por fim não exigem nem equipa-

mento nem mão-de-obra especializados. Em sentido contrário, o processo apresenta baixo rendimen-

to, não pode ser usado caso se detecte nível freático elevado.

2.2.7.3. Paredes moldadas em betão armado

As paredes moldadas são elementos de contenção verticais, moldados no terreno. O seu módulo

principal constituinte é o painel vertical de betão armado, que se constrói individualmente. A parede é

formada por vários painéis de betão armado, dispostos lado a lado, ligados por juntas, formando uma

parede vertical continua com capacidade resistente.

Como forma de conferir resistência à flexão e às acções horizontais recorre-se a ancoragens nos

módulos de betão armado. As ancoragens são colocadas todas num mesmo nível, podendo haver

mais do que um nível de ancoragens, caso se pretenda.

As paredes moldadas em betão armado são uma técnica de contenção que se usa para contenções

de média a grande altura, em zonas urbanas. As paredes moldadas podem fazer parte da estrutura

definitiva, como por exemplo em caves para estacionamento, uma vez que nas juntas entre os pai-

néis de betão pode aparecer humidades, que não é agradável em habitações. No caso anterior, há a

necessidade de ter cuidados especiais na impermeabilização total da parede.

Este tipo de solução pode usar-se quer em solos brandos quer em maciços rochosos, mudando para

isso a ferramenta de escavação. No primeiro dos casos, a escavação recorre a grab hidráulico, ao

31

passo que nos maciços rochosos, a ferramenta de escavação tem de conseguir desmontar a rocha, e

para isso recorre-se a ferramenta cortante, através de rodas dentadas.

Na Figura 2.36 apresenta-se o faseamento construtivo geral.

Figura 2.36 – Ilustração do faseamento construtivo da execução de paredes moldadas em betão armado. (Retirado de FRANKI [29])

Segundo Coelho [16], o faseamento construtivo é o que se a seguir se apresenta:

1. Reconhecimento da obra

O reconhecimento da obra visa conhecer o terreno em questão, em termos de canalizações existen-

tes, cabos de passagem eléctricas ou de televisão, entre outros elementos que existem em zonas

urbanas. Por outro lado, é também importante averiguar a possível existência de fundações dos edifí-

cios vizinhos no terreno que se pretende escavar, ou até mesmo restos de materiais de antigas cons-

truções no próprio terreno. Estes relatos devem ficar todos documentados em planta própria.

2. Escavação prévia

A escavação prévia faz sentido nos pontos atrás assinalados para reconhecimento do terreno, bem

como das cotas das fundações vizinhas. No entanto, a escavação pode não ser benéfica na fase

seguinte, execução de muretes-guia, devido à descompressão imposta no solo derivada da escava-

ção.

3. Execução dos muretes-guia

Os muretes guia são habitualmente fabricados em betão armado, com uma altura de cerca de 0,80 a

1,50 metros. São formados por dois muros dispostos paralelamente, com uma distância dependente

da espessura da parede.

32

Estes muros têm a função de guiar a escavação para os painéis verticais, a qual é inserida no seu

interior.

4. Preparação e controlo das lamas bentoníticas

As lamas bentoníticas são a mistura que estabiliza as paredes do furo, se for usada, no intervalo de

tempo compreendido entre a escavação e a betonagem da parede. Estas lamas requerem uma cen-

tral própria, onde estão todos os processos de produção.

Na escavação, as lamas bentoníticas devem ocupar todo o volume da parede.

5. Escavação dos painéis de parede moldada

Os painéis de parede moldada podem escavar-se de em contínuo (Figura 2.37) ou alternadamente

(Figura 2.38). A execução com recurso à metodologia de avanço alternadamente requer o uso de

dois tubos junta, e permite avanços mais rápidos do que a fabricação em contínuo, uma vez que pos-

sibilita o avanço em duas frentes de trabalho.

Figura 2.37 – Metodologia de avanço em contínuo dos painéis. (Retirado de Brito [21])

Figura 2.38 – Metodologia de avanço alternadamente dos painéis. (Retirado de Brito [21])

6. Execução e colocação das armaduras

A armadura dos painéis de betão armado é feita em gaiola, para a totalidade da altura do painel, re-

comendavelmente. A sua execução faz-se no estaleiro da própria obra, caso haja espaço disponível,

ou fabricada fora da obra e transportada por camiões para a obra.

33

A colocação da armadura é um processo crítico, uma vez que esta é levantada e colocada na vertical,

fazendo-a descer e entrar pelo furo criado pela escavação. A armadura deverá estar munida dos es-

paçadores e dos negativos para a execução das ancoragens, caso seja necessário.

7. Betonagem da parede moldada

A betonagem da parede moldada consegue-se com recurso a tubo tremie, colocando o betão no fun-

do do furo, ou seja, é betonado de baixo para cima, sendo a lama removida e transportada para a

central, para reutilização.

Esta fase deve ser alvo de controlo especial, para averiguar se há perdas de betão no terreno ou se

há estrangulamentos na parede escavada. Isto é feito à custa de medição do volume de betão colo-

cado, compatibilizando com a cota expectável que deveria estar, ou seja, volume teórico.

A título de exemplo, apresenta-se na Figura 2.39, uma imagem fotográfica da contenção em parede

moldada, elaborada na contenção de 7 pisos enterrados na nova sede da EDP, em Lisboa.

Figura 2.39 – Solução de paredes moldadas na contenção executada em Lisboa, na sede da EDP. (Retirado de [27])

Concluindo, as paredes moldadas permitem conter grandes alturas, sendo possível utilizar em quase

todas as circunstâncias geológico-geotécnicas (desde percolações subsuperficiais, a nível freático

elevado, terrenos menos bons), pois garante boa estanqueidade à água. Apesar disso, em terrenos

duros os rendimentos baixam, necessita de grande espaço de estaleiro, por poder haver a necessi-

dade de usar fluidos estabilizantes, e o equipamento e a mão-de-obra têm de ser especializados.

34

3. Descrição do caso de estudo

3.1. Enquadramento geral

3.1.1. Elementos de base

O caso de estudo desta dissertação localiza-se entre o km 68+850 e o km 69+000, da EN115, na

proximidade de Bucelas, concelho de Loures, distrito de Lisboa, Portugal (Figura 3.1). Trata-se de

uma obra de reperfilamento do talude existente de forma a estabilizar a encosta. A estabilização do

talude recorreu à combinação de três soluções: cortina de estacas, reforço de uma estrutura de con-

tenção existente e reforço de uma caleira ancorada igualmente existente.

Atendendo ao deficiente desempenho das ancoragens executadas no âmbito das intervenções de 1ª

e 2ª fases, anteriores ao presente caso de estudo, tal como se descreverá de seguida, a solução de

reforço executada e acompanhada no decorrer da presente dissertação, foi concebida de modo a

evitar o recurso a ancoragens.

Figura 3.1 – Representação em imagem aérea do local implantação da solução em estudo. (GOOGLE Earth)

Tal como foi dito anteriormente, a solução de estabilização foi materializada por uma cortina de esta-

cas moldadas no terreno com contrafortes em perfis metálicos HEB, por um reforço numa caleira

ZONA EM

ESTUDO

ESTRADA

EN115 N

35

ancorada e pelo reforço de uma parede ancorada, ambos existentes, como mostram as Figura 3.2 e

Figura 3.3.

Figura 3.2 – Representação em planta da área de implantação bem como da solução proposta. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Figura 3.3 – Representação do corte-tipo da solução proposta. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Estrada

36

O projecto de execução dos trabalhos atrás referidos foi realizado pela empresa JETsj Geotecnia,

sendo o construtor geral a CONSTRUÇOES PRAGOSA, S.A.. Os trabalhos de geotecnia, estavam a

cargo da MOTA ENGIL. O dono de obra é a empresa EP Estradas de Portugal, S.A. tendo também a

seu cargo a fiscalização da obra.

3.1.2. Considerações geológico-geotécnicas

Seguidamente, na Figura 3.4 apresenta-se um excerto da carta geológica de Loures, obtida em Terri-

nha [30], na qual se localiza a zona em estudo.

Figura 3.4 – Excerto da Carta Geológica 34-B enquadramento da zona em estudo.

Através da análise da carta geológica de Loures, mais concretamente da zona em estudo, Figura 3.4,

e do excerto da legenda, Figura 3.5, constatou-se que os terrenos existentes nesta zona datadas da

Era Mesozóica, correspondem ao período Jurássico, denominados por J4-5

.

Figura 3.5 – Excerto da Legenda da Carta Geológica 34-B (Legenda Completa apresentada no Anexo C)

37

Os terrenos J4-5

são caracterizados pela existência de margas e calcários, o que foi confirmado, como

se verá mais à frente.

A encosta apresenta uma estratificação composta pela alternância de níveis de margas e argilas

margosas, com calcários, essencialmente margosos.

A camada de solo de cobertura era composta por depósitos de vertentes de origem essencialmente

argilo-margosa, com seixo e blocos de calcário, distribuídos de forma errática.

De acordo com Projecto 1ª fase [31] e Projecto de 2ª fase [32], o zonamento geotécnico realizado no

âmbito das referidas intervenções, permitiu dividir as camadas de solo como a segui se descreve.

A primeira camada era composta por aterros (ZG1), de génese não selectiva e heterogéneos, com

uma espessura de cerca de 3 metros, apresentava uma variação espacial quer nas características

resistentes e de deformabilidade.

Ate à profundidade de aproximadamente 7,5 metros, surge uma camada argilosa (ZG2), a qual apre-

sentava uma alteração nas ligações entre partículas do solo, o que levou a considerar como possíveis

depósitos de vertente. Os ensaios de SPT variaram entre 6 a 40 pancadas.

A camada mais profunda, competente, era composta por calcários margosos (ZG4), até profundidade

não conhecida. As sondagens recolhidas mostravam fracturas próximas a medianamente espaçadas

entre si.

Foram também detectadas, a varias profundidades, camadas de margas (ZG3), com espessuras

entre 0,5 metros a 1,5 metros, na proximidade da interface das camadas de argilas e de calcário

margoso.

As bancadas de calcário apresentavam-se fragmentadas por duas famílias de fracturas: a primeira

dispondo de uma direcção subparalela à direcção da estratificação, mas com inclinação contrária, e a

segunda, com direcção praticamente perpendicular às anteriores.

Durante a ocorrência do escorregamento inicial, foi visível a presença de água e sua permanência

durante a época seca, o que indiciou a existência de uma alimentação hidrogeológica permanente. A

área em estudo encontrava-se situada sobre um alinhamento de uma falha provável, a alimentação

profunda poderia ser oriunda da ressurgência de água originada pela barreira hidrogeológica que a

falha constitui e pelo seu preenchimento com material argiloso. O maciço existente na zona em estu-

do, ao nível hidrogeológico, apresentava uma particularidade importante, o facto de se constituírem

aquíferos semi-confinados, onde os níveis margosos de permeabilidade por porosidade, de fraca

permissividade e lenta percolação, se intercalam em níveis calcários de permeabilidade por fissura-

ção, onde a água circula pelas fissuras. A existência das duas famílias de fracturas profundas permi-

tiu a conexão de subníveis aquíferos, o que pode conduzir a maiores produtividades hidrogeológicas

e afluência de água aos terrenos de cobertura.

38

O talude em estudo apresentava uma estrutura típica em monoclinal, conduzindo à entrada de água

no maciço a cotas superiores, na Serra da Alrota, designada por zona de alimentação, e a cotas infe-

riores, ao longo da encosta e na linha de água no pé da encosta, apresentava uma zona de saída.

De salientar o facto importante de não se apresentar no presente documento, o perfil geológico do

local do incidente, por não se ter tido acesso a tal informação. Este elemento possibilitaria uma inter-

pretação e conhecimento da geologia afectada pelo escorregamento.

3.1.3. Breve historial

Inicia-se este subcapítulo por apresentar a Tabela 3.1, que resume os acontecimentos marcantes no

talude da estrada EN115 em estudo.

Tabela 3.1 – Resumo dos principais acontecimentos no talude da Estrada EN115.

Cronologia dos acontecimentos no talude da Estrada EN115

Janeiro de 2001 Instabilização do talude, que levou à interrupção do trafego da EN115 Maio de 2001 Projecto de 1ª fase Junho de 2001 Projecto de 2ª fase

Setembro de 2003 Adenda ao Projecto de 2ª fase Setembro de 2011 Projecto de Reabilitação do Sistema de Estabilização da Encosta Setembro de 2013 Começo dos trabalhos no talude referentes ao projecto de 3ª fase

Tal como resume a Tabela 3.1, o talude em estudo foi objecto de diferentes intervenções ao longo de

uma década.

O talude da estada nacional EN115, km 68+850 e km 69+000, tinha vindo a registar movimentos im-

portantes na encosta, segundo os relatos fornecidos pelos moradores nas proximidades e utentes

daquela via. Mais concretamente em Janeiro de 2001, altura em que se registaram os deslizamentos

mais gravosos e que levaram à interrupção da EN115, como mostra a Figura 3.6.

39

Figura 3.6 – Fotografia após o incidente ter ocorrido, com destruição visível. (Retirado de Projecto 1ª fase [31])

O incidente ocorrido levou ao fecho da estrada nacional EN115, no ano de 2001 tal como foi dito e

compreendeu uma extensa área da encosta, intersectando o eixo da via numa extensão de aproxi-

madamente 100 metros a qual registou movimentos verticais de cerca de 10 metros e horizontais de

3 metros.

A referida encosta, encontra-se situada numa região com pluviosidade abundante no Inverno, o que

leva a que grande volume de água da chuva precipite sobre a superfície do terreno. A água precipita-

da ou se infiltra nos terrenos, estabelecendo uma rede de fluxo no interior das camadas de solo, ou

escorre pela superfície, formando caminhos preferenciais. Ao se infiltrar nos terrenos, consoante a

sua morfologia, pode potenciar a instabilização da encosta por saturação e amolecimento dos solos,

ou por formar caminhos de escoamento nas interfaces dos diferentes tipos de materiais, o que poten-

cia também a instabilização das camadas suportadas.

Segundo o projecto de 1ª fase [31], esses primeiros movimentos foram registados ao longo de uma

extensa área da encosta, aparecendo na superfície vários indícios de que o talude estava a sofrer

movimentos. A encosta ficou marcada com fendas, fracturas, levantamentos e abatimentos de terras

característicos de movimentos associados a camadas subsuperficiais instabilizadas. Na encosta es-

tavam também localizados elementos susceptíveis de danos, tais como habitações particulares que

experimentaram os movimentos instabilizantes bem como o trecho de uma passagem rodoviária per-

tencente a rede de estradas nacionais, a dita estrada EN115, e elementos verticais, tais como árvores

e postes de electricidade, que apresentavam rotações.

A metodologia que foi usada, no âmbito das intervenções dos projectos de 1ª e 2ª fases, na análise e

rectificação dos problemas ocorridos na encosta foi avançar com uma caracterização do local afecta-

do através de uma missão de reconhecimento ao local, bem como recolha de elementos fotográficos,

40

acompanhados por ensaios em laboratório para caracterização de amostras recolhidas in situ que

apoiaram a tomada de medidas correctivas.

A missão ao local foi levada a cabo a fim de fazer uma melhor caracterização da situação existente

no local do incidente, e também para um reconhecimento do local que permitisse uma delimitação da

área onde ocorreram os escorregamentos. Este reconhecimento visou caracterizar a geologia da

superfície, impactos nas construções afectadas, danos causados nas infra-estruturas e conhecimento

dos terrenos afectados, bem como a profundidade envolvida.

Através da missão ao local foi também possível separar as intervenções a executar na encosta, tendo

em conta o seu grau de urgência. O projecto de 1ª fase englobava intervenções que tinham de ser

levadas a cabo com urgência, com vista a restabelecer o funcionamento normal do eixo rodoviário

interrompido, uma vez que as condições de funcionalidade e segurança do eixo estavam ameaçadas.

Por outro lado, o projecto de 2ª fase continha intervenções de caracter menos urgente, a serem leva-

dos a cabo após concluídos os trabalhos anteriores de caracter urgente e em que já se disponha de

todos os dados de prospecção que ainda estavam em curso.

A missão ao local visou essencialmente o reconhecimento do terreno, através de observação in situ e

recolha de elementos fotográficos e dados topográficos.

Após o reconhecimento do local e através dos dados topográficos foi possível inferir sobre os vários

assuntos importantes envolvidos na instabilização da encosta. Através do reconhecimento foi também

possível verificar que os movimentos estabilizantes na encosta já tinham ocorrido no passado, não

sendo por isso recentes.

3.1.3.1. Primeira fase

A primeira fase diz respeito à intervenção no âmbito do projecto de 1ª fase. Esta pretendia tomar me-

didas para correcção da instabilização da encosta a curto prazo, ou seja, o mais rápido possível, mas

também com preocupações a médio e longo prazo. Em simultâneo com a tomada de decisões, decor-

ria um plano de reconhecimento do local do deslizamento através de uma campanha de reconheci-

mento apoiada em elementos topográficos, ensaios in situ com sondagens SPT com recolha de

amostras remexidas para posterior análise em laboratório.

De acordo com projecto de 1ª fase [31], as medidas passavam no essencial por providenciar a encos-

ta de um sistema correcto e eficaz de drenagem de águas superficiais e subsuperficiais através da

construção de valas e valetas drenantes e a implantação de muros de gabiões, também eles com

capacidade drenante.

O objectivo das medidas da primeira fase seria de restituir o eixo rodoviário afectado o mais depressa

possível, em condições de segurança e funcionalidade, uma vez que este tinha sido interrompido em

41

consequência do movimento ocorrido na encosta o que causava grandes transtornos aos utentes da

estrada EN115, que recorriam a um desvio temporário. Por outro lado, na primeira fase foi também

delineado um plano de caracterização do cenário geológico-geotécnico do local envolvido pela insta-

bilização. Este plano de caracterização iria ser usado posteriormente, no projecto de 2ª fase.

Caracterização morfológica, geológica e hidrogeológica

A missão de reconhecimento ao local, associada ao projecto de 1ª fase, concluiu que no espaço da

zona afectada pelo escorregamento desenvolveu-se numa vertente de pendente media a suave, inse-

rida em terrenos margosos. Estes apresentavam uma camada superficial de depósitos de vertente

com cascão calcário e blocos.

A área em estudo inseriu-se numa pequena bacia hidrográfica, a qual era constituída por pequenas

linhas de água tributárias, confinada por bancadas de afloramentos calcários muito fracturadas. A

estratificação era suave no sentido da vertente, o que promove a infiltração da água, bem como a

percolação e circulação no interior dos terrenos margosos.

O nível freático ocorreu nas interfaces das camadas margosas e podia subir até ao nível da superfí-

cie, em períodos de elevada precipitação, o que gerou zonas do terreno alagadas e o amolecimento

do terreno. Foi esta situação que se prevê que terá ocorrido, extensa área de terreno alagada e com

amolecimento considerável, e que despoletou a instabilização das camadas superiores e culminou no

escorregamento mais gravoso, registado em Janeiro de 2001.

Nesta primeira fase, foi também possível identificar estruturas e infra-estruturas existentes na área

afectada pelo escorregamento e que sofreram danos, cujas imagens do reconhecimento na 1ª fase se

apresentam no anexo A.

Danos e impactes superficiais dos movimentos

Efectivamente, tal como foi dito anteriormente, no âmbito da missão de reconhecimento realizado

verificaram-se danos não só no trecho da estrada nacional EN115, mas também em edificações e

outros elementos existentes na via publica, localizados acima da cota do eixo rodoviário, mais concre-

tamente, uma edificação totalmente destruída e outra com avultados danos e um muro destruído; o

caminho de acesso à propriedade destruído e sem possibilidade de utilização; elementos verticais,

tais como árvores e postes de electricidade, deslocados e inclinados; e, por fim, uma vinha também

afectada localizada a norte da estrada.

Da mesma forma, verificou-se também que o desenvolvimento longitudinal da área instabilizada aci-

ma da estrada era de aproximadamente 200 metros, no sentido do deslocamento, e de 110 metros

abaixo da estrada, que se prolongava até à base da vertente, onde escoava o rio Pequeno. Transver-

salmente havia zonas que ultrapassam os 150 metros. Concluiu-se portanto, que a área interessada

era bastante extensa, como se observa na Figura 3.6.

42

Na Figura 3.7, destacaram-se distintos indícios geológicos do fenómeno que ocorreu na encosta.

Assim, entre as cotas 180 e 200, sensivelmente, verificaram-se cortes abruptos, coincidentes com a

interface entre as superfícies de depósitos de vertente e as formações margo-calcarias e a base des-

tes cortes preenchida por água, o que leva a crer que seja proveniente de alimentações hidrogeológi-

cas, mais uma vez citando o projecto elaborado em 1ª fase.

Figura 3.7 - Caracterização dos movimentos ocorridos na encosta. (Retirado de Pinto et al [33])

Numa altura de aproximadamente 5 metros, entre as cotas 175 e 180, apareceram socalcos no terre-

no. Na base desta zona, apareceu uma zona inundada e afundada, que levou à saturação do terreno.

Na cota inferior, até cerca da cota 172, apareceu uma zona aplanada com desenvolvimento longitudi-

nal significativo, característico de movimentos de translação sofridos pela massa de solo, sem abertu-

ra de fendas nem cortes no terreno.

No seguimento da zona anterior, observaram-se a área adjacente à estrada que apresenta maior

pendente, entre as cotas 158 e 172, e na qual se insere o eixo da estrada, com cerca de 100 m, que

foi deslocado, experimentando movimentos na ordem dos 10 metros e de 3 metros, na horizontal e

vertical, respectivamente. Junto à estrada, notaram-se indícios de movimentos rotacionais, uma vez

que há abertura de fendas, em que a face de montante a descer relativamente à de jusante.

Factores potenciadores do escorregamento

Um factor decisivo que contribuiu para o escorregamento foram os caudais significativos que escorri-

am nas camadas mais superficiais do terreno.

43

Associado aos elevados caudais estava o aumento das pressões intersticiais, bem como o amoleci-

mento do terreno.

O incremento de pressões intersticiais nos terrenos superficiais mais amolecidos e na interface com

as camadas mais resistentes induziu movimentos localizados na encosta, perceptíveis através da

abertura de fendas e na ocorrência de ondulações ao longo da encosta. Os movimentos localizados

em vários pontos da encosta culminaram em movimentos globais da encosta, tais como os que ocor-

reram.

Por outro lado, a matriz fina apresentada pelos terrenos interessados era muito sensível à água. Na

presença de água, os solos finos podiam sofrer amolecimento, perda de capacidade resistente, em

períodos de elevada precipitação. Ao amolecerem, os solos finos perdiam capacidade resistente, não

suportando o peso dos solos acima, levando ao seu escorregamento.

Tratando-se de uma encosta muito susceptível aos efeitos da água, anteriormente, já tinha sido pro-

videnciado um conjunto de valas drenantes, construídas aproximadamente ao longo do perímetro da

zona afectada para colectar e escoar a água, encaminhando-a até às passagens hidráulicas, constru-

ídas sob a estrada e que, por sua vez, delimitavam o trecho de 100 metros da estrada afectado. As

valas construídas visavam colectar e escoar a água, tal como foi dito, protegendo o terreno interior

aquando de uma elevada precipitação.

Acontece que, as valas construídas colmataram, verificou-se o afundamento do terreno à cota 175, tal

como foi dito anteriormente pela presença de socalcos, e a obstrução na ligação da vala drenante

com a passagem hidráulica constituíram um conjunto de três factores que intensificaram o problema

na instabilização.

Face ao que foi dito, concluiu-se que a principal causa do escorregamento na encosta foi a presença

de água. A presença de água nos terrenos levou ao aumento das pressões intersticiais no terreno e

diminuição das tensões efectivas, bem como o seu amolecimento e também na instalação de uma

rede de fluxo de água.

Solução adoptada

A solução adoptada no projecto de 1ª fase foi diferente do que inicialmente se tinha previsto, uma vez

que os problemas identificados assim o ditaram.

Um conjunto de factores reunidos levou a que a solução, nesta primeira fase, fosse já ela de caracter

global e não apenas local, com vista a restituição do trânsito na estrada EN115. Face aos problemas

verificados abrangerem uma extensa área de encosta, aliado ao facto de os factores que desencade-

aram os movimentos serem interdependentes e para o qual contribuiu também a profundidade dos

níveis instabilizados ser relevante, optou-se por uma solução que garantisse segurança e fiabilidade

na encosta com as devidas precauções globais.

44

Deste modo, a solução preconizada teria de garantir a correcta fundação dos elementos, mais con-

cretamente do trecho da estrada afectado, com um encastramento substrato resistente, o que requer

elementos profundos. Por outro lado, face aos problemas verificados com a água seria necessário

mitiga-los, por forma a minimizar a sua acção instabilizante, provendo na encosta um correcto siste-

ma de drenagem superficial e subsuperficial.

Ao princípio, foram avaliadas soluções compostas por valas drenantes na vertente a montante da

estrada, complementadas por esporões drenantes de grande secção, materializados por muros de

gabiões, formando como que uma barreira na encosta.

No que toca à plataforma rodoviária, estava previsto a sua restituição na posição original, fazendo

para isso o saneamento dos materiais deslocados e colocação de aterro de fundação com materiais

seleccionados. Esta solução seria eficiente em termos de drenagem, mas pecava em termos de se-

gurança da fundação, uma vez que a profundidade dos materiais instabilizados foi grande, não permi-

tindo uma correcta fundação.

Posto isto, projectou-se uma solução com papel activo na estabilização global da encosta. Esta solu-

ção foi composta por uma parede ancorada, fundada em microestacas, localizada a nascente da pla-

taforma rodoviária e por uma solução também ancorada, localizada a jusante da estrada. A parede

ancorada a nascente da estrada conseguiu uma acção estabilizante da vertente superior e também

possibilita a criação de uma plataforma de trabalho para a reconstrução do eixo rodoviário em segu-

rança, por sua vez, a estrutura ancorada a jusante do traçado rodoviário conseguiu minimizar a ocor-

rência de movimentos instabilizantes na parte inferior, delimitada pela estrada e o rio Pequeno.

As soluções passivas recorrendo a microestacas permitiram obter uma acção estabilizante passiva,

de rápida execução, muito pouco exigente do ponto de vista de manutenção e conservação, em com-

paração com as soluções de ancoragens. Por outro lado, a solução activa, com recurso a ancoragens

permitiu diminuir os movimentos de reajustamento no talude, devido à sua acção activa. As soluções

activas, como as ancoragens, impõem no terreno um efeito de confinamento permanente, sendo a

sua acção efectiva desde a sua aplicação, o que não se verifica com as soluções passivas em que o

seu efeito apenas entra em funcionamento após deformação do terreno.

Na Figura 3.8 é possível observar as soluções propostas no projecto da 1ª fase [34].

45

Figura 3.8 - Solução adoptada no projecto da 1ª fase. (Retirado de Projecto 1ª fase [34])

3.1.3.2. Segunda fase

Tal como foi referido anteriormente, a alteração ditou que na primeira fase fossem realizadas desde

logo medidas importantes de estabilização e drenagem da encosta, de forma a garantir estabilidade

da encosta e da EN115, no projecto de 1ª fase, com caracter de curto prazo, mas também de médio a

longo prazo.

Desta forma, o projecto de 2ª fase [32] contemplou um conjunto de medidas a implementar, com o

intuito de complementar as intervenções já realizadas no projecto da 1ª fase, com o objectivo de mo-

delar e estabilizar a encosta, designadamente nos locais que ainda não tinham sido objecto de inter-

venção. Neste conjunto de medidas, focava-se principalmente nas obras de drenagem superficial e

subsuperficial, nas zonas em que foi detectada alimentações superficial ou profunda e capazes de

potenciar novas instabilizações, de forma a criar condições que garantam a definição de uma rede

longitudinal e transversal eficiente de captação e encaminhamento de águas efluentes.

Caracterização da situação

As visitas ao local, realizadas anteriormente para o projecto da 1ª fase e complementadas com as

obtidas para o projecto de 2ª fase, permitiram obter o reconhecimento geológico das zonas que não

tinham sido alvo de intervenção sendo intervencionadas no presente projecto e o reconhecimento dos

terrenos afectados para diferentes níveis de saturação e dos danos causados nas estruturas e infra-

estruturas.

As missões de reconhecimento, em ambas as fases do projecto, reuniram um conjunto de fotografias

a reportar o incidente ocorrido, nos locais alvo deste segundo projecto, as quais se apresentam no

anexo B.

46

Caracterização morfológica, geológica e hidrogeológica

Na caracterização hidrogeológica, destacava-se a análise conseguida através de 4 piezómetros colo-

cados durante a campanha de prospecção para o projecto de 1ª fase, nos furos S1 e S3 de sonda-

gem, segundo o projecto de 2ª fase.

A localização dos furos apresenta-se na Figura 3.9.

Figura 3.9 – Localização dos furos das sondagens S1 e S3 existentes. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Na Tabela 3.2 mostra-se os dados analisados obtidos.

Tabela 3.2 - Níveis de água nos tubos piezométricos. (Retirado de Projecto 2ª fase [32])

Foram realizadas leituras em Maio e Junho de 2001, para ambos os furos de sondagem contento

piezómetros.

No furo de sondagem S1 verificou-se um nível de água coincidente nos dois piezómetros lá instala-

dos que se pensou estar relacionado com a comunicação dos níveis de água, associada à comparti-

mentação e afundamento do maciço margo-calcário, na campanha realizada em Maio. Por outro lado,

em Junho, verificou-se um abaixamento nos níveis em comparação com os registados em Maio, justi-

ficado pela ausência de pluviosidade.

47

No que toca ao furo sondagem S3, verificou-se menores coincidências nos níveis de água, em com-

paração com o que se verificava nos piezómetros no furo S1.

Face ao que foi analisado anteriormente, verificou-se novamente que a encosta era muito susceptível

à presença de água, e que existiam canais de comunicação subsuperficiais e profundos, servindo de

alimentação aos depósitos de água profundos. É a existência desses que estabelece uma rede de

fluxo de água, amolece os terrenos e potencia a ocorrência de escorregamentos.

Danos e impactes superficiais dos movimentos

No período de tempo compreendido entre a 1ª e 2ª fases do projecto em questão não se registaram

novas ocorrências de movimentos nas encostas. Desta forma, os danos reportados anteriormente na

1ª fase foram os mesmos a considerar na 2ª fase, não se registando nada de relevante a acrescentar.

Solução adoptada

Na Figura 3.10, mostra-se as áreas a intervencionar no âmbito deste projecto de 2ª fase [32].

Figura 3.10 – Representação das zonas de intervenção do projecto de 2ª fase. (Retirado de Pinto et al [33])

Inicialmente, a intervenção na encosta dividia-se em dois projectos diferentes. Estes dois projectos

eram diferentes, não só apenas de conteúdo mas também no que toca as datas de execução. As

diferenças nos projectos residiam nos diferentes graus de preocupação e urgência das intervenções a

levar a cabo.

Ora, designava-se por projecto de primeira fase, datado de Maio de 2001, aquele que visava inter-

venções com caracter urgente de acções e aquele em que as preocupações eram mais elevadas.

Este projecto contemplava medidas de intervenção com preocupações de curto prazo, mas com

perspectivas de médio e longo prazo. Ou seja, o seu foco principal era restituir e restabelecer a plata-

48

forma rodoviária afectada, o mais depressa possível, agindo para isso nas áreas instabilizadas local-

mente que interessavam o troço da estrada, que levou mesmo à sua interrupção, e assim corrigindo-

as.

Por outro lado, o projecto de 2ª fase, de Junho de 2001, inicialmente, visava tomar medidas para

actuar na estabilidade global da encosta. Estas sim, com perspectivas deliberadamente de médio

longo prazo, as quais se baseariam num extenso plano de reconhecimento local, feito através de

campanhas de prospecção geológico-geotecnias realizadas até então, tinham um caracter menos

urgente, e visavam essencialmente obras de recolha e drenagem de águas superficiais.

Acontece que, após os trabalhos de reconhecimento local, chegaram à conclusão que, face aos mo-

vimentos ocorridos, que afectavam uma extensa área da encosta, com profundidades também consi-

deráveis afectadas pelas massas instabilizantes, não seria possível actuar localmente para repor o

tráfego na estrada EN115 em condições de segurança e funcionalidade perfeitas sem que se actuas-

se também globalmente na estabilidade do talude. Por isso, à medida que ocorriam os trabalhos do

projecto de primeira fase, foram também levadas a cabo intervenções de estabilização global da en-

costa, ou seja, houve a necessidade de fazer convergir os projectos de 1ªe 2ª fases.

No entanto, em Outubro de 2003, após nova missão ao local, verificaram-se indícios de que o pro-

blema não estaria totalmente debelado. Foram encontradas marcas, numa vala, de movimentos ins-

tabilizantes da encosta através da abertura de fendas numa das paredes, Figura 3.11, e também no

pavimento da estrada, através de uma degradação anormal, Figura 3.12, e no aparecimento de uma

caverna. Deste modo, foram necessárias novas obras de intervenção em pontos específicos do talu-

de, os quais já tinham sido alvo de intervenção.

Figura 3.11 – Vala danificada. (Retirado de Projecto de 2ª fase [35])

49

Figura 3.12 – Trecho do pavimento com marcas de degradação. (Retirado de Projecto de 2ª fase [35])

As medidas correctivas adoptadas para o trecho da vala danificado, integrante da vala drenante B,

passaram pela limpeza dos materiais envolvidos no movimento instabilizante; o trecho da vala danifi-

cado foi reconstruído recorrendo a uma solução de paredes de betão armado, sendo que a parede

adjacente ao movimento foi também ancorada, vide Figura 3.13.

Figura 3.13 - Representação em perfil tipo da solução correctiva para a vala danificada. (Retirado de Projecto de 2ª fase [36])

No terreno adjacente à vala executou-se um esporão drenante com vista a melhorar as condições de

drenagem do terreno, representado na Figura 3.14; na base do esporão drenante criaram uma contra

inclinação de forma a colocar um tubo que garantisse a colecta de água e consequente encaminha-

mento para a passagem hidráulica, PH1; a fundação do esporão foi consumada com aterros de pre-

50

enchimento e regularização da superfície com materiais provenientes da escavação e mancha de

empréstimo, todos devidamente colocados e compactados.

Figura 3.14 - Representação em planta da solução correctiva para a vala danificada. (Retirado de Projecto de 2ª fase [36])

Em relação ao pavimento da estrada, foi devidamente repavimentado de forma a corrigir o desgaste

verificado.

3.2. Principais Condicionamentos do Projecto 3ª Fase

Um factor importante na resolução do caso em estudo foi o facto de o talude em questão já ter sido

alvo de intervenções no passado, sem que se tenha conseguido mitigar totalmente os problemas de

estabilização. Nas primeiras duas abordagens de resolução da estabilização do talude, optou-se por

soluções essencialmente hidráulicas, de captação e encaminhamento de águas, e soluções activas,

com recurso a ancoragens, mas sem completo sucesso. Assim sendo, o recurso a uma 3ª fase de

intervenção no talude, a solução proposta teria de ser bem-sucedida, optando por soluções passivas,

com recurso a microestacas. As soluções dos projectos de 1ª e 2ª fases determinavam o recurso a

ancoragens, sendo que algumas ancoragens monitorizadas, com células de carga, mostravam uma

acentuada perda de carga. Na Figura 3.15 representa-se a localização das referidas ancoragens mo-

nitorizadas com células de carga.

51

Figura 3.15 - Planta de localização das ancoragens cuja célula de carga mostrava perda de carga contínua. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Para comprovar a perda de carga nas ancoragens existentes na parede ancorada inferior PA2, pode

ser analisada a Figura 3.16.

Figura 3.16 – Gráfico que mostra a evolução da perda de carga nas ancoragens. (Retirado de Projecto de 3ª fase [37])

De acordo com Pinto et al [33] a não estabilização integral da encosta, pelos projectos das 1ª e 2ª

fases é comprovada pelo gráfico ilustrado na Figura 3.16, o qual permite observar que as ancoragens

52

monitorizadas com as células de carga 6, 7 e 8, apresentavam cargas muito abaixo daquilo que seria

de esperar, concluindo-se que o efeito de confinamento que as ancoragens impõem não está a ser

conseguido, pelo que se observa a perda de resistência do talude. A perda de carga nas ancoragens

pode estar associada à direcção dos deslocamentos principais na encosta, como se mostra na Figura

3.15.

Desta forma, a solução prevista no projecto de 3ª fase [37] não contemplava o recurso a ancoragens

mesmo por não terem sido eficientes nas fases anteriores.

Vale a pena mais uma vez realçar que o condicionalismo mais importante hoje em dia é o de ordem

financeira. Aliado à crise económica que se verificou à data da execução do projecto de 3ª fase,

acresceu o facto de o talude em questão já ter sido alvo de intervenções anteriores, ou seja, já se

tinha despendido fundos em projectos precedentes. Face ao exposto, a solução apresentada no pro-

jecto de 3ª fase teve de lidar com constrangimentos financeiros importantes.

Relativamente aos prazos de execução, confirmou-se como um condicionamento intrínseco a qual-

quer trabalho realizado. Verificou-se, portanto, a necessidade de fazer correctamente e com rapidez,

sabendo que os dois factores nem sempre se conjugam. Por isso, revelou-se boa prática não deixar

atrasar os trabalhos que decorrem, com vista a cumprir prazos, sendo que erros e atrasos são fre-

quentes e difíceis de prever.

De salientar ainda, outro dos condicionamentos importantes em qualquer intervenção é a ocupação

da zona envolvente. Neste caso, tratando-se de uma obra à beira de um troço rodoviário, este condi-

cionalismo é importante. O decurso dos trabalhos deve afectar o mínimo possível a correcta utilização

da via pelos utentes e para isso, tem de se ter especial cuidado na sinalização, na circulação de ma-

quinaria e do pessoal afecto à obra, bem como da limpeza do pavimento. Por outro lado, na vizinhan-

ça da obra apenas existiam propriedades, que estavam aproveitadas para a agricultura, o que deixou

a obra, se assim se pode dizer, isolada. De facto, tornou-se um problema, uma vez que houve neces-

sidade de salvaguardar os bens de valor, como equipamentos e materiais, depósitos de combustí-

veis, entre outros, para que não fossem alvos de furto.

Por fim, mas não menos importante, uma breve chamada de atenção para o facto de o clima também

poder constituir um entrave nos trabalhos de grande componente geotécnica. Neste caso, o local

caracterizou-se por um Inverno chuvoso, o que aliado à presença de terrenos argilosos, os avanços

dos trabalhos podiam ficar comprometidos, devido a condicionamentos de mobilidade, quer de equi-

pamento, quer de pessoal, em terrenos enlameados, levando mesmo por vezes à interrupção dos

trabalhos.

53

3.3. Solução executada

Este capítulo reserva-se para a apresentação mais detalhada da solução executada, bem como das

suas características.

Volta a ser apresentar a solução proposta que era composta por uma cortina de estacas moldadas no

terreno com contrafortes e por dois reforços de estruturas existentes, são eles: reforço de uma estru-

tura de contenção com recurso a microestacas e reforço de uma caleira ancorada também com re-

curso a microestacas, tal como se ilustra nas Figura 3.17 e Figura 3.18.

Figura 3.17 – Representação em planta das soluções adoptadas no projecto de 3ª fase. (Adaptado de Projecto de 3ª fase [15])

Estrada

54

Figura 3.18 – Representação corte tipo das soluções adoptadas no projecto de 3ª fase. (Adaptado de Projecto de 3ª fase [15])

3.3.1. Cortina de estacas moldada no terreno - PA3

A cortina de estacas executada, ilustrada na Figura 3.19, era composta por estacas moldadas no

terreno, com diâmetro de φ1000mm, afastadas de 2,00 metros, em betão C30/37. As estacas tinham

previsto uma ficha de 4,00 metros em terreno competente. A armadura das estacas era constituída

por 14 varões de aço A500, diâmetros φ32, dispostos diametralmente, e cintados por varões, no

mesmo aço, de diâmetro φ12, espaçados de 0,10 metros. Entre a cortina de estacas foi proposto

betão projectado, da classe C25/30, com uma espessura mínima de 0.10 metros, reforçado com fi-

bras metálicas.

Figura 3.19 – Representação do corte tipo das estacas moldadas constituintes da cortina de estacas. (Retirado de Projec-to de 3ª fase [15])

Estrada

55

Ao nível do topo, a cortina de estacas era encabeçada por uma viga de coroamento, executada em

betão armado, para unificar das estacas e, consequentemente funcionarem em conjunto. A viga de

coroamento, em betão C30/37, armada longitudinalmente em ambas a faces com 5 varões de aço

A500 de φ32 e transversalmente com estribos de 4 ramos, espaçados de 0.15m, com varões em aço

A500 de diâmetro φ12. Foi também dimensionada uma platibanda, rectangular, em betão C30/37 e

armadura em aço A500, com varões longitudinais e estribos em diâmetros de 12mm, atrás da qual se

instalava, sobre um aterro compactado, uma caleira ½ cana, de diâmetro φ300mm. Na Figura 3.20

representa-se a o pormenor construtivo da viga de encabeçamento.

Figura 3.20 – Representação da viga de coroamento da cortina de estacas moldadas. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

De salientar que o projecto da cortina de estacas contemplava ainda um reforço de contrafortes, em

betão armado, betão C30/37 e aço A500, afastados entre si de 4,00 metros, sendo que no seu interior

incluíam dois perfis metálicos, do tipo HEB160, inclinados de 15° e 30°, em aço S355. Para ambos os

perfis metálicos estava prevista uma selagem mínima de 6,00 metros e uma furação com diâmetro

mínimo de 250mm. A espessura dos contrafortes previa 0,50 metros, compatível com a correcta in-

serção dos perfis metálicos. A ligação dos contrafortes às estacas foi projectada com ferrolhos de

diâmetro φ25mm e comprimento de 1,00 metros, espaçados de 0,50 metros, selados com resina

epóxi. Na Figura 3.21 exemplifica-se um contraforte tipo executado.

56

Figura 3.21 – Representação do pormenor construtivo de um contraforte. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Tal como o leitor pode observar na Figura 3.22, ao nível da base dos respectivos contrafortes, projec-

tou-se uma laje de betão armado, com espessura de 0,50 metros, como forma de os solidarizar e, ao

mesmo tempo, servir de fundação aos gabiões, a colocar entres os contrafortes. A ligação da laje às

estacas, tal como aconteceu com os contrafortes foi materializada com recurso a ferrolhos, de forma

semelhante à ligação contraforte-estacas. A laje era constituída por betão C30/37 e armadura ordiná-

ria em aço A500, em varões φ16. A laje de fundo possuía uma camada de forma, em betão C16/20,

com acabamento irregular na superfície, sobre a qual era posicionado os cestos de gabiões, com

inclinação de 4% de forma a potenciar a escorrência de água.

57

Figura 3.22 – Pormenor construtivo da laje de fundo dos contrafortes. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Relativamente ao muro de gabiões, estes desempenhavam as funções de estética e de protecção, ou

seja, de dissimular a construção da cortina de estacas atrás, de grande envergadura, não criando um

choque tão grande na paisagem. Os cestos de gabiões escondiam também uma rede de colectores

de água, que se estendia desde a cortina de estacas até aos próprios gabiões, captando a água no

tardoz da cortina de estacas e encaminhando-a para fora da cortina, para que não se estabelecem

impulsos hidrostáticos na respectiva cortina. A rede de drenagem era materializada por geodreno,

envolto em têxtil com gramagem mínima de 200g/m2 ao longo da base da cortina, como se pretende

elucidar na Figura 3.23.

Figura 3.23 – Pormenor tipo da drenagem dos contrafortes e do tardoz do muro de gabiões. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Na restante área do talude, o qual foi alvo de escavação e reperfilamento, importa salientar que foi

previsto a criação de socalcos, hidrossementeira e a colocação de algumas espécies arbóreas, crian-

do uma cobertura vegetal do talude para protecção do terreno.

58

3.3.2. Reforço estrutura de contenção – PA2

A estrutura de contenção objecto de reforço localizou-se abaixo do eixo rodoviário. O reforço proposto

era constituído por um alinhamento de microestacas (Figura 3.24), inclinadas a 30° alternadamente

para Poente e Nascente, do tipo N-80 (API-5A) φ139.7x9.00mm, com um afastamento de 2.00 me-

tros, entre microestacas consecutivas.

A selagem das microestacas foi feito pelo método de IRS (Injecção Repetida e Selectiva), com com-

primento, no mínimo, de 3,00 metros no solo competente, para as microestacas a nascente, e de 5,00

metros de selagem, para as estacas viradas a poente. A uma furação do terreno realizou-se com um

diâmetro de 200 mm.

Figura 3.24 – Representação esquemática das microestacas de reforço no PA2. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Como forma de solidarização das microestacas à estrutura existente propôs-se uma viga de encabe-

çamento, em betão armado (C30/37 e A500), com altura de 0,70 metros e largura de 0,60 metros, tal

como se ilustra seguidamente, na Figura 3.25. Para melhorar a ligação das microestacas à viga de

encabeçamento, no troço final das mesmas, foi proposto um hélice soldada de varões de aço, com

espaçamento de 0,10 metros e diâmetro de φ8mm.

59

Figura 3.25 – Representação do maciço de ligação das microestacas à estrutura existente. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Na ligação das estruturas de betão armado, ou seja, viga de encabeçamento com o paramento em

betão armado existente, recorreu-se novamente a ferrolhos, com comprimento de 0,75 metros e diâ-

metro de φ20mm, selados com resina epóxi.

3.3.3. Reforço caleira ancorada

No caso da caleira ancorada a reforçar, foi proposto um alinhamento de microestacas, inclinadas a

30°, do tipo N-80 (API-5A) φ139.7x9.00mm, com um afastamento de 3,00 metros e uma selagem

mínima, pelo método de IRS, de 4,00 metros e diâmetro de furação de 150mm, colocadas entre o

alinhamento de ancoragens já existente. O pormenor do reforço proposto é possível visualizar na

imagem seguinte da Figura 3.26.

60

Figura 3.26 – Representação do maciço de ligação do reforço na vala ancorada B. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

No seguimento da obra e como forma de solidarização da estrutura existente com a estrutura a cons-

truir, projectou-se um maciço de encabeçamento, em betão armado, que cobria todo o paramento

ancorado da caleira. O maciço proposto apresentava uma espessura de 0,30 metros e uma extensão

de 11,00 metros.

Por fim, destaca-se que na solução adoptada foi possível dispensar o recurso a ancoragens, que

haviam tido um desempenho insatisfatório nas soluções adoptadas inicialmente, com vantagens ao

nível da menor exigência de manutenção e observação.

3.3.4. Plano de instrumentação e observação

Como já foi anteriormente realçado, o plano de instrumentação e observação é muito importante,

qualquer que seja a obra em questão, caso particular se dispondo de grande complexidade geotécni-

ca, para compreender a evolução os movimentos nos terrenos, associados aos processos de esca-

vação e construção de novo edificado, que se pretende que decorram sempre com a maior seguran-

ça para os intervenientes. A sua utilização é assim em todas as fases da obra, desde o reconheci-

mento, caso seja possível efectuar leituras em aparelhos existentes no local, passando pela fase

construtiva, e continuando durante a vida útil da construção. No que se refere às estruturas construí-

das, os dados permitiram também analisar os movimentos que estas registam, de forma a compreen-

der o seu funcionamento.

61

Por outro lado, em obras que tenham uma componente de escavação e movimentação de terras rele-

vante, os dados que os aparelhos de leitura, afectos ao plano de instrumentação e observação, nos

fornecem são essenciais para compreender a resposta do solo à escavação, para que o processo

decorra em segurança e economia e, por outro lado, ajudar a tomar atempadamente medidas correc-

tivas em caso dos movimentos registados começarem a tomar dimensões excessivas.

Assim, o caso em estudo contemplou, por isso, e como não podia deixar de ser, um plano de instru-

mentação e observação.

Segundo o projecto elaborado no âmbito da 3ª fase, o plano de instrumentação e observação propôs-

se medir deslocamentos horizontais e verticais na contenção, bem como deslocamentos horizontais

no interior do maciço integrado no talude a executar. Segundo o mesmo plano, para medir as grande-

zas a que se propôs, recorreu-se a alvos topográficos e a inclinómetros. Os inclinómetros, em número

de 5 unidades, serviram para medir deslocamentos horizontais no interior do maciço integrado no

talude a estabilizar e, a sua localização mostra-se seguidamente na Figura 3.27.

Figura 3.27 – Localização da instrumentação proposta no âmbito do Plano de Instrumentação e Observação. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Os 8 alvos topográficos mediam os deslocamentos horizontais e verticais na contenção, dispostos

como se vê nas imagens seguintes, Figura 3.28 e Figura 3.29.

62

Figura 3.28 – Localização dos alvos topográficos, a vermelho, no reforço da caleira ancorada. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Figura 3.29 – Localização dos alvos topográficos, a vermelho, na cortina de estacas moldadas. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Segundo o Projecto de 3ª fase [15], os alvos topográficos, do tipo prisma de reflexão total, seriam

colocados nas estruturas, por colagem ou selagem, de placas metálicas, sobre os quais se colocam

os alvos. A orientação dos alvos devia ser a que permitisse uma boa leitura dos aparelhos topográfi-

cos, com minimização de erros, com equipamentos e software indicados para o efeito. Os pontos de

referência deveriam ser localizados nas zonas fora de influência da obra.

Os inclinómetros, citando o mesmo projecto, ou mais concretamente, as calhas inclinométricas deve-

riam ser instaladas no terreno, com o ponto fixo selado a profundidade tal que não fosse influenciado

quer pela instalação quer por deformações associadas a estruturas e terrenos adjacentes. O preen-

chimento das paredes do furo e das calhas inclinométricas foi executado, se possível, com material

63

de características deformacionais semelhantes ao solo envolvente. Os dados fornecidos pelos incli-

nómetros permitiram construir o gráfico profundidade/deslocamento horizontal.

As leituras a efectuar variam consoante o ponto de situação da obra, ou seja, o projectista, propôs

leituras semanais dos aparelhos, durante trabalhos de escavação e execução da estrutura de conten-

ção e estabilização, e também leituras trimestrais, durante 5 anos no mínimo, após conclusão da

obra, que poderão ser reajustáveis, consoante a evolução das leituras efectuadas.

As medições obtidas foram depois analisadas e comparadas com valores pré estabelecidos, pelo

projectista, obtidos pelos modelos de cálculo estudados referentes ao caso em estudo. O projectista

definiu dois critérios de comparação: critério de alerta e critério de alarme. Os valores estipulados

pelo projectista mostram-se na Tabela 3.3.

Tabela 3.3 - Criterios de alerta e alarme definidos pelo projectista para a obra de estabilizaçao do talude. (Memória Des-critiva, Projecto 3ª fase, 2011)

Os critérios de alerta e alarme propostos deveriam ser avaliados com base na variação da taxa de

deformação, assim, o projectista afirmou:

1,0 mm/dia é considerado como estabilização;

1º nível de alerta: 1,0 – 2,0 mm/dia e/ou 70% dos valores máximos expectáveis são conside-

radas medias, requerem vigilância especial, por isso realizam-se leituras de 2 em 2 dias;

2º nível de alerta: 70% dos valores máximos expectáveis a uma velocidade de deformação de

2,0mm/dia, passando a realizar-se leituras diariamente. Em simultâneo, avalia-se as possí-

veis causas e eventualmente avançar com medidas correctivas;

Nível de alarme: 100% dos valores máximos expectáveis, sabendo que as leituras se mantêm

diárias, os trabalhos são totalmente suspensos para avaliar causas e tomar medidas correcti-

vas.

No caso das rodovias, não são esperadas deformações nas rodovias na vizinhança dos trabalhos.

Por esse facto, qualquer valor registado, que exceda os limites toleráveis, deverá despoletar o 1º

nível de alerta de imediato e a realização de leituras diariamente. A suspensão dos trabalhos fica

64

prevista quando se registem deformações superiores a 1mm/dia ou deformações registadas superio-

res a 10mm.

Os valores obtidos das leituras deviam também ser comparados com as leituras anteriores, para se

poder fazer uma análise da tendência de evolução dos valores.

Por fim, não menos importante, foram as medidas de reforço caso se atinjam os critérios de alerta e

alarme. Assim, a empresa a cargo do projecto, definiu medidas de reforço, se bem que estas deviam

ser analisadas individualmente, para cada situação. As medidas propostas foram:

Reforço do travamento horizontal da contenção

Tratamento dos terrenos de fundação

Tratamento dos terrenos a tardoz da cortina de contenção

65

4. Acompanhamento da obra e modelação numérica

4.1. Acompanhamento da obra

4.1.1. Descrição dos trabalhos acompanhados

Como já foi referido anteriormente, o acompanhamento da obra foi essencial para o conhecimento e

compreensão da solução executada, através de visitas à obra com regularidade semanal, ao longo

dos seis meses de execução da obra.

Foi também preponderante para compreender como evoluíram os trabalhos, conhecer as problemáti-

cas associadas aos métodos construtivos usados.

Desta forma, este subcapítulo foi destinado ao acompanhamento da obra, recorrendo para a sua

descrição aos apontamentos tomados e ilustrando as ideias essenciais com imagens fotográficas,

pelo que se prescindiu, exaustivamente, de remeter o leitor para as imagens sugestivas.

Concretizando, os trabalhos no talude em estudo, EN115, interessando os km 68+850 a km 69+000,

deram início com execução da cortina de estacas. A cortina de estacas começou a ganhar forma com

a execução das estacas no terreno e a cravação dos perfis metálicos constituintes dos contrafortes.

Figura 4.1 – Perfis constituintes dos contrafortes totalmente introduzidos.

Na primeira visita à obra, realizada no dia 29 de Novembro de 2013, já estavam executadas a quase

totalidade das estacas no terreno, ou seja, a furação, colocação de armadura e betonagem já esta-

vam concluídas e a introdução dos perfis metálicos, através de furação à roto percurssão, dos contra-

fortes também já estava concluída. Segundo o Eng.º Ricardo Pilo, o comprimento das estacas estava

previsto ser de 14 metros, mas como encontraram rocha firme a 6 metros, passaram a ter um com-

primento de 10 metros, uma vez que a selagem era, no mínimo, de 4 metros.

66

Figura 4.2 – Estaca moldada no terreno acabada de betonar.

Figura 4.3 – Equipamento de furação das estacas moldadas no terreno.

De seguida, começaram os preparativos para a execução da viga de coroamento, com a abertura do

terreno para saneamento da cabeça da estaca. Antes, aquando da execução da estaca, segundo o

Eng.º Ricardo Pilo, foram colocados tubos em PVC na parte superior das armaduras das estacas e

colocado um gancho metálico na parte superior da estaca, encastrado no betão. Depois, fizeram uns

furos diametralmente na estaca, para facilitar o desprendimento, e a cabeça da estaca foi puxada

para cima por um cabo preso ao gancho metálico. Isto facilitou o saneamento da cabeça da estaca,

sendo também mais rápido e limpo, ou seja, essencialmente, não danificou os varões da armadura

aquando do saneamento com recurso a ferramenta mecânica.

67

Figura 4.4 – Saneamento da cabeça das estacas moldadas.

Figura 4.5 – Blocos resultantes do saneamento da cabeça da estaca.

Para rentabilizar recursos, aproveitou-se a permanência na obra, da máquina que cravou os perfis

metálicos para os contrafortes ser a mesma que executa as microestacas, começaram a executar as

microestacas do reforço da caleira ancorada. Como se pode ver, a máquina executou a furação e a

colocação dos perfis metálicos das microestacas através da parede oposta às microestacas, sem

destruir a caleira existente.

68

Figura 4.6 – Execução da furação para as microestacas na vala ancorada existente.

Na frente de execução da cortina de estacas, para a execução da viga de coroamento, primeiro bai-

xou-se a plataforma de trabalho, para ser mais fácil os trabalhadores fazerem a colocação de arma-

duras e cofragem, realizando uma primeira de escavação à frente da cortina de estacas.

Figura 4.7 – Vista da 1ª fase de escavação.

Figura 4.8- Exemplo da colocação da armadurada viga

de coroamento.

69

Figura 4.9- Ligação da cabeça da estaca com a viga de

coroamento.

Figura 4.10- Cofragem do troço inicial da viga de

coroamento.

Na continuação da obra, a colocação de armaduras e a cofragem prosseguiu, em simultâneo, sem

esquecer dos varões de aço que ligavam os contrafortes à viga de coroamento. Os perfis metálicos

foram saneados de forma a desprender o cimento que tinham agarrado, o qual tinha sido colocado

como selagem, mas que não se pretendeu que fosse incorporado nos contrafortes.

Figura 4.11- Armadura de espera para ligação da cortina de estacas com os contrafortes.

Figura 4.12 – Escavação em torno dos perfis metálicos para posterior remoção do cimento.

70

Os trabalhos prosseguiam e foi betonada a primeira parte da viga de coroamento, parte superior, uma

vez que a viga de coroamento era extensa, tendo sido tomada a decisão da sua execução ser por

troços. Foram usadas cofragens em painéis metálicos, à excepção das singularidades da viga de

coroamento, como sejam os pontos de ligação aos contrafortes, nas quais se recorreu a cofragem de

madeira, para se poder furar e deixar passar armaduras de espera para ligação aos contrafortes. O

escoramento foi feito contra o terreno, através de prumos metálicos.

Figura 4.13 – Ilustração do final da betonagem do 1º trecho da viga de coroamento.

Após a descofragem da parte da viga de coroamento já executada, procedeu-se de forma semelhante

para o restante troço da viga de coroamento com vista à sua conclusão.

Figura 4.14 – Cofragem da liga de coroamento.

71

Figura 4.15 – Viga de coroamento betonada.

Os trabalhos foram avançando e a viga de coroamento e a platibanda ficaram concluídas e deu-se

início à fase de escavação à frente da cortina.

Figura 4.16 – Conclusão da viga de coroamento bem como da platibanda.

A escavação foi faseada, com avanços de 3 metros em altura e os solos levados por camiões a va-

zadouro, perto do local da escavação. Cada avanço de escavação compreendeu a própria escava-

ção, projecção de betão com fibras no espaço entre estacas e execução dos contrafortes, ou seja,

limpeza dos perfis metálicos HEB, colocação de armadura e betonagem. A escavação foi, desta for-

ma, feita mecanicamente por meio de giratória e de mini-giratória. A mini-giratória serviu essencial-

mente para retirar as terras nas zonas onde o balde da giratória não conseguia chegar sem danificar

o que já estava construído, devido à sua grande dimensão.

72

Figura 4.17 – Primeira fase da escavação à frente da cortina de estacas.

Na Figura 4.17 pode verificar-se que o processo de escavação começou, à frente da contenção de

estacas, sem que a ligação da viga de coroamento com os perfis HEB dos contrafortes estivesse

concluída. Salienta-se como consequência da não ligação dos perfis à viga de coroamento, a maior

deformabilidade da cortina de estacas.

Será nesta fase importante realçar que a escavação iniciou-se após a ocorrência de períodos de

grande precipitação, o que molhou os terrenos, formando lama e, consequentemente, dificultou as

manobras dos camiões, transportando muito solo nos pneus o que sujou, e de que maneira, a estra-

da, conforme ilustram as imagens seguintes.

Figura 4.18 –Vista da dificuldade em manobrar o camião no recinto da obra.

73

Figura 4.19 – Vista da sujidade na estrada proveniente do rodado dos camiões.

Este facto foi relevante, pois chegou a um ponto em que a circulação na estrada era perigosa devido

à grande acumulação de material proveniente da escavação, tendo por isso que se limpar a estrada

sempre que um camião abandonava a obra e alisar o caminho onde passavam os camiões. No final

do dia, a estrada voltou a ficar limpa com recurso a água e vassoura, acoplada num tractor.

A escavação foi, tal como dito anteriormente, faseada, seguida de cofragem e betonagem dos contra-

fortes. Na última fase, após a escavação, a execução dos contrafortes foi simultânea à execução da

laje de fundo. A betonagem da laje de fundo foi feita por camião-bomba instalado no tardoz da cortina

de estacas, largando o betão verticalmente.

Após a betonagem, a superfície de betão da laje de fundo foi regada com água, de forma a melhorar

as condições de cura do betão, minimizando o potencial aparecimento de fendas de retracção.

Figura 4.20 – Segunda fase de escavação.

74

Figura 4.21 – Execução dos contrafortes.

Figura 4.22 – Realização do troço final dos contrafortes e da laje de fundo.

Como conclusão dos trabalhos associados à cortina de estacas, executou-se a camada de forma

sobre a laje de fundo da cortina de estacas, bem como a furação e colocação dos geodrenos de cap-

tação de água no tardoz do muro de estacas e colocação dos colectores de água na própria cortina.

Por fim, protegeu-se a cortina de estacas com os cestos de gabiões.

Ao finalizar esta frente de trabalho, a acção final foi os arranjos “exteriores”, ou seja, limpeza e alisa-

mento dos terrenos remexidos pelo movimento dos equipamentos e trabalhadores, colocação das

espécies arbóreas como protecção da cobertura vegetal do terreno, colocação de hidrossementeiras

e execução de caleiras de encaminhamento da água captada perto da cortina, para o sistema de

colectores municipais.

75

Figura 4.23 – Vista da conclusão dos trabalhos da cortina de estacas.

Na segunda frente de trabalhos activa, referente ao reforço da caleira ancorada, concluíram-se os

trabalhos de execução das microestacas, com a colocação dos tubos metálicos e respectiva selagem.

A fase seguinte foi a execução do maciço de encabeçamento que fez a solidarização da estrutura

existente com o reforço executado.

Figura 4.24 – Conclusão do processo de execução das microestacas.

A fase seguinte no reforço da caleira foi a concretização da estrutura de ligação entre as estruturas

existentes com o reforço previsto. Assim sendo, antes de se colocarem as armaduras do maciço de

ligação, a parede foi “picada”, de forma a que o inerte ficasse à vista, como forma de melhorar a ade-

rência do betão a ser colocado. De seguida, furou-se a parede existente para a colocação dos ferro-

lhos de solidarização à nova estrutura e colocou-se a armadura.

76

Figura 4.25 – Colocação dos ferrolhos e colocação da armadura do maciço de ligação da estrutura existente com as microestacas.

A cofragem do reforço foi também com recurso a painéis metálicos e, em certos pontos, recorreu-se à

madeira, escorado com prumos metálicos apoiados na caleira existente. O betão foi colocado pela

parte de cima do maciço.

Figura 4.26 – Maciço de ligação cofrado e betonado.

Torna-se oportuno referir que o muro ficou cofrado durante todo o dia em que foi betonado, sendo

concluído no dia seguinte após descofragem, dando-se por terminada essa frente de trabalho e o

reforço finalizado.

77

Figura 4.27 – Pormenor da célula de carga da ancoragem existente.

De notar que a célula de carga existente na caleira foi deixada intacta após a execução deste reforço,

o que permitiu também obter oscilações na ancoragem durante este processo.

Na terceira e última frente activa de trabalhos na obra, estava a executar-se as microestacas do re-

forço do paramento existente, a poente da plataforma rodoviária. A máquina de microestacas, mais

uma vez, foi a mesma que cravou os perfis metálicos dos contrafortes e executou as microestacas do

reforço da caleira.

Neste caso, as microestacas de reforço eram compostas por dois alinhamentos, sendo estes inclina-

dos, alternadamente, para nascente e poente, com ângulo de 30°. Anteriormente, já tinha sido feita a

carotagem do maciço em betão armado existente, viabilizando que a máquina das microestacas con-

seguisse chegar ao terreno para o furar.

Figura 4.28 – Furação para colocação de microestacas.

78

Figura 4.29 – Carotagem do maciço existente para posterior furação.

As microestacas foram executadas por alinhamentos consoante o sentido da inclinação, sendo que

as primeiras a realizar foram as que inclinavam 30° com a vertical, no sentido da plataforma rodoviá-

ria.

Figura 4.30 – Primeiro troço do alinhamento de microestacas executado.

A solução usada para garantir o recobrimento dos tubos metálicos da armadura da micro-estaca foi

colocar um tubo de PVC azul.

79

Figura 4.31 – Pormenor da solução para garantir recobrimento com tubo de PVC azul

No entanto, esta solução mostrou-se ineficaz. O problema verificou-se quando se fazia descer o tudo

metálico da armadura da micro-estaca, este não descia por gravidade, tendo de ser empurrado pela

máquina. Ora, isto significou que algo estava a dificultar a descida do tubo ou havia um estrangula-

mento no furo, o que podia comprometer o recobrimento previsto. Desta forma, para averiguar se tal

estava a suceder, retirou-se uma micro-estaca já realizada, para verificar a sua integridade, concluin-

do-se que o recobrimento não estava a ser cumprido. Desta forma, mudou-se a maneira de conseguir

o recobrimento, optando por uns espaçadores novos, como se ilustra, e recorrendo à mesma pelo

tudo PVC azul.

Figura 4.32 – Nova solução de espaçadores para as microestacas

80

Regista-se que a solução encontrada foi colocar os espaçadores e o tubo de PVC azul, em que a

extremidade que fica mais profunda, o tubo em PVC foi enrolado formando uma hélice e na parte

superior o tubo de PVC veio recto.

Figura 4.33 – Pormenor da nova solução para garantir o recobrimento das microestacas na extremidade que fica em contacto com o solo

Figura 4.34 – Pormenor da nova solução para garantir o recobrimento das microestacas no resto da micro-estaca

Importa realçar que todas as microestacas realizadas neste reforço recorreram a este tipo de espa-

çador, uma vez que quando se detectou que o recobrimento podia estar comprometido, foram retira-

das todas as que já estavam executadas, sendo que nem todas evidenciaram o referido problema. No

entanto, como disse, optou-se por recorrer a esta solução para todas elas, como forma de garantir o

recobrimento.

Tal como aconteceu com a viga de coroamento, o reforço do paramento ancorado existente sob a

estrada também foi realizado por troços devido à sua extensão. Desta forma, o primeiro troço ficou

concluído, como apraz registar na imagem seguinte, enquanto prosseguiam os trabalhos de cravação

de microestacas nos troços mais à frente.

81

Figura 4.35 – Primeiro troço do alinhamento das microestacas concluido

Figura 4.36 – Processo de furação de uma micro-estaca

De salientar que também neste caso, não se prescindiu de soldar um varão de aço, φ8, ao trecho

final da micro-estaca de forma a melhorar a união desta com o maciço de encabeçamento a executar.

Para concluir este reforço, solidarizou-se o paramento ancorado existente e o reforço com recurso a

microestacas, através de um maciço/viga, em betão armado, a acompanhar o desenvolvimento longi-

tudinal do paramento existente, armado com armadura ordinária. A betonagem foi feita por camião-

bomba, alimentado por camiões betoneira, vindos da central de betonagem da empresa PRAGOSA,

utilizando uma cofragem em painéis metálicos, escorados com prumos metálicos contra o terreno.

Após betonagem, o betão manteve-se húmido, através de rega para melhorar o processo de cura do

betão.

82

Figura 4.37 – Vista da betonagem do primeiro troço da viga de ligação entre a estrutura existente e as microestacas

Figura 4.38 – Conclusão da betonagem da viga de ligação

Em síntese e para tornar mais perceptível a leitura do acompanhamento da obra, relembra-se que os

trabalhos começaram, em Novembro de 2013, com a execução da cortina de estacas no terreno e

cravação dos perfis metálicos que serviram de contrafortes à cortina. A execução da cortina de esta-

cas decorreu durante toda a obra, sendo que os trabalhos de reforço foram executados simultanea-

mente aos da cortina, ou seja, a 2ª e 3ª frentes de trabalhos iniciaram-se e concluíram-se no mesmo

espaço temporal, entre os meses de Novembro a Maio de 2014. De realçar, ainda, que ambos os

reforços efectuados recorreram a soluções de microestacas quer seja o reforço da parede ancorada

existente PA2 quer seja o reforço da caleira ancorada.

4.1.2. Problemas/Incumprimento do faseamento construtivo

Neste subcapítulo fez-se uma breve comparação entre os trabalhos realizados em obra, para as di-

versas soluções executadas no âmbito da intervenção de 3ª fase acompanhada, com a componente

teórica, a qual propõe o faseamento construtivo adequado.

83

No decorrer dos trabalhos acompanhados verificaram-se situações que não cumpriram na íntegra o

faseamento construtivo ou que apesar de cumprir o faseamento construtivo apresentaram erros no

produto final.

A primeira situação a salientar relacionou-se com o não cumprimento do faseamento construtivo pro-

posto pelo projecto de execução, no que diz respeito aos patamares de escavação à frente da cortina

de estacas. Assim, tal como foi mencionado anteriormente, realizou-se a escavação por patamares

de altura de 3 metros, sendo que o que tinha sido proposto eram patamares com um altura máxima

de 1,5 metros. Este facto, apesar de não ter posto em causa a segurança nem o normal funciona-

mento da obra, teve consequências nos deslocamentos registados, como adiante se verá.

Ainda no âmbito do não cumprimento do faseamento construtivo proposto, realça-se um segundo

aspecto, relacionado com o facto de no referido faseamento construtivo propor-se o início da escava-

ção após a solidarização da cortina de estacas com os elementos de suporte, ou seja, as microesta-

cas pertencentes aos contrafortes, como tal se observa na Figura 4.17. Efectivamente, esta condição

seria importante de forma a controlar e, de certa forma minimizar, as deformações na cortina de esta-

cas.

Por outro lado, verificaram-se problemas no alinhamento de algumas microestacas, em perfis HEB,

pertencentes aos contrafortes, mais concretamente, no seu alinhamento vertical como mostra a Figu-

ra 4.39. Efectivamente, enquanto decorria a primeira fase de escavação, começou a denotar-se que

os perfis metálicos HEB cravados para os contrafortes registavam rotações e desvios no seu alinha-

mento previsto.

Figura 4.39 – Desvio no alinhamento vertical dos perfis das microestacas dos contrafortes.

84

Com o progresso da escavação, o referido desvio foi ganhando evidência, como mostra a Figura

4.40.

Figura 4.40 – Desvio obtido nos perfis das microestacas pertencentes aos contrafortes.

Com o aumento da escavação, verificava-se que o desfasamento entre o alinhamento previsto e o

obtido aumentava, o que poderia a levar que a espessura dos contrafortes não pudesse ser cumprida

uma vez que os perfis ficariam fora da espessura, o que não era exequível. Este facto veio confirmar-

se, tendo, inclusive, a obra estado interrompida por falta de solução para resolver o problema expos-

to. A decisão encontrada foi cortar os perfis metálicos HEB que estavam a gerar problemas, associa-

dos ao recobrimento mínimo exigível, em alguns casos, sendo que noutros casos, a solução foi ape-

nas de aumentar a espessura dos contrafortes.

4.2. Modelação numérica

A modelação recorreu a um programa especializado, baseado em elementos finitos, PLAXIS v8, para

estimar o valor de deformações e tensões. O modelo construído englobou todas as estruturas exis-

tentes e que foram alvo de trabalhos de reforço, ou de novas estruturas.

A modelação numérica pretendeu obter valores de deslocamentos estimados para comparar com os

valores reais obtidos em obra, através dos elementos colocados para o efeito e pretendeu-se, por

85

outro lado, analisar comparativamente as melhorias que a solução de reperfilamento e estabilização,

realizada no âmbito da 3ª fase, impôs no talude, relativamente à solução executada pelos projectos

de 1ª e 2ª fases.

Por fim, os valores obtidos na modelação numérica permitiriam também uma retro-análise, por análi-

se comparativa dos valores dos deslocamentos estimados pelo programa com os valores reais, obti-

dos em obra, através dos aparelhos de leitura colocados para o efeito, com o objectivo de conhecer

os parâmetros geotécnicos reais, ajustando para isso os valores dos parâmetros geotécnicos usados

no programa de forma a que ambos os deslocamentos coincidissem. Contudo, em virtude dos resul-

tados da instrumentação posteriores à conclusão dos trabalhos executados em 3ª fase, que seriam

necessários para realizar a referida retro análise não terem sido facultados, não foi possível a sua

realização integral.

4.2.1. Geometria do modelo

Na modelação do talude em estudo, admitiu-se que as ancoragens existentes não estavam activas,

uma vez que se verificou uma perda continuada de carga nas mesmas ancoragens, tal como foi men-

cionado anteriormente, o que quer dizer que já não estariam a desempenhar devidamente as respec-

tivas funções.

Desta forma, em relação aos elementos existentes no talude e que foram definidos no actual modelo

de cálculo, faziam parte o muro inferior, PA2, o muro intermédio, PA1, e as microestacas, em perfis

HEB140, como solução de fundação do PA1.

Na geometria do modelo adoptou-se um perfil tipo do terreno, o qual se assumiu estar em estado

plano de deformação. Para a malha de elementos finitos escolheu-se elementos triangulares de 15

nós.

Em relação ao perfil tipo que se usou para o modelo de cálculo, foi o mesmo correspondente ao perfil

4, elaborado no âmbito do projecto de execução da estabilização do talude, correspondente à 3ª fase.

Importa também referir que não se conhece o perfil geológico do terreno, nem a localização da super-

fície de rotura, revestindo-se de importantes incertezas a análise numérica. Assim, assumiu-se o perfil

tipo usado mostra-se na Figura 4.41 e a sua localização em planta na Figura 4.42.

86

Figura 4.41 – Representação do perfil 4 em estudo e dos seus elementos. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Figura 4.42 – Representação em planta do perfil em estudo. (Retirado de Projecto de 3ª fase [15])

Inicialmente, para a modelação optou-se por um modelo com 100 metros de comprimento, referente

ao eixo das abcissas, e altura de 30 metros, referente ao eixo das ordenadas. A dimensão da janela

adoptou-se ligeiramente superior ao perfil em estudo de forma a conseguir-se reproduzir da melhor

forma a situação real, não havendo interferências dos elementos em estudo no modelo com as res-

pectivas fronteiras.

As fronteiras definidas no modelo foram geradas automaticamente, segundo o comando Standard

Fixities, disponível no painel de instrumentos do software de modelação. As fronteiras assim assumi-

das pautaram que nas fronteiras verticais apenas os deslocamentos verticais estavam livres, sendo

87

que os horizontais estavam impedidos, e na base do modelo, todos os deslocamentos, horizontais e

verticais, estavam impedidos.

De seguida, definiu-se o modelo geológico da situação em estudo, recorrendo à ferramenta Geometry

Line. O modelo geológico foi composto essencialmente por três camadas de solo, com possível inter-

calação de uma quarta camada de espessura muito reduzida. O modelo foi composto por uma cama-

da superficial de aterros, com aproximadamente 1 metro de espessura, a qual assenta numa camada

argilosa, com espessura variável de aproximadamente de 7,5 metros. Por fim, a camada mais pro-

funda, mais competente, foi composta por calcários margosos, cuja espessura não era conhecida.

Nas sondagens efectuadas na fase de prospecção do local, foi também detectada a insurgência de

uma camada de margas, a referida anteriormente como quarta camada, com espessura de 0,5 me-

tros a 1,5 metros, intercaladas a várias profundidades com os calcários margosos.

Ainda com auxílio do comando Geometry Line, definiram-se as fases de escavação, à frente da corti-

na de estacas, através da divisão do terreno em camadas com a espessura associada a cada fase de

escavação. Cada fase de escavação contemplava uma altura de 2 metros.

A cortina de estacas foi modelada no programa recorrendo ao objecto plate e foi desenhada vertical-

mente, desde a superfície do terreno, até à profundidade compatível com uma inserção de 4 metros

na camada de calcário margoso. Também recorrendo à ferramenta plate, definiu-se, em primeiro

lugar, a laje de fundo, existente à frente da cortina, em segundo lugar, a plataforma rodoviária e, por

ultimo, o maciço de encabeçamento das microestacas do reforço, a poente da plataforma rodoviária.

Para modelar, quer os perfis de travamento dos contrafortes, quer as microestacas, no modelo adop-

tado, recorreu-se também ao elemento plate. No caso dos perfis dos contrafortes, o seu comprimento

depende de uma inclusão de, no mínimo, de 6 metros na camada competente, com inclinações de

15° e 30° com a vertical. Por outro lado, as microestacas tinham inclinação de 30° com a vertical,

alternadas para poente e nascente, sendo que a sua extensão foi também depende de uma selagem

mínima na camada competente, mas neste caso de 5 metros para poente e de 3 metros para nascen-

te.

Da mesma forma, as estruturas existentes, ou seja, realizadas em ambos os projectos anteriores, 1ª e

2ª fases, simularam-se no modelo de acordo com o elemento plate.

Por fim, restava definir as 4 sobrecargas a actuar no modelo, através do comando Distributed Load –

load system A, o qual serviu para dar forma no modelo aos 2 muros de gabiões existentes, executado

nas 1ª e 2ª fases, no talude, e o realizado sobre a laje de fundo, ao movimento de veículos na plata-

forma rodoviária, e, por fim, ao movimento de equipamentos e veículos, afectos à obra, no tardoz da

cortina. Na Tabela 4.1 encontram-se os valores das sobrecargas considerados.

88

Tabela 4.1 – Valores das Sobrecargas utilizados.

Sobrecarga

2 Muro gabiões 10 kPa

Plataforma rodoviária 10 kPa

Sobrecarga Tardoz da Cortina 10 kPa

A Figura 4.43 representa o modelo obtido de acordo com os elementos anteriormente especificados.

Figura 4.43 – Representação do Modelo Geológico.

De salientar ainda, uma limitação imposta pelo modelo de cálculo. Relembra-se que a fronteira lateral

esquerda do modelo impedir os deslocamentos horizontais. Desta forma, o modelo que se obtém não

poder deslocar-se livremente para a esquerda, tal como a geologia do terreno sugere.

4.2.2. Caracterização do modelo

4.2.2.1. Caracterização do solo existente

O modelo constitutivo do solo usado no programa de elementos finitos foi o Hardening-Soil. Este tipo

de modelo considera o endurecimento do solo. O modelo de Hardening-Soil entra em linha de conta

com o facto de a rigidez do solo diminuir com a tensão, isto é, o módulo de rigidez do solo diminui

com o aumento da pressão dos solos.

De acordo com o Manual do Plaxis, o modelo constitutivo Hardening-Soil simula o comportamento de

diferentes tipos de solos, quer sejam arenosos, quer sejam argilosos. O modelo recria o comporta-

mento dos solos, que quando sujeitos a tensões deviatóricas, percam rigidez e, consequentemente

sofram deformações plásticas irreversíveis.

Margas

(ZG3)

Aterros (ZG1)

Calcário

Margoso

(ZG4)

Argilas

(ZG2)

89

Este modelo constitutivo adopta uma relação tensão-deformação não linear, do tipo hiperbólica, como

se mostra na Figura 4.44.

Figura 4.44 – Relação hiperbólica de tensão-deformação. (Manual Plaxis)

Os parâmetros usados pelo modelo constitutivo adoptado, Hardening-Soil, foram os que a seguir se

apresentam na Tabela 4.2.

Tabela 4.2 – Parâmetros necessários no modelo Hardening-Soil.

PARÂMETROS DO MODELO HARDENING-SOIL

Parâmetros relacionados com a rigidez do solo

𝐸50𝑟𝑒𝑓

Módulo de deformabilidade secante correspondente a 50% da tensão de rotura, em estado triaxial, para uma tensão de referência p

ref

kN/m2

𝐸𝑜𝑒𝑑𝑟𝑒𝑓

Módulo de deformabilidade edométrico tangente para uma tensão de referência pref

kN/m2

m Expoente para a relação rigidez-nível de tensão - Parâmetros de resistência c’ Coesão efectiva kN/m

2

φ Ângulo de resistência ao corte ° ψ Ângulo de dilatância °

Parâmetros avançados

𝐸𝑢𝑟𝑟𝑒𝑓

Módulo de deformabilidade na descarga/recarga em estado triaxial para uma tensão de referência p

ref

kN/m2

𝑣𝑢𝑟 Coeficiente de Poisson na descarga/recarga (0,2) -

pref

Tensão de referência (=100 kN/m2) kN/m

2

𝐾𝑜 Coeficiente de impulso em repouso -

𝑅𝑓 Coeficiente que traduz o quociente entre a tensão deviatórica na rotura, com a assimp-tota horizontal dada pela hipérbole tensão-deformação (Rf=qf/qa=0,9)

-

Ainda de acordo com o mesmo Manual consultado, disponível pelo software Plaxis, o referido modelo

constitutivo adopta simplificações, as quais a seguir se apresentam:

𝐸 ≈ 𝐸50𝑟𝑒𝑓

90

𝐸𝑢𝑟𝑟𝑒𝑓

≈ 3 𝐸50𝑟𝑒𝑓

𝐸𝑜𝑒𝑑𝑟𝑒𝑓

≈ 𝐸50𝑟𝑒𝑓

A modelação aqui apresentada baseou-se nos trabalhos de reconhecimento e prospecção já realiza-

dos, no âmbito das 3 fases de projecto de estabilização executadas, as quais serviram para caracteri-

zar o terreno existente, em termos de disposição de camadas e dos respectivos parâmetros do solo.

Os parâmetros utilizados foram os que se mostram na Tabela 4.3.

Tabela 4.3 – Parâmetros Geotécnicos usados no Plaxis.

Modelo Constitutivo Hardening Soil Aterros Argilas Margas Calcário Margoso

ZG1 ZG2 ZG3 ZG4 γ kN/m

3 17 19 22 24

𝑬𝟓𝟎𝒓𝒆𝒇

MPa 2 12 120 8000

𝑬𝒐𝒆𝒅𝒓𝒆𝒇

MPa 2 12 120 8000

𝑬𝒖𝒓𝒓𝒆𝒇

MPa 6 36 360 24000

Expoente (m) - 0,5 0,8 0,6 0,6 c’ kN/m

2 1 20 30 1500

φ’ ° 20 22 23 33

Relativamente ao nível freático considerou-se inicialmente elevado, o que se confirma com a ocorrên-

cia dos escorregamentos derivados da acção da água. De seguida, durante as fases dedicadas à

execução da 3ª fase de estabilização e rectificação da encosta, o nível freático fez-se coincidir com o

topo da camada de calcários margosos, uma vez que se admitiu que os solos não estavam satura-

dos, e, por fim, reajustou-se o nível freático para uma situação de forte precipitação, elevando o nível

freático.

De referir, ainda, que os parâmetros geotécnicos usados no modelo de cálculo, em particular das

zonas ZG1 e ZG2, foram calibrados por retro-análise, tendo por base os resultados da instrumenta-

ção (deslocamentos da plataforma rodoviária da EN115) observados anteriormente à execução da 3ª

fase de estabilização.

4.2.2.2. Modelação da cortina de estacas – PA3

A cortina de estacas era composta por estacas de secção de φ1000 mm, com afastamento de 2 me-

tros entre eixos, em betão armado, a qual se considerou a estaca como elemento principal resistente.

No programa, a cortina de estacas foi modelada de acordo com o elemento plate. Na Tabela 4.4

apresentam-se os valores usados para caracterizar as estacas. A viga de coroamento existente na

cortina de estacas não foi tida em conta na modelação.

91

Tabela 4.4 – Parâmetros característicos da cortina de estacas.

Parâmetros da Cortina de estacas

Rigidez axial por metro EA/m 12959070 kN/m Rigidez à flexão por metro EI/m 809942 kNm

2/m

Peso por metro w 4 kN/m/m

4.2.2.3. Modelação dos perfis metálicos dos contrafortes

Os apoios dos contrafortes também foram modelados de acordo com o elemento Plate, para o qual

se considerou a resistência oferecida pelo perfil HEB160. O espaçamento dos contrafortes foi de 4

metros.

No Tabela 4.5 resume-se os parâmetros utilizados.

Tabela 4.5 – Parâmetros característicos dos Perfis HEB 160 dos contrafortes.

Parâmetros dos Perfis HEB 160 Contrafortes

Rigidez axial por metro EA/m 285075 kN/m

Rigidez à flexão por metro EI/m 1307 kNm2/m

Peso por metro w 0.6 kN/m/m

4.2.2.4. Modelação da laje de fundo

A laje de fundo é um elemento em betão armado, que acompanha toda a extensão longitudinal da

cortina de estacas. Tem uma espessura de 0,60 metros, fabricada em betão armado. Os parâmetros

característicos da laje de fundo, apresentam-se em seguida, na Tabela 4.6.

Tabela 4.6 - Parâmetros característicos da laje de fundo.

Parâmetros da Laje de fundo

Rigidez axial por metro EA/m 19800000 kN/m Rigidez à flexão por metro EI/m 594000 kNm

2/m

Peso por metro w 3.6 kN/m/m

4.2.2.5. Modelação do maciço encabeçamento em PA2

O maciço de encabeçamento das microestacas considerou-se como uma laje, modelado de acordo

com o objecto plate, tal como anteriormente mencionado. O maciço é em betão armado, com uma

espessura de 0,65 metros.

92

Apresenta-se, na Tabela 4.7, os valores considerados no programa para modelar o referido elemento.

Tabela 4.7 - Parâmetros característicos do maciço de encabeçamento do PA2.

Parâmetros do maciço de encabeçamento

Rigidez axial por metro EA/m 21450000 kN/m Rigidez à flexão por metro EI/m 755219 kNm

2/m

Peso por metro w 3.9 kN/m/m

4.2.2.6. Modelação das microestacas do PA2

Mais uma vez, as microestacas foram modeladas de acordo com o elemento plate. Na modelação do

problema em estudo, considerou-se que o elemento resistente foi a armadura da microestacas. As

microestacas estavam espaçadas de 4 metros, na respectiva orientação, poente e nascente.

Na Tabela 4.8, apresentam-se os parâmetros introduzidos no programa.

Tabela 4.8 - Parâmetros característicos das microestacas em PA2.

Parâmetros das Microestacas

Rigidez axial por metro EA/m 194014 kN/m Rigidez à flexão por metro EI/m 3673 kNm

2/m

Peso por metro w 0.6 kN/m/m

4.2.2.7. Modelação dos elementos existentes

Os elementos existentes foram aqueles que foram executados, na encosta da estrada EN115, na

intervenção consumada pelos projectos de 1ª e 2ª fase e os quais se definiram no modelo de analise,

de forma a proceder uma analise comparativa. O primeiro elemento foi o muro inferior, PA2, realizado

em betão armado com uma espessura de 0,35 metros. Na Tabela 4.9 apresentam-se os parâmetros

do PA2.

Tabela 4.9 - Parâmetros característicos do Muro inferior PA2.

Parâmetros Muro Inferior PA2

Rigidez axial por metro EA/m 11550000 kN/m Rigidez à flexão por metro EI/m 117906 kNm

2/m

Peso por metro w 2.1 kN/m/m

O segundo elemento definido foi o muro intermédio, PA1, também em betão armado, com uma es-

pessura de 0,45 metros, cujos parâmetros se encontram representados na Tabela 4.10.

93

Tabela 4.10 - Parâmetros característicos do Muro Intermédio PA1.

Parâmetros Muro Intermédio PA1

Rigidez axial por metro EA/m 14850000 kN/m Rigidez à flexão por metro EI/m 250594 kNm

2/m

Peso por metro w 2.7 kN/m/m

Por fim, o terceiro e último objecto definido no modelo referente às 1ªe 2ª fases foi as microestacas,

espaçado de 2 metros, em perfis HEB 140, sendo os parâmetros usados os que se mostram na Ta-

bela 4.11.

Tabela 4.11 - Parâmetros característicos das microestacas em PA1.

Parâmetros microestacas (PA1)

Rigidez axial por metro EA/m 451500 kN/m Rigidez à flexão por metro EI/m 1586 kNm

2/m

Peso por metro w 0.6 kN/m/m

Importa referir que, as tabelas utilizadas para o cálculo dos parâmetros que serviram para caracteri-

zar os diversos elementos anteriormente apresentados neste ponto foram incluídas no anexo D.

4.2.3. Malha de elementos Finitos e Fase de cálculos

Uma vez definida a geometria do modelo de elementos finitos, bem como dos seus elementos, pas-

sou-se à fase seguinte que foi a geração da malha de elementos finitos, sobre os quais se efectuaram

os cálculos, bem como simulação no modelo das fases que ocorreram em obra.

No se refere à geração da malha de elementos finitos, o programa disponibiliza o comando Generate

Mesh, o qual gera, automaticamente, uma malha de elementos finitos, dividindo a geometria segundo

os elementos inicialmente definidos, neste caso foram triângulos de 15 nós, tal como se apresenta na

Figura 4.45.

Figura 4.45 – Triângulos de 15 nós usados na geração da malha de elementos finitos

94

Para a malha, optou-se por um refinamento muito apertado, determinando a obtenção de valores

estimados com menor erro, tendo apenas um maior tempo de processamento. A malha considerada

foi aquela que se mostra na Figura 4.46.

Figura 4.46 – Representação da malha de elementos finitos gerada.

Após geração da malha e mesmo antes de se procederem aos cálculos respeitando o faseamento

construtivo, foi necessário gerar as pressões intersticiais, de acordo com o nível freático. Apesar de

nas sondagens efectuadas pelos projectos nas fases anteriores de estabilização da encosta não ter

sido encontrado nível freático, considerou-se que se encontrava elevado, associado à ocorrência de

um Inverno chuvoso, o que levou à infiltração da água e desencadeou os incidentes ocorridos. Desta

forma, a geração de pressões intersticiais determinou pressões intersticiais em todo o modelo.

Por outro lado, foi necessário gerar também as tensões iniciais no terreno. O software Plaxis oferece

a possibilidade de gerar as tensões iniciais automaticamente, pelo procedimento K0, mas o qual ape-

nas se aplica, na versão utilizada do programa, quando a interface entre as camadas de solo existen-

te têm uma forma horizontal, o que não aconteceu no modelo em estudo. O problema foi ultrapassa-

do através da criação de uma etapa, designada de Tensões Iniciais, no faseamento construtivo, como

adiante se verá.

95

Apresenta-se de seguida, na Tabela 4.12, a lista do faseamento utilizado no programa de cálculos.

Tabela 4.12 – Etapas constituintes do Faseamento Construtivo.

Etapas do Faseamento Construtivo

Fase 0 Initial phase

Fase 1 Tensões Iniciais

Fase 2 Fase Inicial

Fase 3 Execução Cortina Estacas

Fase 4 Perfis Contrafortes

Fase5 Execução Microestacas

Fase 6 Execução Maciço-Encabeçamento

Fase 7 Escavação Fase 1

Fase 8 Escavação Fase 2

Fase 9 Escavação Fase 3

Fase 10 Escavação Fase 4

Fase 11 Execução Laje de Fundo

Fase 12 Colocação Muro Gabiões

Fase 13 Aumento NF

A fase 0, Initial Fase, é uma fase constituída por defeito no Programa aplicado, a qual não permite

que sejam efectuadas alterações sobre a mesma. A fase designada de Tensões Iniciais permitiu ge-

rar, no programa, as tensões iniciais no solo, bem como os assentamentos devido às sobrecargas e

ao respectivo peso dos solos. Nesta fase, teve características específicas, pois no separador Para-

meters, escolheu-se como Loading Imput, a opção Total Multipliers. As opções tomadas observam-se

na Figura 4.47.

Figura 4.47 – Ilustração das opções tomadas na fase Tensões Iniciais.

96

De seguida, passou-se à etapa, Fase Inicial. Nesta fase pretendeu-se simular o comportamento do

talude, após terem sido realizadas as intervenções associadas ao projecto da 1ª e 2ª fases. Esta so-

lução foi caracterizada no modelo, aplicando a sobrecarga sobre a plataforma rodoviária, bem como a

sobrecarga associada ao muro de gabiões existente, e ainda a existência de dois muros, inferior e

intermédio, respectivamente. No programa, tal foi conseguido, através do separador Parameters,

escolhendo como Staged Construction, no campo referente a Loading Imput. Ainda neste separador,

activaram-se as respectivas sobrecargas no modelo. No que se refere às estruturas existentes, ou

seja, o muro inferior e o muro intermédio, foram activados, da mesma forma. Nesta fase, recorreu-se,

ainda, à opção de reiniciar a zero os deslocamentos, derivados da fase anterior, Reset displacements

to zero.

Todas as fases seguintes, ou seja, desde a fase Execução da Cortina Estacas até à fase Aumento

NF pertencem ao faseamento construtivo da obra correspondente à fase das intervenções de estabi-

lização. Nestas fases, à semelhança da anterior, na área do Loading Imput, escolheu-se a opção

Staged Construction e através da opção Define, foram-se estabelecendo as modificações no modelo.

Na fase dedicada à execução da cortina de estacas, fase 3, activou-se a cortina de estacas, ou seja,

o elemento plate, ao qual estava associado o material com as características da cortina de estacas.

De seguida, a fase 4, simulou a execução dos perfis HEB dos contrafortes, ou seja, activou-se o ele-

mento associado aos perfis dos contrafortes.

Nas duas fases seguintes, a respeito da execução, quer das microestacas, quer da viga/maciço de

encabeçamento, fases Execução Microestacas e Execução Maciço-Encabeçamento, respectivamen-

te, procedeu-se à activação do objecto plate referente às microestacas e ao elemento referente à viga

de encabeçamento, respectivamente.

De seguida, seguiram-se as 4 fases dedicadas à escavação. As modificações feitas no modelo, em

cada fase, foram essencialmente a desactivação da camada de solo no modelo, relativa a um pata-

mar de escavação, tal como se fosse uma escavação. Exemplificando, tal como se pode observar na

Figura 4.48, para a primeira fase de escavação, Escavação Fase 1, desligou-se a primeira camada

de solo à frente da cortina, modelando, assim, o primeiro patamar de escavação. As fases seguintes

seguiram o mesmo procedimento.

97

Figura 4.48 – Pormenor da simulação da Escavação Fase 1.

Para simular o desmonte do muro de gabiões existente, optou-se por desactivar, na totalidade a so-

brecarga correspondente ao muro, na fase Escavação fase 1.

Por fim, procedeu-se à modelação da construção da laje de fundo, fase Execução Laje de Fundo,

para isso activou-se o elemento tipo Plate correspondente às características da laje de fundo e, de

seguida, na fase Colocação Muro Gabiões, activou-se a sobrecarga correspondente a um muro de

gabiões, a actuar sobre a laje de fundo, para dar sentido ao muro de gabiões existente na cortina.

Para terminar a definição do faseamento construtivo, elevou-se novamente o nível freático para ca-

racterizar um novo Inverno chuvoso, correspondendo à última fase, Aumento NF.

4.2.4. Análise dos resultados

Uma vez definido o faseamento construtivo que melhor corresponda ao que ocorreu na realização da

obra, fez-se correr o programa de forma a obter os valores pretendidos.

A análise efectuada tinha em vista uma comparação das soluções adoptadas nos projectos anterio-

res, mais concretamente, nas 1ª e 2ª fases, em relação à solução adoptada pela intervenção na 3ª

fase, de forma a averiguar de que forma evoluíam os deslocamentos e se se confirmava a estabiliza-

ção talude. A referida análise foi calibrada com base nos deslocamentos experimentados pela plata-

forma rodoviária, uma vez que é a estrutura condicionante e a que levou a que o talude fosse inter-

vencionado por diversas ocasiões. Por outro lado, foi também realizada uma análise do faseamento

construtivo, relacionando os deslocamentos obtidos em campo, através das leituras dos instrumentos,

com os valores estimados pelo programa.

98

Desta forma, começou-se pelo cálculo dos deslocamentos estimados, no programa, no final da inter-

venção referente à execução das 1ª e 2ª fases. Nas imagens seguintes mostra-se a deformada e os

deslocamentos totais gerados pelo programa, respectivamente, Figura 4.49 e Figura 4.50.

Figura 4.49 – Representação da deformada no final da intervenção das 1ª e 2ª fases. Escala aumentada 100 vezes. Deslo-

camento máximo 𝟐𝟕, 𝟎𝟕 × 𝟏𝟎−𝟑 𝒎.

Figura 4.50 - Representação dos vectores de deslocamentos totais no final da intervenção das 1ª e 2ª fases. Escala au-

mentada 100 vezes. Deslocamento máximo 𝟐𝟕, 𝟎𝟕 × 𝟏𝟎−𝟑 𝒎.

Como é possível verificar, no final da intervenção dos projectos correspondentes às 1ªe 2ª fases, os

deslocamentos estimados pelo programa de cálculo eram na ordem de 2,7 cm, na referida plataforma

rodoviária, o que de certa forma confirmava que as soluções de estabilização assim executadas não

estariam a suficientemente eficazes.

De facto, verificou-se pela análise da Figura 4.50, que a plataforma rodoviária desloca-se, sendo os

seus deslocamentos no sentido da inclinação do terreno, para Poente, reafirmam o facto de as solu-

ções ancoradas não estarem a desempenhar adequadamente as suas funções.

99

Contrariamente, a solução levada a cabo pelo projecto de 3ª fase revelou uma melhoria relativa na

evolução dos deslocamentos experimentados na plataforma rodoviária, como comprovam a Figura

4.51 e a Figura 4.52.

Figura 4.51 – Representação da deformada no final da intervenção da 3ª fase. Escala aumentada 100 vezes. Deslocamen-

to máximo 𝟑𝟏, 𝟖𝟐 × 𝟏𝟎−𝟔 𝒎.

Figura 4.52 – Representação dos deslocamentos totais no final da intervenção da 3ª fase. Escala aumentada 100 vezes.

Escala aumentada 100 vezes. Deslocamento máximo 𝟑𝟏, 𝟖𝟐 × 𝟏𝟎−𝟔 𝒎.

Da leitura da Figura 4.52 referente aos deslocamentos totais pode-se confirmar a pequena ordem de

grandeza associada à evolução dos deslocamentos após trabalhos da 3ª fase, o que levou a conside-

rar-se a solução como uma efectiva melhoria relativa.

De forma a uma melhor analise e percepção da estimativa da evolução dos deslocamentos totais

anteriormente referidos, apresenta-se um gráfico comparativo, Figura 4.53, relacionando os desloca-

100

mentos estimados para o final da 1ª e 2ª fases com os deslocamentos estimados para o final da 3ª

fase de intervenção.

Figura 4.53 – Comparação dos valores dos deslocamentos totais para as intervenções de 1ª e 2ª fases e 3ª fase.

De realçar ainda, relativamente à Figura 4.53 que é possível verificar a grande disparidade na ordem

de grandeza dos valores representados que se obtiveram nas duas diversas intervenções, o que mais

uma vez atesta a estimativa da melhoria relativa imposta pela intervenção da 3ª fase.

Importa também referir que os deslocamentos correspondentes à intervenção das 1ª e 2ª fases apre-

sentam uma tendência para aumentar, o que não acontece com os da 3ª fase, que mostram a ten-

dência de estabilizar.

Em anexo, mostram-se as deformadas e as figuras complementares do estudo, relativos aos deslo-

camentos horizontais e verticais, para ambas as fases de intervenção (Anexos E e F).

Relativamente ao faseamento construtivo, correspondendo ao espaço temporal no qual se teve aces-

so aos valores obtidos pelas leituras, a análise baseou-se nos valores dos deslocamentos horizontais

obtidos pelo inclinómetro I2, instalado na obra, que se considerou estar localizado aproximadamente

no mesmo local do perfil em estudo, comparados efectivamente pelos valores estimados através do

modelo de cálculo.

Na Figura 4.54 encontra-se representado a localização e a respectiva orientação dos eixos locais do

inclinómetro atrás mencionado.

0.00

5.00

10.00

15.00

20.00

25.00

30.00

0 2 4 6 8

De

slo

cam

en

to [

mm

]

Tempo (Etapas de cálculo)

Evolução dos deslocamentos totais na plataforma rodoviária da EN115

1ª e 2ª fases

3ª fase

101

Figura 4.54 – Representação em planta da localização do inclinómetro I2.

A comparação dos descolamentos horizontais, estimados no tardoz da cortina por via numérica, com

os valores dos deslocamentos horizontais reais, obtidos pelas leituras da instrumentação, cujos valo-

res encontram-se representados no gráfico da Figura A.0.18, no anexo G, obtido em Instrumentação

Relatório nº 13 [38]. Os valores comparados diziam respeito ao deslocamento horizontal acumulado

ao longo das fases do processo de escavação.

Figura 4.55 – Relação dos deslocamentos horizontais acumulados medidos e estimados.

Analisando a Figura 4.55, pode constar-se que, em primeiro lugar, ambos os deslocamentos acumu-

lados, estimados e medidos, respectivamente, apresentam a mesma evolução, ou seja, ambos au-

mentam com o decorrer da escavação.

0.00

5.00

10.00

15.00

20.00

0 2 4 6 8 10

De

slo

cam

en

to [

mm

]

Evolução das leituras

Comparação dos deslocamentos horizontais no tardoz da cortina

Valores estimados

Valores Lidos

102

No entanto, o gráfico presente na Figura 4.55 comprova também que os deslocamentos reais foram

maiores do que aqueles que o programa de cálculo estimou. Deste modo, significa que como conse-

quência do incumprimento do faseamento construtivo, em particular, o inicio da escavação do terreno

à frente da cortina de estacas, sem a solidarização dos perfis das microestacas, à viga de coroamen-

to da cortina de estacas (Figura 3.33).

Esta situação, apesar de apresentar consequências apenas localizadas, confirma a importância do

cumprimento dos faseamentos construtivos neste tipo de obras, de grande complexidade geológica e

geotécnica.

Este problema confirma a necessidade de realizar uma retro-análise, de forma a uma melhor optimi-

zação dos parâmetros usados no modelo de análise, e assim a sua aplicação em futuras interven-

ções.

103

5. Considerações Finais

5.1. Generalidades

Através do acompanhamento dos trabalhos realizados na obra, pode-se concluir que, o faseamento

construtivo definido em projecto, nem sempre é, por diversas razões, cumprido ou exequível em obra.

Por outro lado, há ainda a salientar o facto de na realização dos trabalhos em campo, ser sempre

imprescindível ter em conta o erro associado aos trabalhos e que, sem dúvida, condicionam o resul-

tado final.

Por outro lado, como uma das principais conclusões obtidas do estudo realizado, salienta-se o facto

de a solução encontrada na 3ª fase ter melhorado comparativamente com as anteriores, a estabilida-

de da encosta, comprovada pela análise realizada através do programa de elementos finitos.

No que se refere aos valores durante o processo de escavação, no entanto, os deslocamentos verifi-

cados na realidade, durante o processo de escavação, não coincidiram com os estimados através do

cálculo, sendo os valores lidos maiores do que os estimados. A justificação para este facto deve-se

ao não cumprimento do faseamento construtivo, quer ao nível do processo de escavação, quer ao

nível da correcta ligação dos elementos resistentes, executados em obra. No que se refere ao pro-

cesso de escavação, o projecto de execução propunha a escavação em patamares de, no máximo,

de 1,5 metros de altura, que na realidade se executou em patamares de 3 metros de altura. Por outro

lado, citando novamente o projecto de execução, a escavação deveria iniciar-se após concluída a

correcta ligação entre a cortina de estacas, leia-se viga de coroamento, e os contrafortes, perfis das

microestacas, o que também não foi integralmente cumprido.

De realçar a importância de delinear um correcto plano de instrumentação e observação, durante e

apos a realização de intervenções, o qual se revela essencial para antecipar possíveis situações de

instabilidade e assim tomar medidas correctivas atempadamente e sempre que se justifique.

Analisando os factores que desencadearam as várias intervenções que a encosta teve, conclui-se

que ambas não tiveram o mesmo factor condicionante, sendo que na intervenção de 1ª e 2ª fases o

factor responsável foi a presença de água no solo, ao passo que na 3ª fase o factor responsável foi a

perda de carga continua nas ancoragens.

O desenvolvimento desta obra foi naturalmente, influenciado por um conjunto de condicionalismos

temporais, os quais afectaram o desenrolar dos trabalhos na obra, mais concretamente, o processo

de escavação. Por isso, é sempre importante considerar o facto climatérico, em obras de Engenharia

Civil, com importante componente geotécnica, já que a ocorrência de factores adversos, e não contro-

lados pelo Homem, podem eventualmente trazer grandes transtornos, quer a nível da segurança de

equipamentos, bens e pessoas, quer a nível financeiros, por um agravamento de custos e de prazos.

104

Relativamente aos objectivos definidos, e que tiveram na origem deste estudo, pode admitir-se, que

de algum modo, foram conseguidos, na medida em que se obteve um conhecimento mais amplo,

contribuindo para melhor compreender o desempenho e o papel do Engenheiro Civil numa obra.

Em virtude de não ter sido possível a recolha de dados referentes a leituras de instrumentação, após

a conclusão da intervenção executada na 3ª fase, não é apresentado o estudo de retro-análise, con-

forme havia sido proposto no enquadramento do trabalho, tendo o mesmo, sido substituído por uma

análise comparativa das diversas soluções de estabilização adoptadas nas 3 fases executadas.

Uma outra conclusão pertinente prende-se com o facto de o papel do Engenheiro Civil responsável

por uma obra não ser apenas o de cumprir o que está definido no Caderno de Encargos ou no Projec-

to, apesar de ser uma tarefa imprescindível, pois tem, por outro lado, de interagir com os demais in-

tervenientes e de dispor de conhecimentos teóricos que lhe permitam tomar decisões correctas e em

tempo útil, ou seja, o Engenheiro tem de apresentar um vasto leque de competências.

Em jeito de síntese, é de admitir que a obra se realizou com alguns condicionalismos, os quais foram

proveitosos para a experiência profissional do aluno, na medida em que foi possível vivenciar pela

primeira vez o ambiente e a sua envolvência, nos trabalhos de construção de uma obra complexa de

geotecnia.

Relativamente à análise numérica realizada, ambas mostraram uma melhoria da solução imposta

pela intervenção no âmbito do projecto de 3ª fase. Pese embora os resultados obtidos mostrarem

uma melhoria, o modelo de cálculo assumido reveste-se de incertezas, relacionadas com as simplifi-

cações que se assumem na construção do referido modelo. As incertezas são ao nível do perfil geo-

lógico do terreno, o qual não se conhece, bem como da localização da superfície de rotura. Da mes-

ma forma, o zonamento geotécnico faz também simplificações, ao dividir o terreno de acordo com

parâmetros geotécnicos.

Terminado este trabalho, ficou-se, finalmente, com a convicção de que é preciso não só saber fazer,

mas também como fazer, ou seja, antes da realização de uma obra, há que estudar todos os factores

intervenientes e aqueles que poderão vir a ocorrer inesperadamente, para se conseguir antecipar as

eventuais dificuldades e, em consequência, realizar a obra respeitando critérios de qualidade técnica

e económica.

105

5.2. Desenvolvimentos Futuros

A destacar como desenvolvimento futuro no âmbito deste trabalho salienta-se o facto de ser funda-

mental poder-se vir a dispor de acesso à informação resultante da instrumentação e observação da

obra executada na 3ª fase, bem como a sua análise, de forma a possibilitar a realização de uma retro

análise da solução, de modo a possibilitar a confirmação da respectiva eficácia.

Igualmente importante será o estudo do desempenho de soluções de estabilização que não determi-

nem o recurso a ancoragens definitivas.

106

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[33] Pinto, A. e Pereira, A., Solução de Estabilização da Encosta junto à EN115, na proximidade

de Bucelas, Portugal, 2014.

[34] COBA, EN115 Escorregamento entre o km 68+850 e o km 69+000 (Prox. Bucelas) - Projec-

to de Rectificação e Estabilização de Talude 1ª Fase, Peças desenhadas, 2001.

[35] COBA, EN115 Escorregamento entre o km 68+850 e o km 69+000 (Prox. Bucelas) - Projec-

to de Rectificação e Estabilização de Talude 2ª Fase, Tomo 1 Parte IV Anexos, 2001.

[36] COBA, EN115 Escorregamento entre o km 68+850 e o km 69+000 (Prox. Bucelas) - Projec-

to de Rectificação e Estabilização de Talude 2ª Fase, Peças desenhadas, 2001.

[37] JETsj, EN115, KM 68+850 A KM 69+000, Proximidade de Bucelas – Reabilitação do Siste-

ma de Estabilização da Encosta, Memória Descritiva e Justificativa, 2013.

[38] MOTA-ENGIL Engenharia Fundações e Geotécnica, KM 68+850 A KM 69+000, Proximida-

de de Bucelas – Reabilitação do Sistema de Estabilização da Encosta, Instrumentação Re-

latório nº 13, 2014.

[39] COBA, EN115 Escorregamento entre o km 68+850 e o km 69+000 (Prox. Bucelas) - Projec-

to de Rectificação e Estabilização de Talude 1ª Fase, Tomo 1 Parte IV Anexos, 2001.

[40] PLAXIS, Structural Elements and Interfaces, https://noppa.aalto.fi/noppa/kurssi/rak-

50.3149/materiaali/Rak-50_3149_e._l5-_structural_elements_and_interfaces.pdf, consultado

em Outubro de 2014.

109

Anexos

110

ANEXO A

Imagens de estruturas e infra-estruturas existentes na área afectada pelo escorrega-

mento (Projecto 1ª fase, Março 2001)

Figura A.0.1 – Vinha (esquerda) com sinais claros de movimento. (Retirado de Projecto 1ª fase [39])

Figura A.0.2 – Acumulação de água nas zonas onde ocorreram abatimentos de terras. (Retirado de Projecto 1ª fase [39])

111

Figura A.0.3 – Acumulação de água nas zonas de ligação das valas existentes. (Retirado de Projecto 1ª fase [39])

Figura A.0.4 – Forte “enrugamento” do terreno. (Retirado de Projecto 1ª fase [39])

112

Figura A.0.5 – Pavimento fortemente danificado, com abertura de fendas. (Retirado de Projecto 1ª fase [39])

Figura A.0.6 – Condições de circulação na estrada EN115 após escorregamento. (Retirado de Projecto 1ª fase [39])

113

ANEXO B

Imagens de estruturas e infra-estruturas existentes na área afectada pelo escorrega-

mento (Projecto 2ª fase, Março 2001)

Figura A.0.7 – Postes de electricidade inclinados. (Retirado de Projecto 2ª fase [35])

Figura A.0.8 – Danos causados pelo incidente. (Retirado de Projecto 2ª fase [35])

114

ANEXO C

Legenda Completa da Carta Geológica de Loures, interessando área 34-B

115

Figura A.0.9 – Legenda Completa Carta Geológica de Loures 34-B. (Retirado de Terrinha [30])

116

ANEXO D

Tabelas auxiliares de cálculo para obtenção dos parâmetros característicos dos ele-

mentos do modelo de cálculo

Estacas Moldadas

Betão

Diâmetro 1 m

Área da base 0.785 m2

M. Inércia 0.0491 m4

Afastamento 2 m

Comprimento 14 m

EA 25918139.4 kN

EA/m 12959070 kN/m

EI 1619883.71 kNm2

EI/m 809942 kNm2/m

W 4 kN/m/m

Microestacas

poente e nascente

Aço

Diâmetro

M

Área da base 0.00370 m2

M. Inércia 6.99E-05 m4

Afastamento 4 m

Comprimento

m

EA 776055 kN

EA/m 194014 kN/m

EI 14690.02748 kNm2

EI/m 3673 kNm2/m

w 0.6 kN/m/m

Perfis contrafortes em HEB160

Aço

Diâmetro

m

Área da base 0.00543 m2

M. Inércia 0.0000249 m4

Afastamento 4 m

Comprimento

m

EA 1140300 kN

EA/m 285075 kN/m

EI 5229 kNm2

EI/m 1307 kNm2/m

W 0.6 kN/m/m

117

Laje de fundo

EA 19800000 kN/m/m

EI 594000 kNm2/m

W 3.6 kN/m/m

Betão

Espessura 0.6 m

Área da base 0.6 m2/m

M. Inércia 0.018 m4/m

Comprimento 5 m

Maciço encabeçamento

EA 21450000 kN/m/m

EI 755219 kNm2/m

W 3.9 kN/m/m

Betão Espessura 0.65 m

Área da base 0.65 m2/m

M. Inércia 0.0229 m4/m

Comprimento 2 m

PA2 (Muro Inferior)

EA 11550000 kN/m/m

EI 117906 kNm2/m

W 2.1 kN/m/m

Betão

Espessura 0.35 m

Área da base 0.35 m2/m

M. Inércia 0.00357 m4/m

Comprimento 2.828 m

PA1 (Muro Intermédio)

EA 14850000 kN/m/m

EI 250594 kNm2/m

W 2.7 kN/m/m

Betão

Espessura 0.45 m

Área da base 0.45 m2/m

M. Inércia 0.00759375 m4/m

Comprimento 2 m

118

Microestacas em HEB140

Aço

Diâmetro

m

Área da base 0.0043 m2

M. Inércia 0.0000151 m4

Afastamento 2 m

Comprimento

m

EA 903000 kN

EA/m 451500 kN/m

EI 3171 kNm2

EI/m 1586 kNm2/m

W 0.6 kN/m/m

119

ANEXO E

Deslocamentos estimados, segundo xx e yy, referentes ao final das intervenções de 1ª

e 2ª fases e 3ª fase.

Figura A.0.10 – Deslocamento segundo xx, no final da intervenção da 1ª e 2ª fases. Escala ampliada 100 vezes.

Figura A.0.11 – Deslocamento segundo yy, no final da intervenção da 1ª e 2ª fases. Escala ampliada 100 vezes.

120

Figura A.0.12 – Deslocamento segundo xx, no final da intervenção da 3ª fase. Escala ampliada 100 vezes.

Figura A.0.13 - Deslocamento segundo yy, no final da intervenção da 3ª fase. Escala ampliada 100 vezes.

121

ANEXO F

Figuras referentes à análise comparativa das intervenções realizadas no talude

Figura A.0.14 – Valores obtidos pelo programa para análise comparativa dos deslocamentos totais na intervenção de 1ª e 2ª fases e 3ª fase.

Figura A.0.15 – Análise comparativa dos Deslocamentos Horizontais.

122

Figura A.0.16 – Análise comparativa dos Deslocamentos Verticais.

123

ANEXO G

Deslocamentos horizontais acumulados dos valores estimados pelo programa de cál-

culo e lidos através das leituras da instrumentação.

Figura A.0.17 – Valores obtidos do programa de cálculo representando os valores estimados para o fase de escavação, no tardoz da cortina.

124

Figura A.0.18 - Gráfico que representa a leitura dos deslocamentos horizontais acumulados durante a fase de escavação. (Retirado de Instrumentação Relatório nº13 [38])

Tabela A.0.1 – Registo dos valores estimados para os deslocamentos horizontais durante a escavação.

Step (programa de cálculo) Deslocamento xx [mm]

43 -0.56

44 -0.56

44 -0.70

45 -0.84

46 -0.98

47 -1.12

48 -1.41

49 -1.56

50 -1.70

51 -1.70

125

51 -1.78

52 -1.86

53 -2.01

54 -2.17

55 -2.25

56 -2.33

57 -2.33

57 -2.49

58 -2.58

59 -2.75

60 -3.09

61 -3.42

62 -3.72

63 -3.72

63 -3.83

64 -3.93

65 -4.15

66 -4.39

67 -4.51

68 -4.61

69 -4.69

70 -4.69

70 -4.71

71 -4.73

126

Figura A.0.19 - Registo dos valores reais para os deslocamentos horizontais durante a escavação, no inclinómetro I2. (Retirado de Instrumentação Relatório nº13 [38])