Embed Size (px)
Citation preview
Soluções de Contenções Periféricas em meio urbano
Caso de Estudo – Conjunto de edifícios na Avenida Duque de Loulé nº 86 a 94, Lisboa
Inês Margarida Vitória Ferreira
Dissertação para a obtenção do Grau de Mestre em
Engenharia Civil
Orientador: Professor Alexandre da Luz Pinto
Júri
Presidente: Professor Doutor Jaime Alberto dos Santos
Orientador: Professor Alexandre da Luz Pinto
Vogal: Professora Doutora Maria Rafaela Pinheiro Cardoso
Janeiro 2016
ii
i
Agradecimentos
A concretização deste trabalho, que estabelece o culminar de uma grande etapa da minha vida não
teria sido possível sem a ajuda e orientação de algumas pessoas às quais dedico esta secção.
Aos meus pais, um obrigado muito especial, por todo o apoio incondicional ao longo destes anos, por
estarem sempre presentes, por toda a confiança depositada em mim e por todas as oportunidades que
me deram de crescer pessoal e profissionalmente. À minha irmã, por a amizade desde sempre e para
sempre.
Ao professor Alexandre Pinto, orientador desta dissertação, agradeço o interesse que me fez despertar
por esta área da Geotecnia, por todos os ensinamentos e disponibilidade que demonstrou em
esclarecer-me sempre que o solicitei, e pela oportunidade que me deu de acompanhar a obra da Av.
Duque de Loulé.
Ao Engenheiro José Fonseca, da Tecnasol, pela autorização para o acompanhamento da obra, pelo
profissionalismo e simpatia com que sempre me recebeu assim como pela explicação de alguns
aspetos para o qual o questionei.
Ao Engenheiro Rui Silva, da HCI, pela disponibilidade em me fornecer qualquer informação acerca da
obra e pela cedência de elementos cruciais para a concretização desta dissertação.
Aos meus amigos, pelo apoio ao longo destes meses, pela motivação, companhia e partilha de
conhecimentos. Às minhas colegas de casa e grandes amigas que acompanharam de perto todo este
percurso, pelo incentivo e ajuda em todos os momentos difíceis.
A todos, muito obrigado.
ii
iii
Resumo
Com o crescente aumento da reabilitação nos edifícios de hoje em dia, e o facto de muitas vezes ser
necessário manter a fachada principal devido à regulamentação imposta, recorre-se a estruturas de
contenção provisórias da fachada, originando obras de condicionamento e dificuldades particulares.
Aliado a este processo de contenção da fachada surge também a necessidade de construir em
profundidade, em locais com diversas condicionantes, onde as características mecânicas dos solos
nem sempre são as mais favoráveis. Neste contexto surge o tema desta dissertação, que pretende
abordar esta eficiente solução de crescimento em profundidade através da contenção periférica de
solos, em zonas onde a procura de espaços comerciais e de serviços é cada vez mais frequente.
Com o objetivo de uma maior compreensão dos procedimentos utilizados foi acompanhada a obra
localizada na Av. Duque de Loulé, que contempla 3 edifícios localizados nos números 86, 90 e 94,
tendo sido observados aspetos referentes à escavação e contenção periférica realizadas. Como
solução de contenção periférica recorreu-se à tecnologia de Paredes tipo Munique construída com
recurso a ancoragens ou escoramentos metálicos e ainda recorrendo a microestacas ou perfis
metálicos, consoante a parede em causa. Neste tipo de obra é importante respeitar a sequência
construtiva da técnica das Paredes tipo Munique de forma a minimizar deslocamentos e a evitar
situações de insegurança em obra.
Revelou-se interessante fazer uma análise dos resultados obtidos pela instrumentação ao longo do
faseamento construtivo devido a todas as condicionantes a que este tipo de obra está sujeito,
permitindo esta análise avaliar os deslocamentos verificados quer nas fachadas, quer nas paredes de
contenção periféricas, quer em edifícios vizinhos.
Tendo por base a instrumentação efetuada, procedeu-se à modelação numérica da solução recorrendo
ao software Plaxis 2D. Foi então realizada uma retroanálise, onde os resultados de ambas as
metodologias foram comparados, e foi realizada uma interpretação face à informação fornecida. Os
resultados obtidos foram satisfatórios ainda que não se tenha procedido a uma modelação 3D.
PALAVRAS-CHAVE: Fachada, Contenção Periférica, Parede tipo Munique, Instrumentação,
Modelação.
iv
v
Abstract
With the increasing rehabilitation in buildings of today and the fact that is often necessary to keep the
main façade due to imposed regulation, refers to temporary earth retaining structures of the façade,
originating constructions with particular difficulties. Allied to this façade retention solutions must be
associated with excavations for basements execution, in places with various conditionings and where
the soil mechanical characteristics are not always favorable. In this context emerge the theme of this
thesis, which intends to approach this efficient growth solution in depth through the peripheral earth
retaining walls of soil in areas where the demand for shopping and services is increasingly common.
In order to further understanding the procedures used, it was followed the construction located at Av.
Duque de Loulé, which includes three buildings, numbers 86, 90 and 94, where were observed aspects
related to the façades retention solutions, the excavation and to the execution of peripheral earth
retaining walls. King post walls technology was adopted for the peripheral earth retaining walls using
anchors or props, for bracing and using micropiles or steel profiles, for foundation. In this type of
construction it is important to respect the constructive sequence of the king post walls in order to
minimize displacement and to prevent unsafe conditions.
Doing an analysis of the results obtained by the instrumentation along the construction phases proved
interesting because of all the conditions to which this type of construction is subjected, allowing the
analysis to evaluate the checked displacements both at the façades and at both the peripheral earth
retaining walls and the neighboring buildings.
The analysis of the monitoring results allowed to calibrate the numerical modeling using the Plaxis 2D
software. Back analysis was realized, where the results of both methods were compared and an
interpretation was performed. The results were satisfactory although it has not used a 3D modeling.
Key Words: Façade, Peripheral earth retaining walls, King post walls, Instrumentation, Modeling.
vi
vii
Índice
1. Introdução ........................................................................................................................................ 1
1.1. Enquadramento Geral ............................................................................................................. 1
1.2. Estrutura da Dissertação ......................................................................................................... 1
2. Estruturas de Contenção Periférica ................................................................................................. 3
2.1. Generalidades ......................................................................................................................... 3
2.2. Impulsos de Terras .................................................................................................................. 4
2.3. Cortinas ancoradas ................................................................................................................. 6
2.4. Influência das escavações nas construções vizinhas ............................................................. 7
2.5. Tipos de Contenções ............................................................................................................... 8
2.5.1. Muros de Munique ........................................................................................................... 8
2.5.2. Vantagens/Desvantagens ............................................................................................. 10
2.6. Sistemas de Suporte de Escavações .................................................................................... 11
2.6.1. Ancoragens .................................................................................................................... 11
2.6.2. Escoramentos ................................................................................................................ 14
3. Contenção e Preservação de fachadas ......................................................................................... 15
3.1. Generalidades ....................................................................................................................... 15
3.2. Localização da estrutura de contenção da fachada .............................................................. 16
3.3. Geometria das Estruturas de Contenção .............................................................................. 17
3.4. Fundações das estruturas de contenção .............................................................................. 23
3.5. Ligação da estrutura de contenção à fachada e edifícios adjacentes .................................. 23
4. Caso de estudo .............................................................................................................................. 25
4.1. Enquadramento ..................................................................................................................... 25
4.1.1. Localização e Enquadramento Histórico ....................................................................... 25
4.2. Intervenções anteriores ..................................................................................................... 26
4.3. Tipo de obra a executar ..................................................................................................... 27
4.4. Constituição dos edifícios existentes ................................................................................ 27
4.5. Condicionalismos .................................................................................................................. 28
4.5.1. Natureza Arquitetónica da fachada ............................................................................... 28
4.5.2. Condições de vizinhança ............................................................................................... 28
viii
4.5.3. Condições Geotécnicas locais ...................................................................................... 29
4.6. Acompanhamento da obra .................................................................................................... 30
4.6.1. Ancoragens .................................................................................................................... 31
4.6.2. Execução de painéis da parede tipo Berlim .................................................................. 36
4.6.3. Execução de leituras nos aparelhos de instrumentação e observação ........................ 38
4.7. Solução executada para a contenção periférica ................................................................... 39
4.8. Solução executada para a contenção da fachada ................................................................ 41
4.9. Solução para suspensão das paredes .................................................................................. 43
4.10. Incidente ocorrido em edifício vizinho ............................................................................... 45
4.11. Plano de Instrumentação e Observação ........................................................................... 49
4.11.1. Generalidades ............................................................................................................... 49
4.11.2. Grandezas a medir ........................................................................................................ 49
4.11.3. Instrumentos Utilizados ................................................................................................. 49
4.11.4. Frequência das leituras ................................................................................................. 52
4.11.5. Localização da instrumentação ..................................................................................... 52
4.11.6. Processamento e interpretação das leituras ................................................................. 53
4.11.7. Monotorização da obra .................................................................................................. 54
5. Modelação do Caso de Estudo ...................................................................................................... 57
5.1. Enquadramento ..................................................................................................................... 57
5.2. Definição da Geometria ......................................................................................................... 60
5.3. Caracterização dos materiais ................................................................................................ 62
5.4. Características dos materiais estruturais .............................................................................. 63
5.5. Geração da malha de elementos finitos ................................................................................ 65
5.6. Faseamento Construtivo e Cálculos ..................................................................................... 65
5.7. Resultados obtidos ................................................................................................................ 67
5.7.1. Deslocamentos .............................................................................................................. 67
5.7.2. Esforços ......................................................................................................................... 72
5.8. Comparação dos resultados obtidos na modelação com os reais ........................................ 73
6. Considerações Finais ..................................................................................................................... 79
6.1. Introdução .............................................................................................................................. 79
ix
6.2. Desenvolvimentos Futuros .................................................................................................... 80
Bibliografia ............................................................................................................................................. 81
Anexos ................................................................................................................................................... 85
Anexo I Planta do projeto de escavação e contenção periférica e Alçado da parede de contenção
periférica respetivamente, da autoria da Fundasol, para a ADIMAGRI. ........................................... 86
Anexo II Plantas do projeto de demolição e contenção .................................................................... 88
Anexo III Perfil geológico geotécnico interpretativo – corte A-A ....................................................... 90
Anexo IV Planta de localização das sondagens e perfis .................................................................. 91
Anexo V Faseamento construtivo da modelação numérica .............................................................. 92
Anexo VI Planta de localização dos equipamentos de observação ................................................. 96
Anexo VII Fachada principal dos edifícios existentes – Localização dos equipamentos ................. 98
Anexo VIII Identificação dos edifícios confinantes – Localização dos equipamentos ...................... 99
Anexo IX Parede PC2 – Alçado e Corte ......................................................................................... 100
Anexo X Exemplo de ensaio de receção simplificado .................................................................... 101
x
xi
Índice de Tabelas
Tabela 2.1- Vantagens e Desvantagens da utilização da técnica de Muros de Munique .................... 10
Tabela 3.1 - Tipos de localização da estrutura de contenção em relação à fachada (Sousa, 2012) ... 17
Tabela 3.2- Vantagens e desvantagens das diferentes geometrias das estruturas de contenção
periférica ................................................................................................................................................ 22
Tabela 4.1- Parâmetros de cada zona geotécnica ............................................................................... 30
Tabela 4.2- Medidas de Contenção adotadas nos edifícios 90 e 94 .................................................... 42
Tabela 4.3 – Medidas de contenção adotadas no edifício 86 ............................................................... 42
Tabela 4.4- Constituição das paredes e reforço utilizado ..................................................................... 43
Tabela 4.5- Critérios de alerta e alarme para a parede de contenção ................................................. 53
Tabela 4.6 – Critérios de alerta e alarme para as fachadas dos edifícios ............................................ 53
Tabela 5.1 – Propriedades das ancoragens ......................................................................................... 61
Tabela 5.2- Parâmetros do solo com base no modelo Hardening Soil ................................................. 63
Tabela 5.3- Propriedades dos materiais estruturais ............................................................................. 64
Tabela 5.4 – Propriedades das ancoragens ......................................................................................... 64
Tabela 5.5- Propriedades definidas para a fachada de alvenaria ordinária de pedra .......................... 65
Tabela 5.6- Comparação dos deslocamentos obtidos .......................................................................... 71
Tabela 5.7 – Comparação dos valores de deslocamentos máximos obtidos ....................................... 77
xii
xiii
Índice de Figuras
Figura 2.1 – Diagramas de pressões aparentes a partir de forças medidas nas escoras (Guerra, 2008)
................................................................................................................................................................. 5
Figura 2.2- Diagramas de Terzaghi e Peck (Guerra, 2008) .................................................................... 5
Figura 2.3 – Evolução do estado de tensão de um elemento de solo suportado por uma cortina ancorada
(Guerra, 2007) ......................................................................................................................................... 7
Figura 2.4 – Ilustração do faseamento construtivo das paredes tipo Berlim definitivas (Guerra et al.,
2003) ........................................................................................................................................................ 9
Figura 2.5- Ilustração detalhada das fases V e VI (Guerra et al., 2003). .............................................. 10
Figura 2.6 – Constituição de uma ancoragem (Carvalho, 2009) .......................................................... 11
Figura 3.1 – Sistema de contenção da fachada interior (anfer - Metalúrgica António Fernandes, s.d.)
............................................................................................................................................................... 16
Figura 3.2 – Sistema de contenção da fachada exterior (anfer - Metalúrgica António Fernandes, s.d.)
............................................................................................................................................................... 16
Figura 3.3 – Sistema de contenção da fachada com parte interna/externa (Garcia, 2014) ................. 16
Figura 3.4- Utilização de escoramento inclinado para conter a fachada (Sousa, 2012) ...................... 18
Figura 3.5- Escoramento aéreo utilizado em fachadas perpendiculares (Garcia, 2014) ...................... 19
Figura 3.6- Sistema de contenção em consola executado em ambos os lados da estrutura (Cruz, 2008)
............................................................................................................................................................... 20
Figura 3.7 – Contenção em pórtico ....................................................................................................... 21
Figura 3.8- Estrutura de contenção metálica e pormenores de ligação antes e depois da nova estrutura
de betão armado (Sousa, 2012) ............................................................................................................ 24
Figura 4.1 - Localização da obra ........................................................................................................... 25
Figura 4.2 - Disposição do perímetro de escavação no quarteirão ...................................................... 28
Figura 4.3- Fundações semi-directas do edifício existente ................................................................... 31
Figura 4.4- Furação ............................................................................................................................... 32
Figura 4.5- Colocação dos cabos no furo ............................................................................................. 33
Figura 4.6 – Preenchimento do furo com calda de cimento .................................................................. 33
Figura 4.7- Injeção com calda de selagem ........................................................................................... 34
Figura 4.8- Aplicação de pré-esforço .................................................................................................... 35
Figura 4.9 – Colocação das cunhas metálicas...................................................................................... 35
xiv
Figura 4.10- Escavação para abertura dos painéis do alçado FK ........................................................ 37
Figura 4.11 - Montagem da cofragem do alçado FK ............................................................................. 37
Figura 4.12- Estação total ..................................................................................................................... 38
Figura 4.13- Planta de localização dos alçados das paredes de contenção ........................................ 39
Figura 4.14 – Solução executada para a contenção da fachada (vista do interior do edifício 94) ....... 43
Figura 4.15 – Perspetiva das estacas de suspensão contraventadas (parede de tardoz) ................... 44
Figura 4.16 - Perspetiva das estacas de suspensão contraventadas (parede da caixa de escadas) .. 45
Figura 4.17 – Planta do local do incidente e da localização das propriedades (Rui Silva, José Alves,
António Pereira, 2015) ........................................................................................................................... 46
Figura 4.18 – Corte esquemático da parede Pc8a, adjacente ao edifício onde ocorreu o incidente.
Sequência de situações que contribuíram para a formação da caverna (de Maio de 2010 a Junho de
2015) ...................................................................................................................................................... 48
Figura 4.19 - Corte esquemático da parede Pc8a, adjacente ao edifício onde ocorreu o incidente.
Situação após formação da caverna em Junho de 2015 ...................................................................... 48
Figura 4.20- Alvo Topográfico ............................................................................................................... 49
Figura 4.21- Planta de localização dos equipamentos de observação ................................................. 50
Figura 4.22 – Corte tipo A1 ................................................................................................................... 50
Figura 4.23 – Corte tipo A2 ................................................................................................................... 50
Figura 4.24 – Corte tipo A3 ................................................................................................................... 51
Figura 4.25 – Corte tipo A4 ................................................................................................................... 51
Figura 4.26- Célula de carga ................................................................................................................. 51
Figura 4.27 – Localização dos alvos topográficos 9 e 10 (Planta) (Consórcio externo Pedro Palha da
Silva e João Pedro Rodrigues Cancela, 2015) ..................................................................................... 54
Figura 4.28 – Localização dos alvos 9 e 10 (Alçado) (Consórcio externo Pedro Palha da Silva e João
Pedro Rodrigues Cancela, 2015) .......................................................................................................... 55
Figura 4.29- Evolução do deslocamento horizontal em alguns dos alvos topográficos instalados de Maio
de 2014 a Outubro de 2015 (Consórcio externo Pedro Palha da Silva e João Pedro Rodrigues Cancela,
2015) ...................................................................................................................................................... 55
Figura 4.30 - Evolução do deslocamento vertical em alguns dos alvos topográficos instalados de Maio
de 2014 a Outubro de 2015 (Consórcio externo Pedro Palha da Silva e João Pedro Rodrigues Cancela,
2015) ...................................................................................................................................................... 56
Figura 5.1 – Planta com indicação da secção a modelar assim como o corte D-D.............................. 58
Figura 5.2- Corte D-D da parede PC2 ................................................................................................... 59
xv
Figura 5.3 – Alçado EF (parede PC2 e PC3) ........................................................................................ 60
Figura 5.4 – Geometria da modelação numérica no Plaxis 2D............................................................. 62
Figura 5.5- Deformada da parede de contenção no final de escavação .............................................. 67
Figura 5.6 – Deslocamentos horizontais no final da escavação ........................................................... 67
Figura 5.7 – Deslocamentos verticais no final da escavação ............................................................... 68
Figura 5.8 – Representação dos pontos de plastificação no final da escavação ................................. 69
Figura 5.9 – Deslocamentos registados na parede de contenção no final da escavação .................... 69
Figura 5.10 – Gráfico da evolução do deslocamento horizontal da parede de contenção em
profundidade ao longo das diferentes fases construtivas ..................................................................... 70
Figura 5.11 – Evolução do Esforço axial em profundidade na fase final da escavação ....................... 72
Figura 5.12- Momentos fletores instalados na parede de contenção ................................................... 73
Figura 5.13 - Corte tipo A2 .................................................................................................................... 74
Figura 5.14- Localização do alvo 2I20 – parede de contenção ............................................................ 75
Figura 5.15 - Evolução dos deslocamentos no alvo 2I20B ao longo do tempo .................................... 75
Figura 5.16 - Evolução dos deslocamentos no alvo 2I20A ao longo do tempo .................................... 76
xvi
xvii
Simbologia
γ Peso volúmico do solo
c’ Coesão efetiva
Φ’ Ângulo de atrito interno do solo
E Módulo de deformabilidade
𝛾𝑠𝑎𝑡 Peso volúmico saturado
𝛾𝑢𝑛𝑠𝑎𝑡 Peso volúmico não saturado
Ψ Ângulo de dilatância
𝐸50𝑟𝑒𝑓
Rigidez secante de ensaios triaxiais drenados
𝐸𝑜𝑒𝑑𝑟𝑒𝑓
Rigidez tangente de ensaios edométricos drenados
m Potência para a dependência tensional da rigidez
𝐸𝑢𝑟𝑟𝑒𝑓
Rigidez em descarga e recarga
𝐾𝑜 Coeficiente de impulso em repouso
𝑅𝑓 Coeficiente de rotura, relaciona a tensão deviatórica na rotura com a hipérbole
(tensão deformação)
𝑝𝑟𝑒𝑓 Pressão de referência
𝜎3 Tensão horizontal
𝜎1 − 𝜎3 Tensão deviatórica
δ Deformação
xviii
1
1. Introdução
1.1. Enquadramento Geral
Com a crescente ocupação do meio urbano e a valorização dos terrenos nos grandes centros, tem sido
necessário adotar soluções que permitam um melhor aproveitamento do espaço, tirando partido do
sub-solo. É, por isso, necessário recorrer a técnicas especializadas de forma a poder ser satisfeito o
nivel de exigências deste tipo de obras. Deve ser tido em conta o facto de muitas zonas da cidade
possuirem imóveis classificados, sendo por isso mandatório seguir o regulamento imposto, o que
muitas vezes implica preservar a fachada existente. Para além disso, devido ao facto de se tratar de
um espaço urbano, deve haver a necessidade de construir sem causar danos nas construções vizinhas,
de modo a não comprometer a segurança e evitar deslocamentos significativos.
É neste contexto que surge o tema desta dissertação, que incide nas soluções de contenção periféricas
utilizadas em meio urbano, em que irá ser feito um paralelismo com um caso de obra onde será
necessário conter o terreno de forma a construir em profundidade e ao mesmo tempo conter a fachada
existente.
O objetivo principal desta dissertação será o de fazer um estudo de uma secção condicionante em obra
e estudar como é que a sequência de execução da escavação e contenção influenciam os
deslocamentos desta. Para isso, irá recorrer-se ao software Plaxis 2D de modo a criar um modelo dessa
mesma secção e posteriormente comparar os resultados obtidos neste com os resultados obtidos na
fase de monitorização da obra, chamando a atenção para a relevância do Plano de Instrumentação e
Observação neste tipo de obras.
1.2. Estrutura da Dissertação
A presente dissertação encontra-se dividida em 7 capítulos, sendo o primeiro e o último referentes
respetivamente à introdução e à conclusão.
O primeiro capítulo corresponde à Introdução, em que é feito o enquadramento geral da dissertação
em causa e onde é apresentada a estrutura desta.
No segundo capítulo irá ser feita uma abordagem teórica às estruturas de contenção periféricas.
Procura-se abranger aspetos como o comportamento deste tipo de estruturas, a influência destas nas
construções vizinhas, assim como as pressões que se geram nestas estruturas provocadas pelo
terreno. Não irá ser feita referência a todos os tipos de estruturas de contenção que existem, mas
apenas à solução aplicada no caso de estudo, as Paredes de Munique, apresentando para além disso
as vantagens da utilização desta solução em relação às demais.
2
No terceiro capítulo irão ser abordados os sistemas de suporte de escavações, fazendo referência às
ancoragens e aos escoramentos, estruturas estas que vão funcionar como travamento horizontal das
estruturas de contenção.
No quarto capítulo irá ser abordado o tema da contenção e preservação da fachada, indispensável ter
em conta, uma vez que a obra em causa assim o exige. Desta forma, será feito referência a todos os
cuidados a ter em obra de forma a ser possível conter a fachada, assim como as estruturas e processos
necessários para o alcançar.
O quinto capítulo incide sobre o caso de estudo, a obra na Avenida Duque de Loulé, em que irá ser
feito um enquadramento geral desta, a sua localização, enquadramento histórico, intervenções feitas
anteriormente, o tipo de obra que se pretende executar, assim como a constituição do edifício já
existente ao qual se procedeu à demolição. Irão ser abordados os condicionamentos tidos em conta
quer de natureza geológica, quer em relação às condições de vizinhança. Neste capítulo irá dar-se
especial ênfase à solução adotada nesta obra, e à solução adotada para conter a fachada, assim como
à solução adotada para suspender as paredes que não foram demolidas. Existe ainda um subcapítulo
em que se vai abordar aspetos relacionados com o acompanhamento realizado à obra durante a
elaboração desta dissertação. É ainda essencial referir a importância do subcapítulo referente ao plano
de instrumentação e observação, indispensável neste tipo de obras em que qualquer deslocamento
tem de ser tido em conta.
No sexto capítulo irá ser apresentada uma modelação da solução de contenção feita para o caso de
estudo, recorrendo ao software Plaxis 2D, em que são definidos os parâmetros e a geometria da
solução em causa para assim ser possível fazer uma análise dos valores obtidos. Irá ainda ser feita
uma comparação dos resultados obtidos na monotorização da obra com os resultados obtidos na
modelação efetuada.
Por ultimo, no sétimo capítulo são realizadas considerações finais acerca do trabalho desenvolvido, e
também propostas para desenvolvimentos futuros.
3
2. Estruturas de Contenção Periférica
2.1. Generalidades
Com a crescente valorização dos terrenos nos grandes centros urbanos é cada vez mais comum a
criação de espaços subterrâneos. Torna-se assim indispensável a criação de estruturas de contenção
periféricas que, ao permitirem conter o terreno na periferia da construção, irão permitir a execução dos
trabalhos de escavação em condições de segurança (Brito, 2002).
Existem distintos tipos de contenção, tais como paredes moldadas, cortinas de estacas-pranchas,
cortinas de estacas moldadas, Muros de Berlim, Muros de Munique, entre outras. As principais
diferenças entre os vários tipos de contenção são essencialmente o processo de construção, o material
utilizado, e a flexibilidade e rigidez da parede. A viabilidade de qualquer dos métodos construtivos
utilizados depende em grande extensão do tipo de terreno e da posição do nível freático e também dos
equipamentos disponíveis e da competência dos técnicos envolvidos (Kempfert & Gebreselassie,
2006). Apenas se irá dar ênfase às soluções que irão ser executadas na obra referente ao caso de
estudo, para os restantes tipos de contenção apenas será feita uma comparação.
Existem vários fatores que irão influenciar o tipo de estrutura de contenção a utilizar, de entre os quais
se salienta as características do terreno em causa, a necessidade ou não de impermeabilização, as
limitações construtivas tais como as construções vizinhas e as circulações de trânsito a considerar.
Ainda há que ter em conta se a estrutura de contenção a executar deverá ter carácter definitivo ou
provisório, o custo desta e o seu tempo de execução (Brito, 2002).
Este tipo de estruturas está associado a escavações e a suporte de terras possibilitando a transmissão
dos impulsos horizontais do terreno a dispositivos como ancoragens ou escoramentos e ao solo a maior
profundidade.
As deformações associadas a este tipo de estruturas de suporte flexíveis produzem efeitos
significativos na distribuição das pressões do solo, tal como nas grandezas dos momentos fletores,
impulsos e esforços para que são dimensionadas (Peck, 1972). Muitas vezes é utilizada a designação
de “cortina” ou “parede” como referência a este tipo de estrutura de contenção flexível (Fernandes,
1983).
De acordo com Eurocódigo 7 – Projecto geotécnico (2010), o tipo de estrutura de suporte designado
de cortina refere-se a estruturas delgadas de aço, de betão armado ou madeira que se encontram
suportadas por escoras, ancoragens e/ou por pressões de terras de tipo passivo. Neste tipo de
estruturas é desprezável a contribuição do seu peso, enquanto que a sua capacidade resistente à flexão
desempenha uma função significativa no suporte do material retido.
4
Em relação às condições de apoio, as estruturas de suporte flexíveis poderão ser as seguintes,
segundo Garcia (2014):
Autoportantes: A estabilidade da estrutura de suporte de terras é garantida apenas pela parte
enterrada da cortina;
Mono-apoiadas: Podem ser ancoradas ou escoradas, apresentando apenas um nível de apoio;
Multi-apoiadas: Podem ser ancoradas ou escoradas, apresentando vários níveis de apoio
dependendo da altura da contenção e das características do terreno.
Segundo o Eurocódigo 7 – Projecto geotécnico (2010), devem ser considerados os seguintes estados
limites nestes tipos de estruturas:
Perda de estabilidade global;
Rotura de um elemento estrutural, por exemplo, um muro, ou cortina, uma ancoragem, uma
viga de distribuição ou uma escora, ou rotura da ligação entre elementos estruturais;
Rotura por levantamento hidráulico e por erosão tubular;
Rotura conjunta do terreno e de um elemento estrutural;
Movimentos da estrutura de suporte que possam causar o colapso, ou afetar a aparência ou a
eficiência da utilização da própria estrutura ou de estruturas ou redes de serviços vizinhas;
Alteração inadmissível do regime hidrogeológico;
Transporte inadmissível de partículas de solo sob ou através da estrutura de suporte;
Rotura por rotação ou por translação da cortina ou por partes desta;
Rotura por perda de equilíbrio vertical.
Sendo os dois últimos estados limites apenas considerados para as cortinas, enquanto que os restantes
aplicam-se a todos os tipos de estruturas de suporte.
2.2. Impulsos de Terras
O que sucede nas estruturas de suporte rígidas, em que é possível uma teoria para calcular os impulsos
não sucede nas estruturas de suporte flexíveis. Terzaghi concluiu isso, a partir de alguns trabalhos,
devido ao facto de estes impulsos dependerem de fatores como as deformações permitidas pelo
sistema de suporte, da localização deste, e da rigidez da cortina de contenção. Conclui-se assim que
se trata de um problema de interação solo-estrutura que não é possível ser explicado por uma teoria
de impulsos (Guerra, 2008).
5
Figura 2.1 – Diagramas de pressões aparentes a partir de forças medidas nas escoras (Guerra, 2008)
Fizeram-se varias experiências, em que se media a força nas escoras dividida pela sua área de
influência, tal como representado na Figura 2.1, para determinar os diagramas de pressões aparentes
em paredes flexíveis escoradas, sendo que concluiu-se que se obtinham diferentes valores em
diferentes escoras durante os trabalhos de escavação. Este facto deve-se ao procedimento construtivo,
que, ao se realizar de forma faseada, vai fazer com que se gerem diferentes pressões à medida que
se escava e aplica o escoramento (Fernandes, 1983).
Assim, Terzaghi e Peck propuseram os diagramas envolventes representados na Figura 2.2, podendo-
se estimar a partir destes as cargas nas escoras. No dimensionamento destas multiplica-se por fatores
de 1.2 para solos arenosos e 2 para solos argilosos (Guerra, 2008).
Figura 2.2- Diagramas de Terzaghi e Peck (Guerra, 2008)
6
2.3. Cortinas ancoradas
Recorre-se muitas vezes à substituição das escoras pelas ancoragens pré-esforçadas, devido à sua
flexibilidade, diminuição de tempos de construção e economia.
Desta forma, surge a necessidade de saber a carga necessária a aplicar nas ancoragens, isto é, para
que valores das pressões se procede à escolha do pré-esforço das ancoragens, ao contrário do que
surgia para as escoras em que se pretendia determinar as pressões que estavam sujeitas a tardoz da
estrutura. Esta carga de pré-esforço a aplicar nas ancoragens é calculada de forma a equilibrar os
diagramas de Terzaghi e Peck, isto é, tendo por base as configurações da estrutura de contenção ao
longo do faseamento construtivo (Guerra, 2007).
Segundo Guerra (2007), as ancoragens em estruturas de contenção flexíveis funcionam, sobretudo,
pela alteração do estado de tensão que causam ao solo suportado, e não pela sua rigidez ou imposição
de deslocamentos.
Analisa-se agora a evolução do estado de tensão em um elemento de solo suportado por uma cortina
ancorada, tal como representado na Figura 2.3. As tensões 𝜎1 e 𝜎3 são principais e admite-se que
permanecem principais durante a escavação e realização de pré-esforço.
Na fase 1, da Figura 2.3, correspondente à escavação, a tensão 𝜎1 (vertical) mantém-se
constante, e a tensão 𝜎3(horizontal) diminui. Isto é, aumenta a tensão deviatórica 𝜎1 − 𝜎3, com
consequente evolução da tensão-deformação ilustrada na fase 1;
Na fase 2, em que é aplicado o pré-esforço, a tensão 𝜎3(horizontal) sofre alteração, levando a
uma tensão deviatórica 𝜎1 − 𝜎3 inferior;
Ao se proceder à nova escavação na fase 3, haverá de novo um aumento da tensão deviatórica
𝜎1 − 𝜎3, com evolução da curva tensão-deformação para a fase 3, correspondendo a uma
deformação δ3.
Caso não se tivesse procedido à realização de pré-esforço a curva tensão-deformação passaria da
fase 1 para a fase 3, o que levaria a uma deformação δ3A, superior a δ3, e mais próxima da rotura.
É possível concluir assim que a alteração do estado de tensão do solo provocado pelas ancoragens
leva a um bom funcionamento das cortinas ancoradas (Guerra, 2007).
7
Figura 2.3 – Evolução do estado de tensão de um elemento de solo suportado por uma cortina ancorada (Guerra, 2007)
2.4. Influência das escavações nas construções vizinhas
Os movimentos na escavação e em redor desta surgem devido à alteração do estado de tensão no
terreno envolvente, principalmente devido ao alívio das tensões iniciais horizontais e verticais.
Devido à descompressão dos solos que se verifica durante a escavação na fase de construção são
gerados deslocamentos para o interior da obra. É necessário por isso ter em atenção estes valores de
forma a não afetar os edifícios vizinhos, especialmente se estes apresentarem fragilidades estruturais.
Existem diversos fatores que podem influenciar o comportamento das estruturas e serviços vizinhos.
Costa (2015) descreve os seguintes:
Falhas estruturais, presentes quer na estrutura de contenção, quer no sistema de travamento,
ou ainda ao nível da estabilidade do fundo da escavação;
Deslocamentos excessivos, possivelmente gerados pelo mau dimensionamento da parede de
contenção, ou falhas no faseamento construtivo da mesma;
Vibrações excessivas, por exemplo, no caso em que se executam cortinas de estacas
cravadas, podendo originar fendilhações nas estruturas vizinhas;
Modificação do nível freático, por exemplo, quando as paredes de contenção são impermeáveis
podem fazer alterar o nível freático, levando a levantamentos num lado da escavação e a
assentamentos do outro lado. Outro exemplo é quando se faz bombear a água que se encontra
no fundo da escavação, levando ao arrastamento de partículas de solo e podendo causar
assentamentos diferenciais.
8
2.5. Tipos de Contenções
2.5.1. Muros de Munique
2.5.1.1. Campo de Aplicação
O tipo de contenção designado de Muros de Munique, ou também muitas vezes abordado como parede
de contenção tipo Berlim definitiva, é uma solução de carácter permanente que surgiu na década de
70, do século XX. Este tipo de contenção é uma solução muito utilizada nos dias de hoje, em edifícios
em que se prevê a manutenção da sua fachada, uma vez que apresenta várias vantagens em relação
a outras soluções (Cravinho, 2015).
Trata-se de uma solução em que são usados perfis metálicos cravados no terreno na vertical, sendo o
espaço compreendido entre estes preenchido com betão armado (Cravinho, 2015). Estes perfis irão ter
como função transmitir as cargas provenientes do peso próprio da parede de betão e da componente
vertical das forças nas ancoragens, não sendo contabilizada a sua rigidez por flexão uma vez que esta
já é conseguida pela parede de betão armado que possui uma rigidez superior à dos perfis (Guerra,
1999).
Existem algumas variações em relação a este tipo de contenção. Exemplos disso são os designados
Muros de “Lisboa” caracterizados por apresentarem painéis mais largos que os Muros de Munique,
sendo utilizados quando as condições geotécnicas locais são melhores do que aquelas que estavam
previstas. Os Muros de “Coimbra” é outra da variante aos Muros de Munique em que não se recorre a
perfis metálicos, logo torna esta solução mais económica, apesar de não ser uma solução
recomendável. Já na variante designada por Paredes tipo “Paris” os perfis metálicos são substituídos
por elementos de betão armado pré-fabricados, sendo que não é uma solução utilizada nos dias de
hoje (Cravinho, 2015).
2.5.1.2. Processo construtivo
Para a execução das paredes tipo Berlim definitivo, adota-se o faseamento construtivo representado
na Figura 2.4 e Figura 2.5. De referir que neste tipo de solução primeiramente são instalados os perfis
verticais e de seguida é realizada a escavação por níveis, sendo esta acompanhada pela execução
dos painéis de betão armado, em que o seu faseamento é feito de forma alternada, executando-se
primeiro os painéis primários e de seguida os secundários (Guerra et al., 2003).
9
Fase Descrição
I Furação, instalação dos perfis e selagem;
II Execução da viga de coroamento;
III Escavação do 1º nível, por painéis alternados;
IV Execução, por painéis alternados, dos painéis do 1º nível;
Realização e pré-esforço das ancoragens;
V Escavação do 2º nível, por painéis alternados;
VI Execução, por painéis alternados, dos painéis do 2º nível;
Realização e pré-esforço das ancoragens;
VII Escavação do 3º nível, por painéis alternados;
VIII Execução, por painéis alternados, dos painéis do 3º nível;
Figura 2.4 – Ilustração do faseamento construtivo das paredes tipo Berlim definitivas (Guerra et al., 2003)
10
Figura 2.5- Ilustração detalhada das fases V e VI (Guerra et al., 2003).
Na Figura 2.5 é possível perceber em pormenor a fase V e VI. Primeiramente é feita a escavação do
2º nível, por painéis alternados, seguindo-se a montagem da armadura. De seguida, é colocada uma
almofada de areia na base do painel para ligar a armadura ao painel do nível seguinte, e por fim é
instalado o sistema de cofragem e é betonado o painel. Posteriormente, não estando ilustrado na Figura
2.5, é retirada a cofragem após a presa do betão e é feita a furação para a execução da ancoragem.
2.5.2. Vantagens/Desvantagens
Na Tabela 2.1 apresenta-se as vantagens e desvantagens dos Muros de Munique em relação a outras
técnicas (Cravinho, 2015).
Tabela 2.1- Vantagens e Desvantagens da utilização da técnica de Muros de Munique
Solução Vantagens Desvantagens
Muros de
Munique
Não exige pessoal e tecnologia
especializados, nem grande área de
estaleiro;
Baixo custo, no caso de se usar
escoramentos em vez de ancoragens;
É possível proceder-se à escavação
ao mesmo tempo que se executa a
contenção;
Acabamento aceitável uma vez que
existe cofragem interior.
Necessário que os terrenos
apresentem alguma consistência;
Processo com fracos rendimentos
diários em área;
Não garante impermeabilidade a
longo prazo no caso de existir nível
freático elevado;
Possíveis vibrações resultantes da
cravação dos perfis metálicos.
11
2.6. Sistemas de Suporte de Escavações
2.6.1. Ancoragens
As ancoragens são elementos estruturais de transferência de carga, compostas por três partes: cabeça,
comprimento livre e comprimento de selagem, tal como é possível observar na Figura 2.6. A capacidade
de carga desta por sua vez irá depender de cada uma das suas componentes, quer da preservação da
resistência intrínseca desta, quer das reações mobilizadas no terreno ao longo do comprimento de
selagem e na zona da cabeça (Carvalho, 2009).
Figura 2.6 – Constituição de uma ancoragem (Carvalho, 2009)
A cabeça da ancoragem tem como objetivo prender a armadura da ancoragem a um suporte através
de uma blocagem mecânica simples, sendo que no caso das ancoragens pré-esforçadas esta também
é a zona onde é aplicado o pré-esforço através do macaco hidráulico. Para além disso, esta deve
permitir que se atinja a tração característica da armadura. Trata-se por isso de um elemento que
distribui a tensão proveniente da armadura em conformidade com o previsto no projeto, sendo que um
comportamento inadequado desta pode comprometer toda a obra de suporte (Carvalho, 2009).
O comprimento livre de uma ancoragem corresponde à zona entre a secção de início de selagem e
a cabeça da armadura, isto é, “corresponde ao troço de armadura de pré-esforço que se encontra livre
para se deformar elasticamente e transferir para a estrutura a carga proveniente da resistência da
selagem” (Carvalho, 2009). Para proteger o aço de pré-esforço contra a corrosão é utilizada uma bainha
lisa ou corrugada, sendo que devido à exigência das ancoragens definitivas, nestas é necessário
medidas adicionais, tais como bainhas individuais preenchidas por massa anticorrosiva (Carvalho,
2009).
12
O bolbo de selagem da ancoragem é constituído por injeções de calda de cimento, que para além de
terem como objetivo transferir a carga, irão funcionar também como proteção contra a corrosão da
armadura de aço. Nas ancoragens definitivas é exigida uma proteção adicional conferida com o objetivo
de isolar a armadura em relação ao meio envolvente através de um tubo corrugado (Carvalho, 2009).
Esta zona é materializada através de múltiplas injeções de calda de cimento, a altas pressões, que
através do aumento de área de contacto entre o bolbo e o terreno irá possibilitar uma melhor
transmissão de esforços. Este deve localizar-se fora da cunha de rotura da escavação de modo a que
não haja problemas de instabilidade global (Costa, 2015).
As ancoragens podem ser classificadas quanto ao seu tipo de vida útil em ancoragens provisórias e
ancoragens “definitivas”. As ancoragens provisórias apresentam uma vida útil máxima de 2 anos,
enquanto que as definitivas apresentam uma vida útil mínima de 2 anos, sendo que por isso apresentam
maiores exigências em relação às primeiras. Estas devem apresentar proteção contra a corrosão
devido ao seu tempo de vida, devem apresentar instrumentação, e deve ser garantido o seu acesso de
forma a ser possível fazer o seu retensionamento e/ ou substituição. Diversas obras recorrem a
ancoragens definitivas tais como obras de suporte subterrâneas e de estabilização de taludes.
Para além disso as ancoragens podem também ser classificadas quanto à natureza do maciço, onde a
selagem destas se realiza, isto é se esta se realiza em solo ou em rocha.
Segundo Carvalho (2009), o comportamento destas e a sua capacidade de carga é influenciado pelos
seguintes fatores:
Características do terreno, em particular a fluência e a resistência ao corte;
Técnicas de construção, especialmente o método construtivo usado no bolbo de selagem;
Qualidade de mão-de-obra.
O tipo de ancoragem adotado também varia consoante o sistema de injeção utilizado. Poderá optar-se
pelo sistema de injeção IGU (injeção global unitária) ou IRS (injeção repetitiva seletiva). No sistema
IGU a injeção da calda de cimento é feita de uma só vez a partir das válvulas antirretorno presentes
nos tubos de injeção. Um dos problemas desta técnica é o facto de a calda poder ficar acumulada perto
das saídas ou seguir por um caminho preferencial, diminuindo assim a eficácia. O sistema IRS implica
que a calda seja introduzida de forma seletiva ao longo do comprimento de selagem, e dividida por
várias injeções, permitindo que se atinja as características de resistência pretendidas. As injeções são
feitas recorrendo-se a um obturador duplo que irá permitir isolar o trajeto da calda de cimento, de baixo
para cima. Em cada série de injeção é feito o controlo do volume da calda de cimento e da pressão de
injeção desta (Oliveira, 2012).
De acordo com Eurocódigo 7 – Projecto geotécnico (2010) devem ser considerados os seguintes
estados limites para ancoragens:
Rotura estrutural da armadura ou da cabeça da ancoragem, devido às tensões aplicadas;
Distorção ou corrosão da cabeça da ancoragem;
13
Rotura no contacto entre a calda e o terreno, para ancoragens seladas por injeção de calda;
Rotura na ligação entre a armadura de aço e a calda, para ancoragens seladas por injeção de
calda;
Perda de força na ancoragem causada por deslocamentos excessivos da cabeça da
ancoragem, por fluência ou por relaxação;
Rotura ou deformação excessiva de partes da estrutura por efeito da força aplicada pela
ancoragem;
Perda de estabilidade global do terreno suportado e da estrutura ancorada;
Interação de grupos de ancoragens com o terreno e estruturas adjacentes;
Rotura por insuficiência de capacidade resistente do corpo passivo, para ancoragens com
corpo passivo.
14
2.6.2. Escoramentos
O escoramento tem como objetivo o suporte de estruturas de contenção de terras, sendo o método
mais antigo e mais usado para suporte de escavações.
Existem escoramentos de aço, betão, betão armado e madeira, sendo que estes últimos foram os
primeiros a ser utilizados. A escolha do material irá depender dos esforços atuantes. De modo a reduzir
os deslocamentos dos solos nos terrenos circundantes e na parede de contenção poder-se-á recorrer
à utilização de pré-esforço nas escoras, que desta forma irá permitir um aumento da rigidez do sistema
(Mateus, 2010).
O sistema de pré-esforço numa escora pressupõe a instalação, após a compressão da escora com
recurso a macacos hidráulicos, de elementos de ajuste que substituem os macacos na sua retirada,
por exemplo, cunhas. Estes elementos são essenciais uma vez que irão permitir reduzir as perdas de
carga resultantes da retirada dos macacos e ainda o aumento da rigidez efetiva da escora (Perdigão,
1999).
A aplicação do pré-esforço irá ainda permitir um controlo das deformações provocadas pelas variações
de temperatura, o que é verificado principalmente em escoramentos metálicos com dimensões
consideráveis (Cunha, 2014).
Em comparação com as ancoragens, este sistema de suporte de estruturas de contenção em algumas
situações pode ser vantajoso, como é o caso de quando existem infraestruturas enterradas na
proximidade da escavação, que por isso não permitirão recurso a ancoragens por estas provocarem
perturbações no terreno. Outra situação é por exemplo quando não é possível efetuar ancoragens
devido à camada competente para executar o bolbo de selagem se encontrar a grande profundidade.
É ainda importante referir que este tipo de sistema de suporte também se torna muito útil na realização
de escavações estreitas e extensas como em túneis pouco profundos, em que é possível apoiar as
escoras entre duas paredes longitudinais. Estas podem ser integradas em vigas ou lajes da estrutura
definitiva, o que se torna também uma vantagem (Mateus, 2010).
Apesar da eficiência verificada deste sistema, do custo reduzido em termos de material e de mão-de-
obra, os curtos tempos de execução, este também apresenta limitações, tais como o facto da sua
utilização se verificar maioritariamente nos cantos ou em situações que as paredes que se pretende
suportar se encontrarem relativamente próximas. Desta forma, há uma limitação da utilização deste
sistema quando se verificam escavações com dimensões consideráveis, uma vez que devido ao grande
vão deixa de ser verificada a segurança em relação à encurvadura e à flexão, tendo que se usar um
sistema complicado de travamento nas escoras, o que vai trazer custos acrescidos, ao mesmo tempo
que dificulta o processo construtivo. Assim, como processo alternativo tem surgido a solução de apoiar
as paredes a suportar em escoras inclinadas apoiadas na base da escavação (Cunha, 2014).
15
3. Contenção e Preservação de fachadas
3.1. Generalidades
O presente capítulo aborda a temática da contenção da fachada em edifícios em que se pretende a
preservação desta por motivos regulamentares.
Hoje em dia, com a crescente modernização da construção, muitos edifícios vão se tornando cada vez
mais desatualizados, sendo necessária a sua reabilitação. Desta forma, existe muitas vezes a
necessidade de manter a fachada exterior, uma vez que a maioria dos edifícios classificados assim o
exige.
Devido ao facto de muitos dos edifícios antigos possuírem paredes exteriores com função estrutural,
torna-se necessário após a demolição do interior do edifício, fornecer o devido suporte à fachada,
através de uma estrutura provisória que irá suportar todas as ações a que esta estará sujeita, no período
de tempo em que ocorre os trabalhos de demolição até à ligação desta com a nova estrutura.
Esta técnica, de manter a fachada exterior, denominada de “fachadismo” (RICHARDS, 1994), exige
soluções muito especializadas devido ao comportamento imprevisível desta, e exigências técnicas que
elevam o custo da obra, sendo que seria muito mais simples e económico fazer a demolição total do
edifício.
As principais exigências técnicas associadas à contenção de fachadas são (Garcia, 2014):
Garantir um apoio temporário adequado, desde o início dos trabalhos de demolição até à
ligação com a nova estrutura;
Efetuar uma ligação eficiente entre a estrutura antiga e a construção nova;
Prever eventuais assentamentos diferenciais entre a estrutura antiga e nova;
Fornecer à estrutura nova um sistema de fundações que não interfira com o da estrutura antiga,
pondo em causa a sua estabilidade;
Garantir que a estrutura antiga não recebe quaisquer cargas verticais provenientes da
construção nova, tendo apenas de suportar o seu peso próprio.
16
3.2. Localização da estrutura de contenção da fachada
Existem três sistemas de localização da estrutura de contenção em relação à fachada a preservar,
como se pode observar nas Figura 3.1, Figura 3.2 e Figura 3.3. Na Tabela 3.1 encontra-se a descrição
de cada um destes tipos de sistema.
Figura 3.1 – Sistema de contenção da fachada interior (anfer -
Metalúrgica António Fernandes, s.d.)
Figura 3.2 – Sistema de contenção da fachada exterior (anfer -
Metalúrgica António Fernandes, s.d.)
Figura 3.3 – Sistema de contenção da fachada com parte interna/externa (Garcia, 2014)
17
Tabela 3.1 - Tipos de localização da estrutura de contenção em relação à fachada (Sousa, 2012)
Sistema Descrição Vantagens Desvantagens
Externo
A estrutura de
contenção está
localizada no
exterior da fachada
Não interfere com os
trabalhos a realizar
em obra
Obstrução da via
pública
Interno
A estrutura
temporária localiza-
se no interior do
edifício
Via pública
desobstruída
Dificuldade nos
trabalhos de
demolição e
construção da nova
estrutura
Misto Combina as vantagens e desvantagens dos sistemas anteriormente
descritos
Muitas vezes, no sistema externo é necessário utilizar como tipo de fundação microestacas, de modo
a absorver os esforços solicitados à estrutura. Este tipo de solução de fundação pode causar
problemas, uma vez que ao perfurar o terreno, poderá interferir nas redes existentes na proximidade
da estrutura. Uma alternativa a este tipo de fundação passa pela utilização de maciços de betão, sendo
que no caso em que seja necessário absorver esforços importantes estes maciços necessitariam de
ter dimensões muito grandes, o que por vezes é incompatível com o espaço disponível (Cruz, 2008).
Em qualquer tipo dos sistemas descrito é indispensável que a estrutura de contenção da fachada
suporte a mesma no tempo pretendido, ou seja, entre o início dos trabalhos de demolição e a total
ligação à estrutura nova.
3.3. Geometria das Estruturas de Contenção
Depois de ser analisada a fachada a manter assim como toda a sua envolvente (disposição dos
edifícios existentes), é importante ter atenção à posição dos futuros pisos que existirão na estrutura
nova e também do número e posição das paredes a conter, estes vão influenciar a geometria do sistema
de contenção a adotar.
Muitas vezes é necessário suportar mais do que uma parede. Por exemplo, se o edifício for de gaveto,
será necessário conter duas paredes, ou se o edifício se localizar no final de um quarteirão três paredes,
ou, tratando-se de um edifício isolado, quatro paredes. É apenas necessário conter uma parede se o
edifício se localizar numa linha de edifícios, todos com a fachada virada para a mesma rua (Sousa,
2012).
Hoje em dia existem várias geometrias de estruturas de contenção das fachadas, com diferentes
comportamentos estruturais, de entre as quais:
18
Escoramento inclinado
Tipo de estrutura constituída por barras inclinadas que irá permitir o encaminhamento das cargas da
fachada para a fundação. Os escoramentos inclinados estarão sujeitos maioritariamente ao esforço
normal, sendo que devem estar preparados para funcionar tanto à tração como à compressão devido
às diferentes direções das ações provenientes da fachada. A inclinação preferencial deste tipo de
estrutura varia entre 45º e 75º e o seu espaçamento ao longo da fachada pode variar entre 3 a 4,5
metros (Garcia, 2014). Na Figura 3.4 é ilustrado um exemplo deste tipo de geometria de estrutura de
contenção da fachada.
Figura 3.4- Utilização de escoramento inclinado para conter a fachada (Sousa, 2012)
Estes poderão apoiar num conjunto de chapas parede de forma a permitirem a transmissão dos
impulsos para os escoramentos e não diretamente nas paredes.
Escoramento aéreo
Neste tipo de estrutura são utilizadas escoras e tirantes de canto, em que não há a interação do
escoramento com o solo, sendo por isso desnecessário a ligação ao solo por fundações. Este tipo de
estrutura que normalmente é constituída por barras horizontais (que pode ter ou não ter barras
diagonais) irá ter a capacidade para absorver esforços de tração e compressão, sendo ligada aos
edifícios adjacentes permitindo a transmissão dos esforços a estes. Desta forma estes edifícios devem
ter resistência suficiente para suportar as ações a que estão sujeitos. Estas barras horizontais poderão
estar posicionadas obliquamente ou perpendicularmente às paredes, sendo que ainda existirá uma
estrutura constituída por vigas de distribuição (coplanar com a fachada) que permitirá a ligação com as
restantes paredes. Na Figura 3.5 é ilustrado um exemplo da utilização deste tipo de escoramento em
fachadas perpendiculares.
19
Figura 3.5- Escoramento aéreo utilizado em fachadas perpendiculares (Garcia, 2014)
O escoramento aéreo poderá ser utilizado conjuntamente com outros tipos de estrutura. Quanto à sua
colocação, esta será de cima para baixo, à medida que se procede à demolição dos pisos, para que a
estrutura se encontre sempre apoiada.
É utilizado muito este tipo de estrutura em edifícios de gaveto e em edifícios adjacentes, em que se tira
partido da posição das paredes e é efetuado escoramentos de canto.
Poderá também proceder-se ao escoramento de empenas em edifícios em que se prevê a sua
demolição, recorrendo a estruturas aéreas reticuladas. Estas estruturas vão funcionar à compressão,
contrariando os esforços de tração a que as empenas irão estar sujeitas depois da demolição do
edifício, impedindo assim grandes deslocamentos (e fendilhação) e evitando o colapso. Estas
estruturas devem ser instaladas em zonas resistentes do edifício de forma a possuírem maior
capacidade para absorver as cargas transmitidas, normalmente ao nível dos pisos, de forma a evitar
danos na alvenaria.
Em edifícios isolados também se pode considerar este tipo de estrutura tirando partido da disposição
relativa entre fachadas. Assim, as paredes das fachadas vão fazer a ligação da estrutura de contenção,
sendo muitas vezes necessário recorrer-se também a escoramentos de canto de forma a ser possível
a ligação entre fachadas perpendiculares e garantir a estabilidade destas.
Sistemas em consola
Este tipo de estrutura consiste na colocação de um conjunto de perfis, na vertical, encastrados na base
em fundações e ligados por perfis dispostos horizontalmente, tal como ilustrado na Figura 3.6. Tem a
designação indicada uma vez que os perfis irão funcionar como consolas verticais a receber cargas
concentradas no encontro com os perfis horizontais (Cruz, 2008).
Os perfis verticais irão estar sujeitos a esforços transversos e a momentos fletores devido às cargas
horizontais provenientes da fachada (Sousa, 2012).
20
Figura 3.6- Sistema de contenção em consola executado em ambos os lados da estrutura (Cruz, 2008)
Devido à flexibilidade associada a este tipo de sistema deve-se restringir a sua aplicação a fachadas
cujos edifícios apresentem poucos pisos de forma a controlar possíveis deformações. Para além disso,
o comprimento utilizado para os perfis caso a estrutura seja em aço laminado não deve exceder os
doze metros de modo a evitar zonas que conduzam a excentricidades (Sousa, 2012).
Este sistema quer usado internamente quer externamente não irá ocupar espaço, desta forma muitas
vezes opta-se por se usar em ambos os lados da fachada com o objetivo de diminuir as deformações
e aumentar a rigidez da estrutura (Sousa, 2012).
Sistemas em pórtico
Este tipo de contenção é constituído por perfis horizontais e verticais, podendo também incluir perfis
com função de contraventamento, ou seja perfis diagonais, constituindo assim um pórtico. Os perfis
verticais, ao receberem os esforços transmitidos pelos perfis horizontais e diagonais vão transmitir
estes ao solo, através das fundações. Normalmente os dois perfis verticais têm uma sapata em comum,
ou então cada perfil tem uma sapata mas estas encontram-se ligadas por vigas de fundação, de forma
a evitar assentamentos diferenciais.
21
Figura 3.7 – Contenção em pórtico
Este sistema poderá estar ligado à fachada a partir dos perfis horizontais que se encontram
complanares com a mesma e ao longo de todos os pisos, sendo a sua localização normalmente pelo
exterior (Figura 3.7). Em alguns casos poderá existir no interior da fachada, quando se trata de
estruturas de contenção definitivas. Este tipo de sistema monta-se antes do início da demolição interior
do edifício (Garcia, 2014).
Sistemas com aproveitamento da estrutura do edifício
Neste tipo de sistema recorre-se à utilização de elementos estruturais do próprio edifício para conter a
fachada. Desde que estas estruturas se encontrem em bom estado de conservação poderão ser
utilizadas gaiolas pombalinas ou vigas de pavimento. Poderá reforçar-se a ligação destes elementos
estruturais do edifício antigo, com a fachada à medida que se procede à demolição do edifício.
Sistemas mistos
A utilização de sistemas mistos consiste na utilização de vários tipos de sistema diferentes de modo a
potenciar as funções de cada um. Estes são utilizados em contenções de grandes fachadas.
Na Tabela 3.2 são apresentadas as vantagens e desvantagens das diferentes geometrias (Garcia,
2014).
22
Tabela 3.2- Vantagens e desvantagens das diferentes geometrias das estruturas de contenção periférica
Geometria Vantagens Desvantagens
Escoramento
Inclinado
Simplicidade e facilidade de
execução;
Quantidade de material reduzido.
Necessário grande espaço,
sendo por isso difícil a sua
montagem no exterior;
No interior vai impossibilitar a
execução dos trabalhos a
realizar.
Escoramento
aéreo
Não interfere com os trabalhos a
realizar;
Pode ser mais económica na medida
em que dispensa a ligação ao solo por
fundações.
Pode dificultar a movimentação
da grua.
Sistemas em
consola
Simplicidade estrutural;
Reduzido espaço ocupado;
Reduzido número de perfis,
Sistema muito flexível,
permitindo grandes
deformações;
Apenas utilizado em fachadas
com poucos pisos;
Necessário que a fachada se
encontre em bom estado de
conservação.
Sistemas em
pórtico
Não interfere com os trabalhos de
demolição e escavação;
Solução economicamente vantajosa a
médio ou a longo prazo;
Possibilita a colocação no seu interior
de elementos de estaleiro;
Solução versátil;
Adaptável a qualquer fachada
(independentemente da geometria e
estado de conservação).
Poderá interferir com
infraestruturas enterradas
devido à execução de
fundações;
Complexidade do sistema;
Elevado investimento
económico;
Dificuldades de execução
(devido ao grande número de
perfis a ligar).
Sistemas com
aproveitamento
da estrutura do
edifício
Solução económica;
Ambiental.
Sistemas
mistos
Solução económica;
Aceleração do processo de
construção.
23
3.4. Fundações das estruturas de contenção
Existem inúmeros fatores que influenciam o tipo de fundação a utilizar numa determinada contenção,
a altura do edifício, a geometria da estrutura a adotar, o facto de existir infraestruturas enterradas, assim
como o tipo de solo.
Os diferentes tipos de fundações a serem adotadas são:
Sapatas isoladas;
Sapatas ligadas por vigas de fundação;
Sapatas corridas;
Maciços de betão;
Estacas ou microestacas.
3.5. Ligação da estrutura de contenção à fachada e edifícios
adjacentes
Tratando-se de uma ligação provisória, esta pode ser executada para (Sousa, 2012):
Estruturas não aéreas, em que a ligação é executada por intermédio de vigas horizontais que
fornecem apoio de ambos os lados da fachada. Estas são ligadas ao sistema de contenção e
ligadas entre si através de elementos perpendiculares à fachada, que normalmente se
localizam nos vãos de portas e janelas, de modo a evitar fendas na fachada.
Esta ligação pode ainda ser feita recorrendo-se a cavilhas metálicas que se dispõem entre a alvenaria
e as vigas de apoio lateral, sendo que esta pode causar danos na alvenaria.
Estruturas aéreas
A ligação de uma estrutura aérea à empena de um edifício, caso se recorra a estruturas treliçadas
tubulares em andaime, em que estas são fixas por compressão contra a parede, recorre a mecanismos
de ligação roscados, colocados nas suas extremidades, dispensando-se a utilização de dispositivos de
fixação mecânicos que poderiam danificar a alvenaria.
A ligação da estrutura com a fachada em estruturas aéreas é semelhante ao descrito para as estruturas
não aéreas, em que se utiliza vigas de travamento interiores e exteriores ajustadas à alvenaria.
No caso de se tratar de uma ligação definitiva (Sousa, 2012):
Neste caso a ligação é efetuada recorrendo a conectores metálicos, fixos nas vigas horizontais da
estrutura de contenção, ao nível dos pisos, e na fachada. Desta forma irão integrar-se na nova
estrutura.
24
O procedimento passa por, antes dos trabalhos de demolição, efetuar furos na parede de alvenaria
para ser possível a introdução de cavilhas metálicas no seu interior, e seladas com “grout”. Assim estas
cavilhas irão ter a função de fixar o conector metálico à alvenaria. A ligação à estrutura de contenção é
feita por parafusos (Figura 3.8).
De modo a aumentar a resistência mecânica da fachada e não haja a rotura pontual da alvenaria nas
zonas das ligações, recorre-se muitas vezes ao reforço desta, em que normalmente é projetada
argamassa sobre rede electrossoldada a qual se encontra fixada à alvenaria.
Figura 3.8- Estrutura de contenção metálica e pormenores de ligação antes e depois da nova estrutura de betão armado
(Sousa, 2012)
25
4. Caso de estudo
4.1. Enquadramento
4.1.1. Localização e Enquadramento Histórico
No presente capítulo é feita uma apresentação do caso de estudo da dissertação em causa, referente
à obra executada no conjunto de três edifícios situados na Avenida Duque de Loulé, nos números 86,
90 e 94 e no número 119 da Rua Luciano Cordeiro, em Lisboa.
Na Figura 4.1 é possível perceber a localização da obra, junto à Avenida Duque de Loulé.
Esta obra foi promovida pela sociedade IMOPATRIMÓNIO, SA que é detida a 100% pela empresa
COPORGEST SA, sendo que este projeto vem dar continuidade ao projeto de demolição e contenção
de fachada entregue à Câmara Municipal de Lisboa e já executado até à data de realização deste.
Este conjunto notável de edifícios foram mandados edificar pelo banqueiro Cândido Sottomayor, em
1904, destinados a serem prédios de rendimento e habitação, sendo caracterizados pela sua
arquitetura de influência parisiense, com fachadas ecléticas, onde coexistem pormenores
neorrenascentistas e de arte nova.
Este conjunto de edifícios irá dar origem a 97 apartamentos, 3 lojas e um parque de estacionamento
público.
Figura 4.1 - Localização da obra
26
4.2. Intervenções anteriores
Entre 2010 e 2012 com a empresa ADIMAGRI – Administradora Imobiliária e Agrícola, Lda
iniciou-se a empreitada de escavação e contenção periférica e de estruturas em que o objetivo inicial
consistia no reaproveitamento dos elementos existentes, em vez disso resultou na introdução de
elementos de reforço, sendo que a maioria dos elementos que seriam para reabilitar e recuperar muito
poucos permaneceram intactos. Ou seja, para além de ter resultado numa obra em que o reforço
estrutural implicou fragilidades na estrutura dos edifícios (como é o caso do corte sistemático de arcos
de fundação), o facto de estes edifícios se encontrarem ao abandono durante um período de dois anos
veio agravar a situação estrutural destes.
Devido aos fatores já enumerados verificaram-se colapsos e fendilhações em algumas paredes destes
edifícios.
É ainda importante salientar alguns acontecimentos que poderiam ter vindo a criar situações de
insegurança, tais como:
O facto de se ter interrompido a escavação e a contenção de terrenos, podendo levar a
situações de risco para o conjunto edificado em causa, e ainda para os edifícios adjacentes à
obra;
Terem sido efetuadas ancoragens de carácter provisório que se mantiveram até aos dias de
hoje;
O facto de se poder gerar alterações do estado de tensão dos terrenos no interior da obra
devido às águas da chuva;
Por existirem escoramentos e microestacas que apresentam deformações não desprezáveis,
indicando o seu sub dimensionamento.
No Anexo I apresentam-se a planta e o alçado da parede tardoz, da autoria da empresa Fundasol,
realizado para a empresa ADIMAGRI.
Este projeto inicial tinha como objetivo a execução de 4 caves em que a área do logradouro era
integralmente ocupada e onde se previa a escavação local no interior dos edifícios para criar acessos
às caves do logradouro.
Relativamente às paredes de contenção periféricas, na zona do logradouro, a parede foi realizada em
betão armado recorrendo-se a ancoragens e sendo suportada por microestacas. Na zona interior dos
edifícios estas estavam previstas serem de carácter provisório, com vigas de coroamento em betão
armado, microestacas espaçadas de 1,5 m e pranchões de madeira com 8 cm de espessura fixados
às microestacas por intermédio de perfis UNP e escoramentos de travamento horizontal realizados com
perfis metálicos HEB.
Não foi possível determinar com exatidão a profundidade de escavação que terá sido atingida, assim
como a profundidade de parede que terá sido executada uma vez que ocorreu o colapso da parede
tardoz do saguão do edifício 94, tendo que se proceder ao aterro parcial da escavação.
27
Em 2014, já com o novo proprietário, a sociedade IMOPATRIMÓNIO, SA procedeu à empreitada de
demolição e contenção (anterior ao projeto em causa) em que devido ao facto dos edifícios 90 e 94 se
encontrarem em risco de colapso, optou-se pela demolição dos seus interiores, deixando apenas as
paredes das fachadas, o saguão do edifício central, e as caixas de escadas e átrios principais de
ambos. Já o edifício 86 não teve implicações estruturais devido ao facto de ainda não se ter procedido
às escavações previstas no seu tardoz, desta forma manteve-se a sua estrutura interior, com exceção
da área a tardoz ao nível dos pisos 4 e 5 que se encontrava degradada devido ao destelhamento
realizado. No capítulo 4.8 irá fazer-se referência às medidas de contenção da fachada adotadas.
Nesta fase da obra o terreno ao nível do edifício 90 encontrava-se à cota 53.8 m, e na zona do
logradouro e no interior do edifício 94, encontrava-se aproximadamente à cota 52.50 m.
No Anexo II encontram-se as plantas do projeto de demolição e contenção dos edifícios 90, 94 e 86.
4.3. Tipo de obra a executar
Com as intervenções feitas anteriormente, tal como já referido, foi demolido o interior dos edifícios 90
e 94, em que se mantiveram as paredes das fachadas, o saguão do edifício central, as caixas de
escadas e átrios principais.
Com a realização deste novo projeto, foi realizada a escavação do interior dos edifícios 90 e 94 assim
como a área do logradouro, para a execução de 4 caves (pisos -4 a -1), perfazendo uma área total de
escavação de 2550 𝑚3, uma profundidade média de escavação de aproximadamente 13,5 m e um
perímetro de contenção periférica de 250 m aproximadamente.
Foram executadas estruturas de suspensão provisórias para as paredes do saguão, a parede tardoz e
das caixas de escadas. Para além disso, foi feito um prolongamento das paredes de contenção
começadas na empreitada anterior e feitos muros de suporte, de baixo para cima (SA, COPORGEST,
2014).
4.4. Constituição dos edifícios existentes
Os três edifícios existentes, com 5 pisos elevados em que cada piso apresentava dois apartamentos
por andar teve por base métodos tradicionais anteriores ao betão armado, sendo constituído por
paredes de fachada em alvenaria ordinária de pedra, paredes interiores de alvenaria e de madeira e
pavimentos de madeira.
As paredes exteriores de fachada e dos saguões são constituídas por alvenaria ordinária de pedra
argamassada, com uma espessura de aproximadamente 0.70 m. As paredes interiores eram
constituídas por alvenaria de tijolo furado a uma vez rebocadas e estucadas ou em tabique de tábuas
duplas dispostas cruzadas, na diagonal, com fasquiado pregado às tábuas, rebocado e estucado. Estas
paredes interiores, ao nível do piso térreo em vez de serem de tijolo furado eram de tijolo maciço.
Os pavimentos apresentavam-se constituídos por vigamentos de madeira, com uma secção de
0.07x0.2 𝑚2, dispostos na direção perpendicular às paredes de fachada.
28
Existiam dois núcleos de escadas, o principal localizado junto à fachada principal, voltada para a
Avenida Duque de Loulé, que incluía um elevador, e outro núcleo de escadas junto à fachada de tardoz
(SA, COPORGEST, 2014).
4.5. Condicionalismos
4.5.1. Natureza Arquitetónica da fachada
O conjunto de três edifícios insere-se na Av. Duque de Loulé e são classificados como bens imóveis
de interesse municipal de acordo com o PDM, desta forma de acordo com o Artigo 29 (obras de
demolição) – Publicação em Diário da República, é obrigatória a manutenção da volumetria
preexistente e da fachada principal. Desta forma, devem ser minimizados os impactos nestas fachadas,
não só em termos de estabilidade como também em termos de manutenção da sua estética.
É assim necessário que a estrutura de contenção da fachada respeite as exigências do Projeto de
Arquitetura sempre que possível, com vista a existir uma complementaridade e compatibilização com
esta especialidade.
Apesar do estado de abandono em que se encontravam os edifícios, as suas fachadas de alvenaria
ordinária de pedra a preservar apresentavam-se em bom estado.
4.5.2. Condições de vizinhança
A zona de intervenção tal como dito anteriormente situa-se na Av. Duque de Loulé, no centro de Lisboa,
numa zona densamente urbanizada, sendo que o perímetro de escavação faz fronteira com a Av.
Duque de Loulé, com a Rua Luciano Cordeiro, com o edifício 86 e com edifícios vizinhos. Na Figura 4.2
é possível observar a disposição do perímetro de escavação no quarteirão.
Figura 4.2 - Disposição do perímetro de escavação no quarteirão
29
Na fase de construção, em que há descompressão dos solos proveniente da escavação dos terrenos
há que haver um controlo dos deslocamentos, sendo por isso importante elaborar um plano de
instrumentação e monitorização que será descrito em pormenor no capítulo 4.10 de forma a não afetar
os edifícios vizinhos. Podem ocorrer desde danos ligeiros, em que apenas se verificam fendilhações
de pequenas dimensões, a danos muito severos, em que é necessário existir recuperações totais ou
parciais do edifício. Existem inúmeras causas que podem levar a danos nos edifícios vizinhos, desde
falhas estruturais, deslocamentos induzidos pela escavação, uso de equipamentos que originam
vibrações no terreno e alterações do nível freático.
4.5.3. Condições Geotécnicas locais
De forma a conhecer-se as condições geotécnicas do local foram feitas duas campanhas de prospeção
geológica-geotécnica, realizadas pela empresa Fundasol, Engenharia de Fundações, S.A, em Outubro
de 2007 e em Junho de 2009.
Na campanha de prospeção de 2007 foram realizadas 6 sondagens, 1 no logradouro e 5 no interior dos
edifícios, nas quais foram realizados ensaios SPT. Na campanha de 2009 foram realizadas 7
sondagens, todas executadas no logradouro dos edifícios, e complementadas com ensaios de
permeabilidade (tipo Lefranc).
Foi também possível conhecer a posição do nível freático, que se situa a 16 m de profundidade.
No relatório de 2009 foram estabelecidas duas zonas geotécnicas, ZG1 e ZG2/ZG3, sendo ZG1 o
estrato competente para fundação, formado por calcários acinzentados, argilito e solo areno argiloso
com 𝑁𝑆𝑃𝑇 > 60 pancadas e ZG2/ZG3 a zona constituída superficialmente por solos de cobertura
heterogéneos, assim como a unidade principal de solo argiloso e arenoso com consistência média a
rija com 4 <𝑁𝑆𝑃𝑇 < 37 pancadas (SA, COPORGEST, 2014).
No âmbito desta dissertação optou-se por utilizar os dados provenientes da campanha de prospeção
de 2007 uma vez que possui sondagens efetuadas no interior dos edifícios, que é onde será feita a
modelação do caso de estudo. Nesta campanha foram definidas três zonas, ZG3 que consiste em
prováveis aterros, assim como parte de solo argiloso algo arenoso, com comportamento geomecânico
muito desfavorável, ZG2 que inclui solos argilosos e algo arenosos, assim como o topo do argilito e
parte do calcário e ZG1 que engloba os terrenos pertencentes às unidades de calcários acinzentados
e argilito.
Na Tabela 4.1 encontra-se os parâmetros geotécnicos estimados para as zonas acima referidas,
definidos com base em correlações com os ensaios SPT e percentagem de rocha recuperada.
É de notar que a profundidade que se encontra definida na Tabela 4.1 é definida para a sondagem S-
02, que é a sondagem que irá ser utilizada para definir o terreno na modelação do caso de estudo. O
perfil geológico geotécnico interpretativo (corte A-A) que contempla a sondagem S-02 encontra-se no
Anexo III assim como a Planta de localização das sondagens e perfis encontra-se no Anexo IV.
30
Tabela 4.1- Parâmetros de cada zona geotécnica
Materiais Profundidade (m) NSPT
(nº pancadas)
γ (𝑘𝑁/𝑚2)
c′(𝑘𝑁/𝑚2)
Φ(ᵒ) E
(MPa)
ZG3 Aterro, solo
argiloso Dos 0 aos 4.5m 𝑁𝑆𝑃𝑇 ≤ 20 16 < 10 ≤ 30 < 10
ZG2 Solo argiloso,
calcário, argilito
Dos 2.80 aos 4.5 m
20 ≤ 𝑁𝑆𝑃𝑇 ≤ 60 17-20 20-35 36-39 30-60
ZG1
Unidades de calcários
acinzentados, argilito e solo areno argiloso
Dos 4.50 aos 15.30 m
𝑁𝑆𝑃𝑇 ≥ 60 19-23 >100 40-45 60-100
4.6. Acompanhamento da obra
Durante a elaboração desta dissertação realizaram-se diversas visitas à obra em causa,
acompanhando quer fases de demolição, quer alguns dos processos construtivos utilizados.
A primeira visita realizada à obra foi dia 3 de Julho de 2015, em que já se encontravam realizados 2
níveis de paredes de contenção periférica (alguns executados pela empreitada anterior, outros feitos
nesta nova empreitada), recorrendo-se à técnica de Muros de Munique, tal como será abordado em
detalhe no capitulo 4.7. Para além disso, já tinham sido executadas as estacas com o objetivo de
suspender as paredes do saguão, da parede tardoz e das caixas de escadas, sendo que ainda não se
encontravam contraventadas entre si devido à escavação ainda não se encontrar avançada. Nesta fase
da obra foi ainda possível observar os poços de alvenaria de pedra, encimados por arcos de alvenaria
de pedra e tijolo, que serviam de fundação ao edifício em causa, como é possível ver na Figura 4.3.
31
Figura 4.3- Fundações semi-directas do edifício existente
Este tipo de fundação, ao qual se terá recorrido na época em que o edifício foi construído, é utilizado
nos casos em que as camadas resistentes de solo não se encontram próximas da superfície, desta
forma faz-se a escavação até atingir essas camadas de resistência mecânica suficiente. Na situação
em causa possivelmente terá sido realizada a escavação local do solo, de 3 em 3 metros e
posteriormente executados poços quadrangulares em alvenaria de boa qualidade, sendo que no topo
destes é possível observar que foram executados arcos, que normalmente são em tijolo maciço ou em
pedra, sobre os quais assentam as paredes resistentes do edifício. Esta solução tem a vantagem de
evitar escavações a grandes profundidades que para além de ser pouco económico apresenta também
algumas dificuldades técnicas (Andrade, 2011).
Nas outras visitas realizadas à obra foi possível observar a execução de ancoragens, a execução dos
Muros de Munique, assim como demolições e escavações que se iam realizando à medida que os
trabalhos iam avançando.
4.6.1. Ancoragens
Durante o acompanhamento da obra foi observado o faseamento construtivo das ancoragens, desde a
sua furação, à selagem, reinjeções e pré-esforço.
Em intervenções anteriores, como já descrito anteriormente, foram executadas algumas ancoragens
provisórias, que por este motivo não suportarão a sua extensão no tempo, sendo a sua vida útil de
aproximadamente 2 anos. Apesar do carácter limitado destas, em obra optou-se por reaproveitar as
mesmas apesar de não se terem efetuado ensaios de tração, sendo que nos locais em que é necessário
uma tensão superior aquela que é garantida por estas ancoragens é executada uma ancoragem nova
ao lado da mesma para garantir a resistência aos impulsos atuantes.
A maioria destas ancoragens foram executadas antes de serem betonados os painéis das paredes tipo
Berlim, sendo apenas o seu tensionamento realizado posteriormente à betonagem dos painéis.
32
De acordo com as peças desenhadas, presentes no Anexo IX, estes elementos apresentam um
afastamento médio de 3 m, apresentam diferentes inclinações e comprimentos totais, para que seja
garantido que o bolbo de selagem se encontre num terreno competente e geologicamente estável.
Foi observado o processo de execução de uma ancoragem, que se divide nas seguintes etapas:
Furação
Procede-se à furação com trado com um diâmetro mínimo de 152 mm, de modo a garantir o
recobrimento da armadura com pelo menos 2 cm de calda de cimento de modo a evitar a corrosão da
armadura do bolbo de selagem. Recorreu-se a este equipamento devido à natureza das formações
existentes. Esta foi feita com a inclinação prevista no projeto, normalmente entre 30ᵒ e 35ᵒ e com a
máquina representada na Figura 4.4. O comprimento do furo de cada ancoragem depende de cada
painel, sendo o comprimento de selagem de 6 m e o comprimento livre variável. Como é possível
também observar na Figura 4.4 foram necessários vários trados de dimensões diferentes para a
conclusão do furo. Esta técnica é muito utilizada uma vez que induz pequenas perturbações
relativamente a outras técnicas.
Figura 4.4- Furação
Colocação manual dos cabos no furo
As armaduras das ancoragens serão constituídas por conjuntos de cabos de aço de alta resistência
protegidas por um tubo de plástico ao longo da zona livre para proteger os cabos de pré-esforço contra
a corrosão e garantir uma menor aderência à calda, uma vez que neste comprimento não se pretende
mobilizar atrito entre as diferentes interfaces. No comprimento de selagem os cabos de pré-esforço não
se encontram protegidos por um tubo de plástico uma vez que se pretende promover o atrito entre
estes e a calda. Estas armaduras são constituídas por um cabo de 4 cordões de 0,6’’ (super) no caso
33
da força útil de pré-esforço for de 600 kN e por um cabo de 5 cordões de 0.6’’ (super) no caso da força
útil de pré-esforço for de 750 kN. Na Figura 4.5 é possível observar a colocação dos cabos no furo.
Figura 4.5- Colocação dos cabos no furo
Realização da injeção de selagem da armadura
Posteriormente à introdução dos cabos no furo, procede-se à selagem do mesmo.
Na ancoragem observada (Figura 4.6), inicialmente injetou-se água de forma a abrir as manchetes. Se
com esta injeção se atingisse entre 30 e 40 bares não seria necessário injetar-se calda. Como apenas
se atingiu 20 bares foi necessário injetar-se calda. A selagem terminou quando se observou calda a
afluir à boca do furo. É de notar que esta calda foi injetada por gravidade sendo o seu principal objetivo
preencher os vazios do terreno e o espaço entre a ancoragem e as paredes do furo. Para além disso
ainda irá servir de proteção das armaduras contra a corrosão.
Figura 4.6 – Preenchimento do furo com calda de cimento
34
Reinjecção do furo para formação do bolbo de selagem
Após o preenchimento do furo com calda de cimento, geralmente 24h depois realiza-se a injeção
com calda cimento para a formação do bolbo de selagem, através das manchetes (Figura 4.7). As
manchetes consistem em trechos perfurados do tubo que se encontram recobertos por uma
mangueira flexível que abrem de acordo com a pressão a que estão sujeitos. Os bolbos são
formados a partir da injeção repetida e seletiva de calda de cimento a altas pressões, sistema IRS.
Nesta fase de multi-injeção são controlados quer a pressão de abertura de válvulas quer o volume
de calda injetado. Estes bolbos deverão localizar-se nas formações de substrato menos
deformável, isto é nas camadas com maior aptidão para receber pré-esforço e para além disso
deverão localizar-se suficientemente afastados da parede de modo a impedir que a zona de
selagem esteja dentro da cunha de rotura da contenção.
Figura 4.7- Injeção com calda de selagem
Tensionamento dos cabos com recurso a macaco hidráulico
O pré-esforço é aplicado à ancoragem passado cinco a sete dias da execução do bolbo de selagem.
É importante respeitar este prazo uma vez que a ancoragem tem de se encontrar bem selada para
garantir o seu funcionamento. Na obra em causa foi feito o tensionamento das ancoragens passado
3 dias da betonagem dos painéis.
É de destacar que o faseamento construtivo consiste na furação, seguida das etapas mencionadas
anteriormente, escavação, betonagem e só posteriormente é que se faz o tensionamento das
ancoragens. A betonagem é feita cerca de uma semana depois da furação, e a escavação dessa
mesma zona é feita dois dias antes da betonagem.
Para se proceder ao tensionamento das ancoragens primeiramente são cortadas as bainhas dos
cabos de pré-esforço, depois introduz-se a cabeça da ancoragem e a placa metálica e por fim
introduz-se o macaco hidráulico, como é possível observar na Figura 4.8. São ainda introduzidas
35
cunhas metálicas com o objetivo de travar os cabos de pré-esforço antes de se atingir a tensão de
projeto (Figura 4.9).
Tendo em conta que as ancoragens são de carácter provisório e as especificações feitas para os
bolbos de selagem (sistema IRS – injeção repetitiva seletiva), admite-se como valor da tração limite
a considerar no dimensionamento das ancoragens o valor que corresponde à rotura por
deslizamento do respetivo bolbo de selagem (rotura bolbo/maciço).
É feito um controlo do nível de tensão que é aplicado na altura em que é feito o pré-esforço mas
para além disso foram instrumentadas algumas ancoragens com células de carga de forma a
registar a evolução do seu comportamento ao longo do tempo.
Figura 4.8- Aplicação de pré-esforço
Figura 4.9 – Colocação das cunhas metálicas
36
Realização dos ensaios de receção simplificados
Estes ensaios são realizados em todas as ancoragens de acordo com a EN 1537, ou em vez disso
são realizadas escoras de canto. Estes ensaios têm como objetivo comprovar a resistência das
ancoragens realizadas, verificando-se um dado fator de segurança. No caso em estudo propôs-se um
fator de segurança de 1,3 a 1,4, ou seja com uma tração de ensaio de:
𝑇𝑒 = (1,3 𝑎 1,4) × 𝑇𝐼
Sendo, 𝑇𝑒 o valor da tracção de ensaio e 𝑇𝐼 valor das tracções aplicadas na zona livre da ancoragem.
Este factor de segurança tem em conta as possiveis variações de pré-esforço nas várias fases da
obra.
No programa de ensaios simplificados o intervalo [𝑇0 , 𝑇𝑒] pode-se fazer com apenas 3 acréscimos de
carga aproximadamente iguais. Sendo 𝑇0 a tracção da ordem de 10 a 15% da tracção de ensaio.
A aprovação ou reprovação de uma dada ancoragem irá depender dos resultados dos ensaios
realizados, sendo dada relevância a:
1. Aos valores das trações atingidas;
2. O andamento das curvas tracções-deslocamentos;
3. Possivel evolução dos deslocamentos para tracção contante.
Caso uma dada ancoragem seja reprovada, poderá ser autorizada a blocagem desta a uma tracção
inferior à prevista por parte da fiscalização, sendo que neste caso será obrigatorio a realização de
ancoragens adicionais que apliquem à cortina as forças necessárias (SA, Caderno de Encargos -
Especificações Técnicas, 2014).
No Anexo X encontra-se um exemplo de um ensaio de receção simplificado realizado no dia 14 de
Setembro de 2015, sendo os valores dos deslocamentos estáveis no tempo, ou seja o ensaio foi
aprovado.
4.6.2. Execução de painéis da parede tipo Berlim
Foi acompanhada a execução de painéis da parede tipo Berlim no decorrer da obra. Estes são iniciados
com a execução de furações para a cravação de perfis de metálicos previstos no projeto e de seguida
executa-se o painel de betão armado, o qual é moldado contra o terreno. São executadas as
ancoragens, cujo faseamento já foi mencionado no capítulo acima, à medida que se avança a
escavação por troços e se executa os painéis de parede de contenção.
Muitas vezes, quando é observado em obra que o terreno é competente poderá optar-se por abrir
painéis consecutivos. Esta decisão deverá ser fortemente justificada e analisada pelos projetistas e
fiscalização da obra, sendo que muitas vezes é justificada pela instrumentação efetuada.
37
A fase inicial consiste na escavação alternada para abertura dos painéis tal como é possível observar
na Figura 4.10, de seguida procede-se à montagem da cofragem, como é possível observar na Figura
4.11 em que os painéis do alçado FK já se encontram abertos e prontos para se proceder à betonagem
dos mesmos. Depois de serem executados os últimos níveis de painéis são betonadas as sapatas.
Figura 4.10- Escavação para abertura dos painéis do alçado FK
Figura 4.11 - Montagem da cofragem do alçado FK
38
4.6.3. Execução de leituras nos aparelhos de instrumentação e observação
Foi acompanhada a execução de leituras nos aparelhos de instrumentação na visita à obra de dia 1 de
Outubro de 2015, sendo que o capítulo 4.10 aborda com mais detalhe este tema.
Nestas campanhas de leitura realizadas são medidos ângulos e distâncias aos alvos (6 vezes para
cada alvo), sendo que utilizando um software adequado é possível a partir da variação desses mesmos
ângulos e distâncias conhecer os deslocamentos.
É colocada a estação total fora da influência da obra, tal como representado na Figura 4.12, para fazer
as leituras dos alvos presentes na fachada, sendo que esta estação não necessita de estar num ponto
fixo uma vez que está a medir-se em relação a outros pontos de referência, fora da zona de influência
da obra. Estes pontos de referência podem ser alvos de vidro ou de papel. Os alvos de vidro focam
automaticamente enquanto que nos alvos de papel é necessário focar visualmente, sendo que estes
últimos são muito mais baratos que os anteriores. Estes alvos de referência são colocados a 150m,
200 m da estação total para conseguir ter erros inferiores a 1 mm. Estes alvos são instalados através
da sua fixação diretamente à estrutura, por colagem e/ou selagem, sendo que depois é corrigida a sua
orientação, de modo a reduzir eventuais erros.
Figura 4.12- Estação total
A leitura de referência corresponde à leitura de dia 27 de Março de 2015, em que foi feita a primeira
leitura aos 47 alvos instalados. A localização destes encontra-se no Anexo IV. A leitura mais recente
refere-se ao dia 12 de Novembro de 2015.
39
4.7. Solução executada para a contenção periférica
Devido às intervenções feitas anteriormente a este projeto pela empreitada anterior, já se encontravam
executadas paredes de contenção periférica.
Relativamente aos trabalhos executados pela empreitada de escavação e contenção periférica, foram
executados muros de contenção em betão armado, com 0,3m de espessura, construídos com recurso
a ancoragens ou escoramentos metálicos que têm como função resistir de forma provisória à ação dos
impulsos horizontais do terreno originados pelo seu peso próprio, pelo peso dos edifícios vizinhos (em
particular os edifícios de construção contemporânea que tem paredes de fachada em alvenaria de
pedra, traduzindo por isso um impulso elevado nas contenções) e pela sobrecarga que atua à superfície
no tardoz da escavação.
Foram definidos diversos perfis de análise em todo o perímetro de escavação, tal como podemos ver
na Figura 4.13.
Figura 4.13- Planta de localização dos alçados das paredes de contenção
Apresenta-se de seguida uma caracterização das diferentes confrontações definidas: (SA,
COPORGEST, 2014)
40
Paredes de contenção Pc1, Pc1a, Pc2, Pc3 e Pc4
Executadas no interior dos edifícios existentes;
Adjacentes às paredes da fachada dos edifícios existentes;
Travadas horizontalmente com ancoragens provisórias de 600kN e 750kN e nos cantos com
perfis metálicos HEB140 e HEB200;
Nas frentes Pc1, Pc1a e Pc2 adotaram-se 5 níveis de travamento, devido ao maior desnível a
vencer de 15,72m;
Na frente Pc3 e Pc4, dado o seu menor desnível, de 13,5 m apenas se adotaram 4 níveis de
travamento horizontal;
Adotaram-se para estas paredes microestacas TM80 101,6mmx9mm com comprimento de
selagem abaixo da fundação da parede de betão armado de 6m e com um afastamento médio
de 1,5m;
Estas paredes têm como fundação uma sapata com 1,10 m de largura e 0,80m de altura.
As microestacas encontram-se ligadas às paredes de betão armado através de perfis HEB140.
Desta forma estas irão ter como função suportar o peso próprio das paredes de betão durante a
construção, recalcar as paredes e ainda suportar a componente vertical das ancoragens.
O peso das paredes existentes é transmitido para as microestacas por meio de um “cachorro” em
betão armado, no intradorso do arco de fundação e monolítico com a parede de betão.
Paredes de contenção PC5 e PC6
Executadas na área de logradouro;
Confrontam com os vizinhos a Poente;
São de carácter provisório uma vez que nesta parede não seria possível cumprir a geometria
da parede definitiva;
Travadas horizontalmente com 3 níveis de ancoragens provisórias de 600kN;
Durante a sua construção encontram-se travadas horizontalmente por perfis metálicos verticais
HEB120 com um afastamento médio de 3m;
A parede PC5 vence um desnível de 12,50m enquanto que a parede PC6 vence um desnível
de 9,50m;
Adotaram-se para estas paredes microestacas TM80 101,6mmx9mm com comprimento de
selagem abaixo da fundação da parede de betão armado de 6 m, e com um afastamento médio
de 1,5m;
Estas paredes têm como fundação uma sapata com 1,00 m de largura e 0,60 m de altura.
Parede de contenção PC7
Executada na área de logradouro;
Não confronta com edifícios vizinhos dado que dista do limite do lote;
Travada horizontalmente com 3 níveis de ancoragens de 600kN;
41
Durante a sua construção encontram-se travadas horizontalmente por perfis metálicos verticais
HEB120 com um afastamento medio de 3m;
Vence um desnível de 10,70m;
Estas paredes têm como fundação uma sapata com 1,10 m de largura e 0,80 m de altura.
Parede de contenção PC8
Executada na área de logradouro;
Confronta com um edifício vizinho a norte que terá caves à cota 46m permitindo a escavação
no interior da obra até essa cota e reduzindo assim a altura da parede a executar nesta fase;
Travada horizontalmente com 2 níveis de ancoragens de 600kN;
Durante a sua construção encontram-se travadas horizontalmente por perfis metálicos verticais
HEB120 com um afastamento médio de 3 m;
Vence um desnível de 6,70 m;
Estas paredes têm como fundação uma sapata com 1,10 m de largura e 0,80 m de altura.
Paredes de contenção Pc9, Pc1B, Pc10
Situam-se na área de logradouro, sendo as duas primeiras situadas em frentes opostas
enquanto a terceira é perpendicular às mesmas;
A parede Pc9 confronta com edifício vizinho a Noroeste, a parede Pc1b com a parede de tardoz
do edifício 86 e a parede Pc10 confronta com a Rua Luciano Cordeiro;
No canto da parede Pc1B com a Pc10, e no canto da Pc9 com a Pc10 os travamentos
horizontais são constituídos por perfis HEB140 e HEB200. No travamento das paredes opostas
PC1B e Pc9 adotaram-se travamentos com perfis de secção tubular quadrada RHS350x10;
O primeiro nível de travamento da parede Pc9 é realizado com ancoragens dado que o topo
da parede Pc10 está a uma cota inferior;
As paredes Pc9 e Pc10 vencem um desnível de 18,70m, sendo por isso adotados 6 níveis de
travamento horizontal e a parede Pc1B vence um desnível de 15,70m, sendo por isso adotados
5 níveis de travamento;
As paredes Pc9 e Pc10 têm como fundação uma sapata com 1,50 m de largura e 0,80m de
altura e a parede Pc1B tem uma sapata de 1,10m de largura e 0,80m de altura.
4.8. Solução executada para a contenção da fachada
A solução executada para a contenção da fachada teve início em 2014, no projeto de demolição e
contenção da fachada, já com o novo proprietário, a sociedade IMOPATRIMÓNIO, SA, anterior ao
projeto que estava a decorrer quando foi possível dar início ao acompanhamento da obra em estudo,
tal como referido no capítulo 4.2.
Nesta empreitada foram adotadas algumas medidas de contenção, apresentadas nas
Tabela 4.2 e Tabela 4.3 (SA, COPORGEST, 2014).
42
Tabela 4.2- Medidas de Contenção adotadas nos edifícios 90 e 94
Edifícios 90 e
94 Medidas de Contenção
1. Estruturas metálicas planas para contenção das fachadas em substituição
dos pavimentos demolidos (5 níveis);
2. Lâminas de reboco armado com 8 cm realizadas pelo interior nas paredes
de fachada e nas paredes da caixa de escadas e lâminas de 5 cm e 7 cm
realizadas respetivamente pelo exterior e interior da parede da fachada
tardoz;
3. Aterro das áreas escavadas na zona tardoz de cada edifício e contidas com
uma solução de Berlim (provisória) numa intervenção que estaria a ser
levada a cabo antes da intervenção atual.
Tabela 4.3 – Medidas de contenção adotadas no edifício 86
Edifício 86 Medidas de Contenção
1. Estruturas de contenção das fachadas constituídas por estruturas metálicas
planas executadas em substituição dos pavimentos demolidos nos pisos 4 e
5 (2 níveis);
2. Lâmina de reboco armado com 5 cm realizada pelo exterior da parede da
fachada tardoz ao nível de todos os pisos;
3. Reconstrução e fecho de vãos ao nível do piso térreo das paredes interiores
onde apoiam os vigamentos de madeira dos pisos.
Na Figura 4.14 é possível perceber a solução executada para a contenção da fachada de um dos
edifícios em causa.
43
Figura 4.14 – Solução executada para a contenção da fachada (vista do interior do edifício 94)
4.9. Solução para suspensão das paredes
Tal como já referido anteriormente, de forma a ser possível proceder-se à escavação do interior dos
edifícios 90 e 94, assim como a zona do logradouro, mantendo as caixas de escadas, as paredes do
saguão e a parede de tardoz, foi necessário executar estruturas de suspensão. Estas estruturas para
além de permitirem o suporte do peso próprio das paredes, ainda permitirão que estas resistam à ação
horizontal conferida pelo vento e pela ação sísmica.
Na Tabela 4.4 seguinte é possível perceber a constituição dessas mesmas paredes, assim
como a espessura destas.
Tabela 4.4- Constituição das paredes e reforço utilizado
Constituição e (m) Reforço etotal (m)
Paredes das
caixas de
escadas
Alvenaria de tijolo
dispostos a 1 vez
0,23 Lâmina de reboco armado
(e=8 cm), executada pelo
lado exterior da caixa de
escada
0,31
Parede do
saguão
Alvenaria de pedra
ordinária
0,70 Lâmina de reboco armado
(e=8 cm), executada pelo
lado interior
0,78
Parede de
tardoz
Alvenaria de pedra
ordinária
0,75 Lâmina de reboco armado
(e=8 cm), executada pelo
lado interior
0,83
Devido ao facto de estas paredes estarem fundadas em pegões, à profundidade onde se localiza o
estrato das argilas do prazeres, e o facto de a existência deste tipo de fundações ser incompatível com
44
a ocupação prevista para a garagem foi outro dos aspetos a ter em conta quando se optou pela
suspensão destas paredes.
Desta forma estas estruturas de suspensão foram constituídas por pares de vigas em betão armado
(secção de 0,30x0,80𝑚2) executadas em todo o perímetro das paredes, colocadas uma em cada lado
da parede e ligadas através de varões dywidag (pré-esforçados). Estes pares de vigas têm a função
de transmitir o peso da parede a pares de estacas de diâmetro de 600mm, e estas por sua vez ao
terreno. A face inferior das vigas de suspensão das paredes do saguão e da parede tardoz teve origem
à cota das lajes do piso 1, enquanto as vigas de suspensão das paredes das caixas de escadas foram
executadas com a face inferior à cota da laje do piso 0.
As estacas encontram-se contraventadas entre si através de treliças constituídas por perfis metálicos
do tipo HEB e HEA. Estas treliças têm como função tornar a estrutura mais rígida para as ações a que
se encontra sujeita, isto é, quer para as ações horizontais do vento e sismo, quer para as ações de
segunda ordem resultantes da inclinação com a vertical das estacas. Estas foram executadas
aproximadamente ao nível das cotas da soleira dos edifícios 90 e 94 e cota 52,00m no logradouro,
sendo que foi necessário fazer pilares sobre cada estaca de forma a ser possível fazer a ligação entre
as estacas e as vigas de betão armado.
É de notar que todas estas estruturas irão ser demolidas na execução da empreitada de estruturas,
quer as vigas de betão armado, as estacas, as estruturas de contraventamento e os maciços de
encabeçamento uma vez que se tratam de estruturas de carácter provisório. Tratam-se de estruturas
de grande dimensão e por esse motivo terão de ser tomados cuidados adicionais durante a sua
demolição de modo a não criar danos nas estruturas já construídas, assim como evitar danos humanos.
Na Figura 4.15 e Figura 4.16 é possível observar duas perspetivas das estacas de suspensão
contraventadas, na parede tardoz e na caixa de escadas respetivamente.
Figura 4.15 – Perspetiva das estacas de suspensão contraventadas (parede de tardoz)
45
Figura 4.16 - Perspetiva das estacas de suspensão contraventadas (parede da caixa de escadas)
4.10. Incidente ocorrido em edifício vizinho
Dia 8 de Junho de 2015 verificou-se um incidente no piso -4 do edifício do Largo das Palmeiras, nº9,
confinante com o imóvel da IMOPATRIMÓNIO na Av. Duque de Loulé, nº 86 a 94. O incidente implicou
o descalçamento do pavimento de fundo da cave -4 que levou ao colapso de uma área deste piso tendo
uma viatura que se encontrava aí estacionada ficado com o pneu afundado no pavimento (Rui Silva,
José Alves, António Pereira, 2015).
O proprietário do edifício em causa apresentou uma reclamação considerando-se encontrar perante
uma relação causa-efeito imputável à empreitada da IMOPATRIMONIO. Esta reclamação feita resultou
da existência de danos na última cave do seu edifício, do receio que esses danos pudessem vir a
implicar na estabilidade e uso do edifício, uma vez já terem ocorrido inundações nessa cave com cerca
de 40 cm de altura de água, e ainda do receio que a obra a desenvolver no futuro pela HCI viesse a
agravar os danos existentes.
Foram identificadas medidas com o objetivo de aferir esta relação causa-efeito entre este incidente e a
execução da empreitada.
Depois de se terem efetuado visitas ao local por parte da HCI, A2P, IMOPATRIMONIO verificou-se o
colapso de área inferior a 1,0 m2 do massame de fundo provocado pela passagem de um veículo ligeiro
nesse local. O edifício vizinho (edifício do Largo das Palmeiras) não se encontrava contiguo ao
logradouro da obra mas as garagens eram confinantes com parte do logradouro, sendo que na data
em que ocorreu o incidente ainda não se tinham realizado trabalhos junto à propriedade do edifício do
46
largo das palmeiras, ou seja no logradouro da obra. Na Figura 4.17 encontra-se a localização do
incidente, assim como os edifícios adjacentes (Rui Silva, José Alves, António Pereira, 2015).
Figura 4.17 – Planta do local do incidente e da localização das propriedades (Rui Silva, José Alves, António Pereira, 2015)
De acordo com a HCI, apesar das suspeitas de este incidente ter-se verificado devido aos trabalhos a
decorrer na obra de escavação e contenção do conjunto de edifícios da Av. Duque de Loulé verificou-
-se que o incidente ocorrido apenas se tratava de um fenómeno local sem qualquer relação com os
trabalhos executados na empreitada. Evidenciou-se que o incidente provocado deu-se a defeitos na
execução da empreitada original do mesmo, mais especificamente com a solução de fundo do piso -4,
defeitos tais como (Rui Silva, José Alves, António Pereira, 2015):
Massame fracamente ou não armado;
Massame irregularmente betonado sobre terrenos muito mal compactados, ou sobre terrenos
que sofreram alterações ao longo tempo;
Rede de esgotos enterrada cuja distribuição não é totalmente clara, mas que não coincide com
a rede projetada.
Foi confirmado pela HCI não existir correlação entre os trabalhos desenvolvidos na empreitada em
curso do edifício da Av. Duque de Loulé e o incidente ocorrido no piso -4 do edifício do largo das
palmeiras, nº9, não sendo da responsabilidade do proprietário e intervenientes da obra em curso o
desenvolvimento de soluções para a deformação existente no pavimento do piso -4. Desta forma
considerou-se que a obra de escavação do logradouro poderia continuar a ser executada em segurança
(Rui Silva, José Alves, António Pereira, 2015).
De acordo com a opinião das duas partes em questão, ou seja, o proprietário do edifício do Largo das
Palmeiras e a empreitada da IMOPATRIMONIO e de acordo com as declarações dadas pela peritagem
da companhia de seguros Fidelidade, considera-se que a causa poderá estar relacionada com as
intervenções realizadas há alguns anos atrás, por outro empreiteiro e dono de obra, onde foram
47
construídos muros no lado da obra da HCI e onde foi feita escavação do terreno que teve início há
cerca de 6 anos, com interrupção de 3 anos, período durante o qual foram realizados trabalhos de
bombagem. Estes muros de contenção construídos encontravam-se junto à parede em questão com
ancoragens a desenvolverem-se por baixo do pavimento da última cave. Para além disso, a escavação
efetuada nessa zona deixou o fundo desta abaixo da cota do pavimento da última cave, tendo por isso
em épocas de chuva ficado alagada. Com o problema que surgiu, a empreitada anterior foi obrigada a
aterrar aquela zona.
Os materiais da zona em causa são materiais de aterro, recobrindo argilas (com intercalações de
materiais arenosos) e margas/argilitos recobrindo uma camada arenosa, localizada no fundo da
escavação. O facto de existir uma camada arenosa confinada superiormente por materiais argilosos
(que foram escavados) justifica o afluxo de água ao fundo da escavação. Com a execução dos
trabalhos de bombagem que tinham como objetivo manter a cota da água abaixo da cota final de
escavação, formou-se por efeito erosivo da velocidade da água a zona cavernosa a montante. Ou seja,
considera-se que não sendo da responsabilidade da empreitada da IMOPATRIMONIO, poderá ser da
responsabilidade da obra mas provocada por intervenções anteriores, uma vez que a formação de uma
caverna no subsolo não poderá resultar de um fenómeno imediato, mas sim de médio prazo, com a
contribuição da ação erosiva da percolação da água, agravada pela existência de materiais de
permeabilidade contrastante e ainda pela introdução da ação mecânica desencadeada pelos trabalhos
de bombagem.
Na Figura 4.18 e Figura 4.19 é possível perceber respetivamente a sequência de situações que
contribuíram para a formação da caverna e a situação após formação desta mesma caverna em Junho
de 2015.
48
Figura 4.18 – Corte esquemático da parede Pc8a, adjacente ao edifício onde ocorreu o incidente. Sequência de situações que
contribuíram para a formação da caverna (de Maio de 2010 a Junho de 2015)
Figura 4.19 - Corte esquemático da parede Pc8a, adjacente ao edifício onde ocorreu o incidente. Situação após formação da
caverna em Junho de 2015
49
4.11. Plano de Instrumentação e Observação
4.11.1. Generalidades
Com o objetivo de executar todos os trabalhos de escavação e contenção periférica e monitorizar o
comportamento das paredes de fachada existentes em condições de segurança foi proposto um plano
de instrumentação e observação. Este plano irá ainda permitir analisar o comportamento dos edifícios
vizinhos em fase de construção.
4.11.2. Grandezas a medir
O plano de instrumentação e observação durante os trabalhos de contenção da fachada, escavação e
contenção periférica terá como finalidade medir as seguintes grandezas:
Assentamentos da superfície do terreno;
Tensão/Carga instalada nas ancoragens executadas.
4.11.3. Instrumentos Utilizados
4.11.3.1. Alvos Topográficos
Com o objetivo de monitorizar a obra durante a fase de escavação e contenção periférica recorreu-se
a este equipamento de observação nas fachadas dos edifícios existentes, nas paredes de perímetro
do edifício a manter e nas paredes de contenção periférica. Desta forma, é possível medir-se os
deslocamentos superficiais por métodos topográficos de forma a evitar assentamentos significativos.
O número de alinhamentos em altura varia em função do número de pisos. É de notar que nas fachadas
estes equipamentos deverão ser colocados antes do início de qualquer trabalho uma vez que a
probabilidade de existir deslocamentos nestas é muito superior.
Na Figura 4.20 é possível perceber como se encontram ligados os alvos topográficos à estrutura de
contenção.
Figura 4.20- Alvo Topográfico
50
Figura 4.21- Planta de localização dos equipamentos de observação
Na Figura 4.21, que também está apresentada no Anexo VI, encontra-se a localização dos
equipamentos de observação, que se encontram dispostos em obra de 4 modos. Nas figuras que se
seguem apresenta-se os cortes tipo de localização dos equipamentos de instrumentação, onde Ai são
os alvos topográficos e CC são as células de carga das ancoragens.
Figura 4.22 – Corte tipo A1
Figura 4.23 – Corte tipo A2
51
Figura 4.24 – Corte tipo A3
Figura 4.25 – Corte tipo A4
No corte tipo A1, representado na Figura 4.22 a secção apresenta 2 alvos topográficos a instrumentar
na parede da fachada, 1 no topo e outro a meia altura. O corte tipo A2, representado na Figura 4.23,
apresenta 5 alvos topográficos a instrumentar, 2 na parede da fachada (1 no topo mais um a meia
altura) e 3 na parede de contenção (1 na viga de coroamento + 1 a meia altura + 1 no último painel). O
corte tipo A3, representado na Figura 4.24 apresenta 3 alvos topográficos na parede de contenção,
sendo 1 na viga de coroamento, 1 a meia altura e 1 no último painel. O corte tipo A4, representado na
Figura 4.25, apresenta 5 alvos topográficos a instrumentar, 2 no muro de suporte existente (1 no topo
+ 1 a meia altura) e 3 na parede de contenção (1 na viga de coroamento + 1 a meia altura + 1 no último
painel).
4.11.3.2. Células de carga
De forma a medir a variação do pré-esforço durante a fase de construção da obra serão colocadas
células de carga nas ancoragens das secções instrumentadas, tal como ilustrado na Figura 4.26.
Figura 4.26- Célula de carga
52
4.11.4. Frequência das leituras
Com o objetivo de avaliar a evolução das grandezas medidas durante a execução da obra foi
estabelecida uma leitura inicial, “leitura zero”, tomada como leitura de referência.
A periodicidade das leituras dos alvos topográficos dependeu do andamento da obra e dos valores
verificados nas medições, sendo estas leituras propostas pelo empreiteiro. De modo a ser possível
comparar os deslocamentos foram feitos leituras nos alvos topográficos instalados nas fachadas que
confrontam com a frente da escavação antes de se iniciar os trabalhos de escavação.
É de notar que em trabalhos passiveis de provocar maiores deslocamentos, como por exemplo, a
escavação do terreno adjacente à parede, isto é processos em que ocorre a transferência do peso da
parede para a estrutura de contenção, optou-se por aumentar a frequência das leituras.
Foi feita uma campanha para cada nível de escavação de forma a evitar deslocamentos excessivos.
Para além disso, foi garantida uma periodicidade mínima semanal de leitura de todos os equipamentos
de observação. O plano de instrumentação e monitorização adotado deverá ser explorado até
desativação das ancoragens (SA, COPORGEST, 2014).
4.11.5. Localização da instrumentação
No Anexo VI, VII, VIII encontra-se a localização dos equipamentos de observação, a planta e cortes
tipo, os alçados e os edifícios confinantes.
53
4.11.6. Processamento e interpretação das leituras
De forma a estabelecer níveis de alerta que possam avaliar o comportamento da obra são definidos
limites de deformação da contenção periférica e das fachadas dos edifícios, tendo por base obras com
características iguais.
É de notar que os dados recolhidos na instrumentação foram processados após a sua conclusão de
forma a evitar erros que possam interferir com a validação dos resultados e também detetar possíveis
anomalias que impeçam o normal decurso da obra.
Desta forma foram estabelecidos os critérios de alerta e alarme apresentados na Tabela 4.5 para a
Parede de Contenção (SA, COPORGEST, 2014).
Tabela 4.5- Critérios de alerta e alarme para a parede de contenção
Critérios de alerta: 1. Deslocamento na direção perpendicular à parede – 10 mm
2. Perda de força nas ancoragens de controlo – 15%
Critérios de alarme: 1. Deslocamento total na direção perpendicular à parede – 15 mm
2. Perda de força nas ancoragens de controlo – 25%
Para as fachadas dos edifícios existentes foram estabelecidos os critérios que se apresentam na Tabela
4.6 (SA, COPORGEST, 2014).
Tabela 4.6 – Critérios de alerta e alarme para as fachadas dos edifícios
Movimentos de estabilização:
1. Variações na deformação de 1mm/dia;
2. Limitados a uma deformação total máxima de 5mm.
Critérios de alerta: 1. Variações na deformação de 2 a 4 mm/dia;
2. Limitados a uma deformação total máxima de 15 mm.
Critérios de alarme: 1. Variações na deformação de 5mm/dia ou quando é
atingida uma deformação total máxima de 15mm.
No caso de se observar um dos critérios mencionados nas tabelas acima em um ou mais dispositivos
de observação é importante implementar uma solução que permita restabelecer as condições normais
da obra, tais como:
Deverá proceder-se à remoção de todos os equipamentos e materiais possíveis de gerar
sobrecargas sobre as paredes;
54
No caso de se verificar algum dos valores definidos no critério de alerta para o caso da parede
de contenção ou para o caso das fachadas dos edifícios existentes deverá aumentar-se a
frequência das leituras (diariamente);
Deverá implementar-se uma solução de reforço de modo a repor os fatores de segurança do
projeto, tal como implementar travamentos horizontais (escoramentos ou ancoragens)
complementares aos existentes.
Caso alguma das situações referidas na Tabela 4.5 e na Tabela 4.6 se tivesse verificado dever-se-ia
fazer uma análise de forma a identificar a origem da anomalia.
4.11.7. Monotorização da obra
Depois de se ter procedido à instalação dos aparelhos de instrumentação e serem estabelecidos os
critérios máximos admissíveis é necessário analisar a evolução dos deslocamentos no decorrer da obra
através da análise dos relatórios de instrumentação elaborados semanalmente pelo consórcio externo
Pedro Palha da Silva e João Pedro Rodrigues Cancela.
Devido ao número elevado de alvos topográficos instalados, apenas se fará referência neste
subcapítulo a um número limitado destes e apenas referente aos que se localizam na fachada, uma
vez que irá ser feita uma análise detalhada dos equipamentos que se localizam na parede de contenção
no subcapítulo 5.8.
Desta forma, foi analisado o relatório facultado referente a dia 15 de Outubro de 2015, em que se optou
por analisar a secção correspondente ao alvo 9 e 10 (Figura 4.27 e Figura 4.28), referente à fachada.
Figura 4.27 – Localização dos alvos topográficos 9 e 10 (Planta) (Consórcio externo Pedro Palha da Silva e João Pedro
Rodrigues Cancela, 2015)
55
Figura 4.28 – Localização dos alvos 9 e 10 (Alçado) (Consórcio externo Pedro Palha da Silva e João Pedro Rodrigues Cancela,
2015)
Figura 4.29- Evolução do deslocamento horizontal em alguns dos alvos topográficos instalados de Maio de 2014 a Outubro
de 2015 (Consórcio externo Pedro Palha da Silva e João Pedro Rodrigues Cancela, 2015)
56
Figura 4.30 - Evolução do deslocamento vertical em alguns dos alvos topográficos instalados de Maio de 2014 a Outubro de
2015 (Consórcio externo Pedro Palha da Silva e João Pedro Rodrigues Cancela, 2015)
Através da análise do gráfico da Figura 4.29 é possível perceber que o alvo 9A se movimenta para o
interior da escavação, sendo o deslocamento máximo correspondente a aproximadamente 2.5 mm no
dia 26 de Maio de 2014 e também no início do mês de Outubro. O movimento do alvo 10A oscila entre
o interior e o exterior da escavação, sendo o seu deslocamento máximo correspondente a
aproximadamente 2.5 mm para o interior da escavação no dia (aproximadamente) 30 de Março de 2015
e no dia 13 de Abril de 2015.
Relativamente à evolução do deslocamento vertical, observável no gráfico da Figura 4.30, é possível
perceber um movimento descendente do alvo 9A ou seja um assentamento da estrutura, sendo o seu
deslocamento máximo de 5 mm. O alvo 10A apresenta uma oscilação entre movimento descendente e
ascendente, começando com um movimento ascendente em Maio e passando a ter um movimento
descendente em Agosto de 2014, sendo o seu deslocamento máximo dado para um deslocamento
ascendente de aproximadamente 4 mm.
57
5. Modelação do Caso de Estudo
5.1. Enquadramento
O capítulo que se segue destina-se à apresentação da modelação numérica efetuada para o caso em
estudo. Foi utilizado o programa de cálculo automático Plaxis 2D, que utiliza elementos finitos, com o
objetivo de determinar o estado de deformação e tensão dos solos, simulando o comportamento
plástico não linear dos solos assim como o faseamento construtivo. Para isso terá que se ter em
atenção alguns aspetos essenciais para uma boa caracterização da zona em estudo, tais como a
definição da geometria quer da estrutura quer do cenário geológico, assim como a definição dos
parâmetros geotécnicos.
Foi escolhida como secção a modelar a secção representada na Figura 5.1 com um círculo a laranja
uma vez que se trata de uma secção monitorizada, permitindo assim fazer uma comparação dos
valores dos deslocamentos obtidos na monitorização com os deslocamentos obtidos no cálculo
numérico. Para além disso foi escolhida esta secção por esta conter quer ancoragens, quer
microestacas, tornando este estudo mais completo. A análise desta secção teve por base o corte D-D
(Figura 5.2), pertencente à parede PC2 uma vez que esta é uma secção-tipo pertencente à fachada do
edifício 90, sendo que para se definir as características geológicas representativas desta secção teve-
se por base o perfil geológico que se encontra no Anexo III.
É de notar que não foi escolhido a secção junto ao edifício 86, igualmente instrumentada e com a
mesma secção-tipo uma vez que esta por se situar “ao canto” numa zona adjacente ao edifício 86 iria
apresentar deslocamentos inferiores, que não seriam deslocamentos representativos de uma parede
de contenção. Para além disso esta secção estava afetada pela geometria 3D, menos realista para ser
modelada com um modelo 2D do Plaxis.
58
Figura 5.1 – Planta com indicação da secção a modelar assim como o corte D-D
59
Figura 5.2- Corte D-D da parede PC2
60
Figura 5.3 – Alçado EF (parede PC2 e PC3)
A estrutura de suporte analisada é materializada por uma parede de contenção tipo Berlim Definitiva,
executada no interior do edifício e adjacente à parede da fachada com 14,27 m de profundidade
(incluindo a sapata de 0,8 m e a viga de coroamento de 0,8 m). Esta está travada horizontalmente com
5 níveis de ancoragens e suportada por microestacas afastadas de 1,5 m que irão recalcar as paredes
existentes e suportar o peso próprio da parede de contenção durante a sua construção. A geometria
adotada teve por base a Figura 5.2, sendo o alçado onde se encontra a parede PC2 representado na
Figura 5.3.
5.2. Definição da Geometria
De modo a construir um modelo o mais aproximado possível às condições reais adotou-se uma
geometria de 60 x 30 metros de altura de escavação de modo a que as fronteiras se encontrassem a
uma distância razoável da contenção. Foram adotados elementos finitos triangulares de 15 nós uma
vez que conduz a resultados mais refinados.
Utilizou-se o comando Geometry line para representar as três camadas de solo distintas e também as
linhas auxiliares que simulam as diferentes fases de escavação. Para definir as condições de fronteira
recorreu-se ao comando Standart fixities que irá gerar apoios fixos na base da geometria e apoios
móveis nas zonas laterais, sendo a zona superior livre em qualquer direção.
61
Em relação à sobrecarga admitiu-se o valor de 10 𝑘𝑁/𝑚2 a tardoz da parede de contenção utilizando
para isso o comando Distributed load – load system A. Este valor deve-se sobretudo à circulação
automóvel na Av. Duque de Loulé, arruamentos, assim como aos edifícios vizinhos. Relativamente às
cargas provenientes da fachada, estas não serão contabilizadas uma vez que se considera o seu
encaminhamento direto para o subsolo através das microestacas.
Utilizou-se o comando Plate para a estrutura de contenção, sendo possível a partir deste comando criar
elementos estruturais com rigidez axial e de flexão. Esta estrutura de contenção apresenta 14,27 m de
profundidade, tal como já referido, sendo que os primeiros 0,8 m correspondem à viga de coroamento
e os últimos 0,8 m correspondem à sapata. É de salientar que a estrutura de contenção desenhada
está dividida em trechos com o comprimento das sucessivas fases de escavação. Para a sapata
recorreu-se ao comando Fixed-end anchor que permite definir uma rigidez axial para o material, e ainda
um comprimento equivalente que, nesta parede corresponde a 1,1 m para fora da parede de betão. De
modo a serem tidos em conta os fenómenos de interação solo-estrutura, deverá utilizar-se o comando
Interfaces, sendo por isso feito um envolvimento de toda a contenção periférica.
Em relação às ancoragens, utiliza-se o comando node-to-node anchor para o seu comprimento livre, e
o comando Geogrid para o seu bolbo de selagem. Esta junção de comandos é uma aproximação, visto
não ser possível inserir o verdadeiro comportamento de uma ancoragem no programa, sendo por isso
aproximado o comportamento tridimensional a um comportamento bidimensional. Os ângulos das
ancoragens e os valores para o comprimento livre e para o comprimento de selagem serão utilizados
no menu Materials para definir as propriedades das ancoragens com os seguintes dados:
Tabela 5.1 – Propriedades das ancoragens
Ancoragem Tensão (KN) Comprimento livre (m)
Comprimento de selagem (m)
Inclinação (ᵒ)
1 600 18 6 35
2 600 14 6 35
3 600 8 6 35
4 750 6 6 30
5 600 6 6 30
Na Figura 5.4 apresenta-se a geometria do modelo de cálculo utilizado, que incorpora todos os
elementos já mencionados.
62
Figura 5.4 – Geometria da modelação numérica no Plaxis 2D
5.3. Caracterização dos materiais
Em relação à caracterização dos materiais existentes considerou-se a informação presente no relatório
de 2007, já analisado em 4.5.3. A zona geotécnica ZG3 corresponde ao nível superficial de solos de
cobertura heterogéneos (aterros), assim como solo argiloso algo arenoso, com comportamento
geomecânico muito deformável com NSPT≤20 pancadas. A zona ZG2 inclui os terrenos pertencentes
às unidades de solos argilosos e algo arenosos, em que os materiais se apresentam rijos, para além
disso inclui o topo do argilito e parte da unidade de calcário. Nesta zona geotécnica os valores de NSPT
variam entre 20 a 60 pancadas. A zona geotécnica ZG1 corresponde à unidades de calcários
acinzentados e argilito com NSPT≥ 60 pancadas.
Foi adotado o modelo Hardening Soil para caracterizar o terreno. Este é um modelo elastoplástico que
tem em conta o endurecimento do solo, apresentando uma relação tensão-deformação do tipo
hiperbólica, isto é, simulando o aumento da rigidez das camadas com o aumento de tensão. Opta-se
por este modelo em vez do modelo de Mohr-Coulomb (modelo elástico perfeitamente plástico) uma vez
que muitas vezes surge a dificuldade de estabelecer um valor de deformabilidade para usar na lei
constitutiva deste. Já o modelo hardening soil é considerado mais adequado uma vez que simula um
comportamento muito próximo da realidade no que se refere aos ciclos de descarga e recarga, durante
as várias fases de escavação e aplicação do pré-esforço nas ancoragens (Raposo, 2008).
Tendo em conta o modelo utilizado foi necessário a introdução de vários parâmetros, descritos na
Tabela 5.2, em que, de acordo com o Manual do utilizador do Plaxis é proposto que se admitam estas
relações:
𝐸 ≈ 𝐸50𝑟𝑒𝑓
ZG3
ZG2
ZG1
63
𝐸𝑢𝑟𝑟𝑒𝑓
≈ 3𝐸50𝑟𝑒𝑓
Tabela 5.2- Parâmetros do solo com base no modelo Hardening Soil
ZG3 ZG2 ZG1
𝛾𝑢𝑛𝑠𝑎𝑡 (𝑘𝑁/𝑚3) 16 20 24
𝛾𝑠𝑎𝑡 (𝑘𝑁/𝑚3) 16 20 24
𝐸50𝑟𝑒𝑓
(𝑘𝑁/𝑚2) 10 60 100
𝐸𝑜𝑒𝑑𝑟𝑒𝑓
(𝑘𝑁/𝑚2) 10 60 100
𝐸𝑢𝑟𝑟𝑒𝑓
(𝑘𝑁/𝑚2) 30 180 300
𝑐′ (𝑘𝑁/𝑚2) 10 35 150
Φ’(ᵒ) 30 39 45
m (-) 0,5 0,5 0,5
ψ(ᵒ) 0 0 0
𝑅𝑖𝑛𝑡𝑒𝑟(-) 0,7 0,8 1
𝐾0(-) 0,5 0,371 0,293
𝑝𝑟𝑒𝑓 (𝑘𝑁/𝑚2) 100 100 100
𝑅𝑓(-) 0,9 0,9 0,9
Para alguns parâmetros avançados foi admitido os valores que o programa indica por defeito.
O valor de 𝑅𝑖𝑛𝑡𝑒𝑟 tem em conta a interação entre o solo e a estrutura em causa, reduzindo as forças
mobilizadas. Desta forma foi assumido para a zona ZG3 um valor de 0,7, uma vez que se trata de uma
interação entre aterros, solo argiloso e arenoso e o betão, para a zona ZG2 foi admitido um valor de
0,8 uma vez que se trata da interação entre o betão e solos argilosos algo arenosos, já para a zona
ZG1 foi assumido o valor de 1 (rígido) uma vez se trata de uma camada em que o NSPT é maior que
60 pancadas.
É de notar que a análise feita foi drenada uma vez uma vez que os materiais existentes têm
predominantemente carácter arenoso e também porque trata-se de uma análise mais condicionante
em relação à análise não drenada.
5.4. Características dos materiais estruturais
Para o material tipo Plate foram definidas as características para a parede de betão armado e para a
microestaca presente. Esta parede para o caso em estudo apresenta 0,30 m de espessura, e um
módulo de elasticidade de 32 GPa, sendo o betão da classe 30/37. É necessário definir para estes a
rigidez axial, a rigidez de flexão e o peso próprio.
Para a microestaca considerou-se conservativamente que apenas o aço trabalhava, utilizando-se por
isso o valor de módulo de elasticidade de 210GPa, e sabendo as dimensões desta (TM80 101,6x9//1,5)
64
foi possível conhecer os valores de rigidez axial e de flexão. Estes valores encontram-se definidos na
Tabela 5.3.
Tabela 5.3- Propriedades dos materiais estruturais
Tabela 5.4 – Propriedades das ancoragens
Propriedades
Ancoragem de 600 KN Ancoragem de 750 KN
Comprimento livre
Bolbo de selagem
Comprimento livre
Bolbo de selagem
EA (𝑘𝑁/𝑚) 117000 453646 146250 453646
𝐿𝑠𝑝𝑎𝑐𝑖𝑛𝑔 3 - 3 -
Através dos valores obtidos é possível constatar que a contribuição para a rigidez à flexão é garantida
essencialmente pela parede de betão armado, uma vez que a rigidez das microestacas não é relevante
comparativamente a esta. Assim é possível perceber que estas não irão contribuir significativamente
para a rigidez dos painéis, sendo que a sua rigidez à flexão apenas terá relevância nas fases de
escavação em que é o único elemento que estará a servir de apoio ao terreno.
Ao contrário da parede de betão armado que pode ser modelada de forma realista pelo estado plano
de deformação, as ancoragens não são representadas satisfatoriamente segundo este modelo, uma
vez que geram um estado tridimensional de tensões no solo. Desta forma, há que ter em atenção os
dados a introduzir no programa (Maxwell). Tanto o comprimento livre como o bolbo de selagem das
ancoragens apenas tem rigidez axial. O valor do módulo de elasticidade para o comprimento livre foi
de 195 GPa, fornecido no projeto, e a sua secção de 6 𝑐𝑚2 para um pré-esforço de 600 kN e 7,5𝑐𝑚2
para um pré-esforço de 750 kN, sendo que o espaçamento entre estas é de 3 m. Para o bolbo de
selagem considerou-se a utilização de um betão mais fraco com módulo de elasticidade de 25 GPA, e
um diâmetro de 152mm, maior que o do comprimento livre da ancoragem, perfazendo uma secção com
área de 18145,84 𝑚𝑚2. Para a carga de pré-esforço destas teve-se em consideração o valor definido
no projeto, 𝑃𝑢𝑡𝑖𝑙 e dividiu-se pela distância entre ancoragens, 3m. Os valores obtidos encontram-se na
Tabela 5.4.
Propriedades Microestaca Parede de betão
armado Sapata
EA (𝑘𝑁/𝑚) 366520 9600000 25600000
EI (𝑘𝑁𝑚2/𝑚) 362,6 72000 -
d (m) 0,109 0,3 -
w (𝑘𝑁/𝑚/𝑚) 3,75 7,5 -
v 0,3 0,2 -
𝐿𝑠𝑝𝑎𝑐𝑖𝑛𝑔 - - 1
65
Devido ao facto de o início da parede de betão armado não se encontrar à mesma cota que a Av.
Duque de Loulé, tal como é possível perceber na Figura 5.2, foi necessário utilizar o material tipo Plate
com as características da fachada neste desnível de 0,7 m. A fachada é constituída por alvenaria
ordinária de pedra com 0,7 m de espessura e um peso volúmico de 22 𝑘𝑁/𝑚3. Foi considerado um
módulo de elasticidade para a alvenaria ordinária de pedra de 2600 MPa, de acordo com (Roque, 2002).
Na Tabela 5.5 encontram-se as propriedades utilizadas para este Plate.
Tabela 5.5- Propriedades definidas para a fachada de alvenaria ordinária de pedra
EA (𝑘𝑁/𝑚) EI (𝑘𝑁𝑚2/𝑚) d (m) w (𝑘𝑁/𝑚/𝑚) v
Fachada 1820000 74316,67 0,7 15,4 0,2
5.5. Geração da malha de elementos finitos
Para finalizar a modelação procedeu-se à geração da malha de elementos finitos recorrendo ao
comando Mesh, em que se optou por usar uma malha Fine. De seguida gerou-se as pressões iniciais
do terreno recorrendo ao comando Initial Conditions. Nesta fase poder-se-ia introduzir o nível freático,
o que não se aplica ao caso em estudo uma vez que este encontra-se abaixo da cota final de
escavação. Desta forma é apenas necessário recorrer ao comando Generate Initial stresses de forma
a obter a distribuição das pressões efetivas, horizontais e verticais para o modelo em causa.
5.6. Faseamento Construtivo e Cálculos
Nesta fase é possível proceder-se ao cálculo do modelo de forma faseada, o que permite uma
simulação próxima da realidade da execução dos Muros de Munique. O programa define por defeito a
Initial phase, sendo a partir desta fase que começa o faseamento construtivo. A opção de zerar os
deslocamentos tomada na primeira fase deve-se ao facto de evitar que se notem os deslocamentos
devido à ação gravítica. É de notar que na fase 1 é também ativado o desnível (0,7 m) entre a Av.
Duque de Loulé e o começo da parede de contenção que consiste num Plate e possui as características
da fachada.
O procedimento construtivo que foi adotado ao longo da modelação consiste em executar as
microestacas até ao fundo da escavação, isto é, 14,27 m mais o comprimento de selagem (6m), e à
medida que se ia procedendo à escavação, ia-se ativando o material Plate para betão armado,
simulando assim a escavação e uma solução próxima da realidade.
Devido ao facto do procedimento construtivo utilizado nas paredes tipo Munique ser feito de forma
alternada, isto é, executando-se os painéis primários e secundários em diferentes fases, com o objetivo
de evitar a descompressão do solo, é necessário ter em conta este facto na modelação do programa,
66
mais precisamente nas fases de escavação. Desta forma, é adotado um valor de ∑ 𝑀𝑠𝑡𝑎𝑔𝑒 de 0,7 em
vez de 1 nas fases em que se procede à escavação, conseguindo-se assim simular melhor o fenómeno
da transferência de pressão no solo.
De seguida apresentam-se todas as fases realizadas:
Fase 1- Ativação da sobrecarga, ativação do material Plate para as microestacas (seleciona-
se a opção Reset displacements to zero);
Fase 2 – Escavação da zona correspondente à viga de coroamento;
Fase 3 – Execução da viga de coroamento, em que substitui-se o material microestaca por
parede de betão armado;
Fase 4 - Escavação do 1º nível de painéis de 2,2 m;
Fase 5 – Ativação do primeiro troço de parede de betão armado, em que é substituído o material
microestaca por parede de betão armado. Ativação do primeiro nível de ancoragem, com um
pré-esforço de 200 kN/m;
Fase 6 – Escavação do 2º nível de painéis de 3 m de altura;
Fase 7- Ativação do 2º nível de painéis e ativação da ancoragem de 200 kN/m;
Fase 8 – Escavação do 3º nível de 3 m de altura;
Fase 9 – Ativação do 3º nível de 3 m de altura e ativação da 3º ancoragem de 200 kN/m;
Fase 10 – Escavação do 4º nível de 3 m de altura;
Fase 11 – Ativação do 4º nível de 3 m de altura e ativação da 4º ancoragem de 250 kN/m;
Fase 12 – Escavação do 5º nível de 1,42 m de altura;
Fase 13 – Ativação do 5º nível de 1,42 m de altura e ativação da 5º ancoragem de 200 kN/m;
Fase 14 – Escavação ao nível da sapata, de 0,8 m de altura;
Fase 15 – Ativação da sapata assim como do material do tipo Anchors que corresponde ao
prolongamento desta.
No Anexo V, encontram-se ilustradas todas as fases construtivas anteriormente mencionadas.
É de notar que em todas as fases em que se procede à execução da parede de betão armado é
necessário desativar o Plate microestaca e ativar o Plate correspondente à parede de betão armado.
67
5.7. Resultados obtidos
Podem ser consultados os resultados na interface Output de modo a analisar o comportamento da
estrutura de contenção, em que é possível obter os deslocamentos da estrutura, a sua deformada, as
tensões instaladas assim como é possível fazer uma análise de cada elemento.
5.7.1. Deslocamentos
É possível observar no subprograma Output a configuração da deformada da malha de elementos
finitos no final da escavação, tal como pode ser observado na Figura 5.5.
Figura 5.5- Deformada da parede de contenção no final de escavação
O deslocamento total máximo é de 10,60 mm, no final da escavação. Nas Figura 5.6 e Figura 5.7
encontram-se os deslocamentos horizontais e verticais no final da escavação.
Figura 5.6 – Deslocamentos horizontais no final da escavação
68
Foi registado um deslocamento horizontal máximo de 6,06 𝑚𝑚 no topo da parede de contenção, no
sentido contrário ao interior da escavação.
Figura 5.7 – Deslocamentos verticais no final da escavação
O deslocamento vertical máximo registado foi de 10,60 𝑚𝑚 na base da escavação. Trata-se de um
empolamento e é devido ao facto do terreno no final da escavação sofrer um alívio de tensões com a
retirada do terreno. Isto é, por outras palavras, como durante a escavação estamos a retirar carga aos
solos escavados, estes recuperam deformações elásticas, o que faz com que se descomprimam.
Apesar de não ser o deslocamento máximo verificado, o deslocamento verificado à superfície do
terreno, no tardoz da cortina, de aproximadamente 10 𝑚𝑚 no sentido descendente pode ser mais
preocupante, na medida em que pode afetar os arruamentos aí existentes (Av. Duque de Loulé).
Na Figura 5.8 encontra-se representado os pontos de plastificação no final da escavação.
69
Figura 5.8 – Representação dos pontos de plastificação no final da escavação
Através da análise dos pontos de plastificação é possível perceber que a cunha ativa devido à
escavação não intersecta os bolbos de selagem das ancoragens, o que prova que as ancoragens se
encontram bem seladas, pelo modelo representado.
Procedeu-se da mesma forma à análise dos deslocamentos na parede de contenção no final da
escavação, na Figura 5.9 encontram-se representados os deslocamentos obtidos assim como os
respetivos diagramas.
Figura 5.9 – Deslocamentos registados na parede de contenção no final da escavação
70
De acordo com a Figura 5.9 o deslocamento horizontal máximo registado na parede de betão foi de
2,10 mm, no final da camada ZG3. A camada ZG3 é constituída por aterros, assim como parte da
unidade de solo argiloso algo arenoso, em que os materiais apresentam um comportamento
geomecânico muito desfavorável. Assim, como esta camada apresenta tensões efetivas mais baixas
irá apresentar uma resistência fraca e daí se justificar os deslocamentos da cortina para o interior do
solo.
Quanto ao deslocamento vertical máximo este foi de 3,36 mm e verificou-se no topo da parede de
contenção, apresentando valor negativo, o que significa que a parede de contenção sofre um
assentamento possivelmente resultante do alívio da tensão vertical verificada devido à escavação.
É assim possível verificar que os deslocamentos observados na parede de contenção têm também em
conta os deslocamentos existentes no solo provocados quer pela execução da parede, quer pela
escavação deste, assim como o tensionamento das ancoragens.
Para além das análises efetuadas anteriormente torna-se também indispensável perceber o
comportamento da estrutura de contenção periférica ao longo de todo o seu processo construtivo. Desta
forma, foram considerados apenas os deslocamentos horizontais nesta análise por estes serem os
mais condicionantes (Figura 5.10).
Figura 5.10 – Gráfico da evolução do deslocamento horizontal da parede de contenção em profundidade ao longo das
diferentes fases construtivas
Através da análise do gráfico representado na Figura 5.10 é possível retirar as seguintes informações:
Na 1º escavação (correspondente à fase 4 descrita em 5.6) verifica-se o deslocamento maior,
de aproximadamente 10,1 mm para o interior da obra, este deslocamento é devido à
descompressão do solo ao ser escavado 2,2 m para posteriormente ser executada a parede
de contenção.
71
Quando são executadas as ancoragens do 1º nível e aplicado o pré-esforço verifica-se um
deslocamento para o interior do terreno, sendo o valor observado ao nível da primeira
ancoragem de aproximadamente 2,94 mm. É notória na passagem destas fases a capacidade
que as ancoragens possuem de alterarem o estado de tensão induzido ao terreno, sendo que
se verifica um aumento da tensão horizontal na parede de contenção.
É ainda visível no gráfico da Figura 5.10 que existe uma maior recuperação de deslocamentos
entre as fases da 1ª Escavação e da execução da 1ª ancoragem do que nas restantes fases,
o que mostra como a ação do pré-esforço vai sendo diminuída à medida que a escavação
aumenta. Este facto é justificado pelo aumento de rigidez em profundidade, que faz com que o
solo consiga absorver mais esforços na fase de aplicação do pré-esforço e se descomprima
menos nas fases de escavação.
À medida que se procede ao avanço da escavação a parede de contenção tende a rodar em
torno da primeira ancoragem, que tem como consequências a diminuição da tensão horizontal
do solo contido pela escavação e aumento das deformações. Estas deformações irão provocar
deslocamentos laterais no nível de escavação seguinte, que posteriormente serão aliviados
pela aplicação do pré-esforço à ancoragem do nível seguinte.
À medida que a escavação aumenta em profundidade são verificados movimentos de rotação
e translação em torno da parede de contenção. Estes movimentos devem-se sobretudo às
condições de apoio no final da parede, à altura de parede enterrada, a distribuição das
pressões de contacto na interface solo-parede, a inclinação das ancoragens, a espessura e
rigidez à flexão da parede, valores de sobrecarga, as propriedades do solo, o processo
construtivo adotado, entre outros fatores.
Procedeu-se também a uma comparação dos deslocamentos obtidos pela modelação efetuada, no final
da escavação e os critérios de alerta e alarme já mencionados facultados pelo projeto de escavação e
contenção periférica.
Tabela 5.6- Comparação dos deslocamentos obtidos
Modelação – Plaxis Critério Alerta Critério Alarme
Deslocamento total na direção perpendicular
à parede 6,06 mm 10 mm 15 mm
Pela observação da Tabela 5.6, é assim possível concluir que os valores obtidos pela modelação
numérica não ultrapassaram os valores definidos pelo critério de alerta e alarme para a fase final da
escavação.
72
5.7.2. Esforços
Para fazer uma análise detalhada dos esforços instalados na parede de contenção para a fase final da
escavação recorreu-se ao esquema representado na Figura 5.11 em que é possível perceber a
distribuição destes em profundidade.
Figura 5.11 – Evolução do Esforço axial em profundidade na fase final da escavação
É de notar que quando é instalado o pré-esforço nas ancoragens ocorre um aumento do esforço axial,
visível no diagrama representado. Trata-se de um comportamento esperado neste tipo de estruturas
multi-ancoradas, uma vez que é de valor considerável a componente da carga das ancoragens aplicada
paralelamente à parede de contenção.
Como é possível observar através da Figura 5.11 o valor máximo de esforço normal dá-se na base da
escavação, com o valor de 300,11 kN/m sendo um valor negativo, de compressão. À medida que se
desce em profundidade para a zona da microestaca é visível um decréscimo no diagrama de esforço
axial uma vez que são geradas nesta zona forças de atrito que irão contrariar o esforço normal.
Também para a fase final da escavação foi feita uma análise dos momentos flectores instalados na
parede de contenção, tal como se pode ver na Figura 5.12.
73
Figura 5.12- Momentos fletores instalados na parede de contenção
O valor do momento fletor máximo verifica-se ao nível da primeira ancoragem, de valor 68,61 kNm/m,
É de notar que os momentos junto à base da escavação são muito inferiores uma vez que as
ancoragens e a sapata, como são significativamente mais rígidas que o solo, irão concentrar maiores
esforços nessa zona.
5.8. Comparação dos resultados obtidos na modelação com os reais
Foi feita uma retroanálise da solução em estudo, sendo que para isso teve-se por base os resultados
obtidos pela instrumentação para que estes possam ser comparados com os resultados dados pela
modelação efetuada. É de notar que deve sempre ter-se em conta possíveis erros que possam ter
surgido em ambos os processos
A retroanálise foi efetuada para o modelo já referido no capítulo 5.1 da modelação do caso de estudo,
sendo que os alvos topográficos encontram-se instalados nas posições indicadas na Figura 5.13.
74
Figura 5.13 - Corte tipo A2
O corte tipo A2, representado na Figura 5.13 apresenta 5 alvos topográficos a instrumentar, 2 na parede
da fachada (1 no topo mais um a meia altura) e 3 na parede de contenção (1 na viga de coroamento +
1 a meia altura + 1 no último painel).
Apenas se irá fazer referência neste capítulo aos resultados obtidos para os 2 alvos situados mais
abaixo na parede de contenção (1 a meia altura e 1 no último painel) uma vez que apenas se teve
acesso a essas medições ao longo do acompanhamento da obra em estudo.
Como não foi possível obter as datas exatas em que se efetuou cada faseamento em obra de forma a
comparar os valores medidos na instrumentação com os valores obtidos pelo Plaxis, apenas irá ser
comparada a fase final da escavação, que é o único momento em que foi possível fazer uma
comparação da evolução dos deslocamentos ao longo do tempo no alvo situado no último painel (20B)
com os valores obtidos no programa de modelação Plaxis para a mesma fase.
Devido ao facto de não ter sido possível obter os valores diretos dos deslocamentos perpendiculares à
parede de contenção em estudo, teve de se tomar algumas simplificações de modo a conseguir com
os resultados facultados chegar aos resultados pretendidos. Foi-me fornecido os valores das
convergências (cordas) entre alvos topográficos. Desta forma, com base na Figura 5.14 foi tomado
como simplificação considerar que o alvo representado na Figura 5.14 como 2I13 se encontrava fixo, e
sabendo o valor do ângulo entre a corda do alvo 2I20 e 2I13 foi possível estimar os valores dos
deslocamentos perpendiculares ao alvo 2I20.
75
Os deslocamentos obtidos tratam-se de deslocamentos horizontais, sendo estes que importa estudar
neste tipo de análise uma vez que serão mais condicionantes para o comportamento das estruturas.
Figura 5.14- Localização do alvo 2I20 – parede de contenção
Com base nas leituras feitas para o alvo 20B (situado no último painel) foi obtido a Figura 5.15 em que
é possível perceber a evolução dos deslocamentos ao longo do tempo.
Figura 5.15 - Evolução dos deslocamentos no alvo 2I20B ao longo do tempo
Verifica-se que o deslocamento máximo é de aproximadamente 5,32 mm, verificado nas medições
realizadas no dia 5 de Novembro de 2015. São deslocamentos positivos, isto é são deslocamentos
para o interior da escavação. Ao observar-se os resultados da modelação numérica, mencionados
anteriormente, é possível perceber que ocorreu o oposto, o deslocamento máximo horizontal de 6,06
76
mm, registou-se para o exterior da escavação. Esta diferença poderá dever-se ao elevado valor de pré-
esforço que se instalou nas ancoragens.
Apesar de não se ter acesso ao faseamento contrutivo é expectavel que durante a aplicação do pré-
esforço o movimento seja no sentido contrário ao durante a escavação. O faseamento apresentado na
Figura 5.15 é apenas válido para uma secção adjacente à do alvo em causa, uma vez que não faz
sentido ser para o alvo representado pois como este se localiza no último painel seria necessário a
utilização de outro tipo de equipamento, por exemplo, inclinómetros para ser possivel obter os
deslocamentos em profundidade.
Com base nas leituras feitas para o alvo 20A obteve-se a Figura 5.16 em que é possível perceber a
evolução dos deslocamentos neste alvo situado a meia altura da parede de contenção ao longo do
tempo.
Figura 5.16 - Evolução dos deslocamentos no alvo 2I20A ao longo do tempo
Verifica-se que o deslocamento máximo é de aproximadamente 2,5 mm, verificado nas medições
realizadas no dia 17 de Setembro de 2015, sendo um deslocamento positivo, no sentido do interior da
escavação. O facto de os deslocamentos oscilarem entre 13 de Outubro e 12 de Novembro pode dever-
se a variações de temperatura, ao facto de terem sido realizado leituras em alguns dias de manhã e
nos outros dias à tarde, estando os alvos localizados ao sol ou à sombra, fazendo com que os
deslocamentos variem.
Devido à impossibilidade de se registar a evolução dos deslocamentos ao longo do tempo no programa
Plaxis, por não se ter acesso às datas de faseamento construtivo, não será possível fazer uma
comparação direta dos valores medidos durante a monotorização em obra e os valores dos
deslocamentos medidos no Plaxis. O faseamento apresentado na Figura 5.16 é apenas válido numa
secção adjacente à do alvo apresentado.
77
Desta forma, são apresentados na Tabela 5.7 os valores dos deslocamentos máximos obtidos quer
nos alvos topográficos durante a instrumentação feita, quer os valores medidos na modelação efetuada
de modo a poder compara-los.
Tabela 5.7 – Comparação dos valores de deslocamentos máximos obtidos
Modelação – Plaxis
Instrumentação – alvo 20B
Critério Alerta Critério Alarme
Deslocamento total na direção
perpendicular à parede
6,06 mm 5,32 mm 10 mm 15 mm
Ambos os resultados obtidos, quer na modelação efetuada, quer nas medições realizadas durante a
monitorização em obra não ultrapassam os valores definidos no projeto para o critério de alerta e de
alarme.
Apesar dos resultados obtidos serem próximos, é importante salientar que o programa Plaxis apresenta
algumas limitações relacionadas com facto deste não conseguir simular o comportamento real da
estrutura uma vez que este trabalha apenas em estado plano de deformação. Sendo por isso
impossível simular o faseamento das Paredes tipo Munique uma vez que não é reproduzido o seu efeito
tridimensional quando estas são executados de forma faseada e alternada.
78
79
6. Considerações Finais
6.1. Introdução
Numa primeira análise, deverá referir-se a importância que o caso de estudo referente à obra na
Avenida Duque de Loulé teve para a concretização desta dissertação, permitindo a consciencialização
da problemática dos trabalhos de escavação e demolição em pleno centro de Lisboa. Numa obra que
se destaca em Lisboa pela sua dimensão, torna-se um desafio a aplicação de soluções de contenção
periféricas assim como conter as fachadas e paredes dos edifícios existentes.
Primeiramente foi realizada uma breve revisão bibliográfica em que se abordaram aspetos relacionados
com as estruturas de contenção periférica, realçando as Paredes de Munique por ser a solução a que
se recorreu na obra em estudo. Também é feita referência a estruturas de suporte de escavações
igualmente utilizadas na obra da Av. Duque de Loulé, assim como é abordada a temática da contenção
e preservação da fachada. Neste sentido, percebeu-se a importância que a utilização de soluções de
contenção periférica têm no meio urbano, ao permitirem utilizar o espaço subterrâneo e ainda a
importância da manutenção da fachada como forma de preservar o património das cidades.
Apesar de não ter sido acompanhado o processo de contenção da fachada, esta não deixa de ser uma
questão importante neste tipo de obras, uma vez que permitirá diminuir o impacto que as obras de
reabilitação poderão causar nas fachadas.
No presente caso de estudo, as leituras feitas aos aparelhos de instrumentação verificaram
deslocamentos inferiores aos previstos em fase de projeto, o que mostra que houve especial cuidado
com o cumprimento do faseamento construtivo. É assim importante destacar a relevância que o plano
de instrumentação e observação tem nestes tipos de obra de carácter geotécnico, onde está sempre
associado um grande nível de incerteza referente ao comportamento do solo, permitindo com este
fazer-se uma antevisão de situações que poderiam comprometer as estruturas em causa.
No que respeita à modelação efetuada no software Plaxis 2D obtiveram-se valores próximos dos
observados durante a monitorização, o que mostra que apesar de não se ter procedido a uma
modelação 3D mais representativa das condições reais da obra, obtiveram-se resultados satisfatórios
permitindo assim, face a todas as limitações existentes, fazer uma comparação dos valores obtidos
nesta modelação com os observados em obra.
É ainda importante salientar alguns números que mostram a dimensão da obra em causa: 8000 𝑚2 de
lajes demolidas, 8000 𝑚2 de projeção de betão em fachadas, 180 ton de aço em varão, 180 ton de
estruturas metálicas, 50.000 𝑚3 de escavação, 3000 𝑚2 de paredes de contenção em Berlim definitivo,
2 km de microestacas, 1 km de estacas, 2,8 km de ancoragens.
80
6.2. Desenvolvimentos Futuros
Como desenvolvimentos futuros considera-se importante a modelação da solução recorrendo a um
programa de cálculo de elementos finitos em 3D, de forma a poder considerar todos os fenómenos
tridimensionais presentes no alçado analisado e não ser necessário recorrer a aproximações destes a
elementos 2D. Assim, poderia ser simulado uma melhor aproximação do comportamento das Paredes
tipo Munique, e poderiam ser obtidos resultados mais próximos dos reais.
Sendo a Instrumentação e Monotorização essencial neste tipo de caso de estudo, uma vez que irá
permitir a previsão do comportamento das fachadas a manter, assim como das estruturas de contenção
e edifícios vizinhos, não deixa de ser importante um maior investimento num plano mais rigoroso.
Poderia ser incluído neste plano instrumentos tais como inclinómetros, que ao permitirem medir
deslocamentos horizontais iriam permitir o controlo das estruturas de contenção.
Uma forma de completar a presente dissertação seria a realização de uma retroanálise mais rigorosa,
onde com o conhecimento das datas realizadas no faseamento construtivo, poder-se-ia fazer uma
comparação dos resultados obtidos na modelação com os resultados da monitorização mais completa.
Para além disso seria também interessante estudar o comportamento da estrutura de contenção
recorrendo a outras leis, não só a lei constitutiva Hardening-soil, de modo a servir de orientação para
outras obras com características semelhantes.
É ainda importante destacar que não se considerou na modelação efetuada a integração da solução
de contenção periférica e de contenção/suspensão da fachada uma vez que foi considerado como
simplificação que as cargas provenientes da fachada seriam encaminhadas diretamente para o subsolo
através das microestacas. Trata-se de uma aproximação, sendo que como possível desenvolvimento
futuro poder-se-ia considerar a suspensão da fachada na modelação a efetuar.
81
Bibliografia
Andrade, H. M. (2011). Caracterização de Edifícios Antigos. Edifícios "Gaioleiros". Tese de Mestrado.
Faculdade de Ciências e Tecnologia, Universidade Nova de Lisboa.
anfer - Metalúrgica António Fernandes, L. (s.d.). anfer - Metalúrgica António Fernandes, Lda. Obtido
em 2 de Dezembro de 2015: http://www.anfer.com.pt/portfolio.php
Brito, J. d. (2002). Paredes tipo Munique. cadeira de Tecnologia de Contenções e Fundações. IST.
Carvalho, M. d. (2009). Ancoragens Pré-esforçadas em Obras Geotécnicas - Construção, ensaios e
análise comportamental. Teses e Programas de Investigação LNEC. LNEC.
Consórcio externo Pedro Palha da Silva e João Pedro Rodrigues Cancela. (2015). Relatório Factual do
Sistema de instrumentação e observação implementado no âmbito da fase II do projecto de
demolição e contenção do conjunto habitacional e de serviços na Avenida Duque de Loulé
nº86, nº 90, nº94 e Rua Luciano Cordeiro nº 119 em Lisboa. Lisboa.
Costa, P. A. (2015). Soluções de escavação e contenção periférica com preservação de fachadas
centenárias. Tese de Mestrado em Engenharia Civil. Instituto Superior Técnico, Universidade
de Lisboa.
Cravinho, A. A. (2015). Slides da disciplina de Tecnologia da Construção de Edifícios. Obtido em 9 de
Setembro de 2015, de Instituto Superior Técnico: http://www.civil.ist.utl.pt/~joaof/tc-
pb/10%20Muros%20de%20Berlim%20e%20muros%20de%20Munique%20-
%2013%C2%AA%20aula%20te%C3%B3rica.pdf
Cravinho, A. A. (2015). Slides da disciplina de Tecnologia de Construção de Ediícios. Obtido em 30 de
Outubro de 2015, de Instituto Superior Técnico: http://www.civil.ist.utl.pt/~joaof/tc-
pb/11%20Execu%C3%A7%C3%A3o%20de%20muros%20de%20Berlim%20e%20muros%20
de%20Munique%20-
%2014%C2%AA%20e%2015%C2%AA%20aulas%20te%C3%B3ricas.pdf
Cruz, R. M. (2008). Sistemas de Suporte de Paredes de Edifícios Antigos em Demolição. Tese de
Mestrado em Engenharia Militar. Instituto Superior Técnico, Universidade de Lisboa.
Cunha, C. S. (2014). Execução de Pisos Enterrados em Edificios Existentes. Tese de Mestrado.
Instituto Superior Técnico, Universidade de Lisboa.
Eurocódigo 7 - Projecto geotécnico. (2010). Parte 1: Regras Gerais. Instituto Português da Qualidade .
Fernandes, M. A. (1983). Estruturas Flexíveis Para Suporte de Terras. FEUP.
Garcia, A. M. (2014). Soluções de Contenção de Fachada e Escavação em edifícios históricos. Tese
de Mestrado. Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto.
82
Guerra, N. (1999). "Mecanismo de colapso de cortinas de contenção tipo Berlim por perda de equilibrio
vertical". Tese de Doutoramento. Universidade Técnica de Lisboa.
Guerra, N. (2007). Estruturas de contenção flexíveis: cortinas multi-ancoradas. Obtido em 3 de
Novembro de 2015, de http://www.civil.ist.utl.pt/~jaime/capitulo6.pdf
Guerra, N. (2008). Obtido em 3 de Novembro de 2015, de "Estruturas de contenção flexíveis: cortinas
multi-escoradas": http://www.civil.ist.utl.pt/~jaime/capitulo5.pdf
Guerra, N. M., Fernandes, M. M., Cardoso, A. S., & Correia, A. G. (Novembro de 2003).
Dimensionamento expedito dos perfis verticais de Estruturas de Contenção Tipo Berilm
Definitivas. Revista da Sociedade Portuguesa de Geotecnia.
Mateus, R. D. (2010). Escavações Multi-Escoradas em Solos Moles incorporando Laje de Fundo de Jet
Grout e Pré-Esforço nas Escoras. Tese de Mestrado. Faculdade de Engenharia da
Universidade do Porto.
Maxwell. (s.d.). Obtido em 20 de Outubro de 2015: http://www.maxwell.vrac.puc-
rio.br/4127/4127_5.PDF
Oliveira, I. N. (2012). Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano. Tese de
Mestrado. Instituto Superior Técnico, Universidade de Lisboa.
Raposo, N. P. (2008). Pré-dimensionamento de Estruturas de contenção ancoradas. Tese de Mestrado.
Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto.
Roque, J. C. (2002). Reabilitação Estrutural de Paredes Antigas de Alvenaria. Tese de Mestrado.
Escola de Engenharia da Universidade do Minho.
Rui Silva, José Alves, António Pereira. (2015). Memorando-Incidente ocorrido no piso -4 da cave
integrada no Edifício nº9 do Largo das Palmeiras. Imopatrimónio - Gestão de Projectos
Imobiliários, SA.
SA, C. (2014). Caderno de Encargos - Especificações Técnicas. Projecto de Escavação e Contenção
Periférica. Lisboa.
SA, COPORGEST. (2014). Memória Descritiva e Justificativa. Projecto de Escavação e Contenção
Periférica. Lisboa.
SA, COPORGEST. (2014). Plano de instrumentação e observação. Projeto de Escavação e contenção
periférica. Lisboa.
Sousa, G. I. (2012). Estruturas Metálicas para Contenção de Fachadas. Tese de Mestrado. Faculdade
de Ciências e Tecnologia da Universidade Nova de Lisboa.
83
Perdigão, P. E. (1999). Sistemas de pré-esforço em escavações escoradas. Tese de Mestrado.
Faculdade de Engenharia da Universidade do Porto.
Kempfert, H.-G., & Gebreselassie, B. (2006). Excavations and Foundations in Soft Soils. New York:
Springer.
84
85
Anexos
86
Anexo I Planta do projeto de escavação e contenção periférica e Alçado da parede de
contenção periférica respetivamente, da autoria da Fundasol, para a ADIMAGRI.
Figura AI. 1- Planta do projeto de escavação e contenção periférica
87
Figura AI. 2 - Alçado da parede de contenção periférica
88
Anexo II Plantas do projeto de demolição e contenção
Figura AII. 1 - Projeto de demolição e contenção, edifícios 94 e 90, planta do piso 0
Nota: Áreas demolidas a amarelo, paredes mantidas a azul, lâminas de reboco armado a magenta, ciano e verde
e limite das áreas aterradas a tardoz a cinza.
Figura AII. 2 - Projeto de demolição e contenção, edifícios 94 e 90, planta dos pisos superiores
89
Nota: Projeto de demolição e contenção, edifícios 94 e 90, planta dos pisos superiores. Áreas demolidas a amarelo,
paredes mantidas a azul, lâminas de reboco armado a magenta, ciano e verde e estrutura de contenção de
fachadas a preto.
Figura AII. 3- Projeto de demolição e contenção, edifício 86, planta dos pisos 4 e 5
Nota: Áreas demolidas a amarelo, paredes mantidas a azul, lâminas de reboco armado a verde na parede tardoz
e estrutura de contenção de fachadas na área tardoz a preto.
90
Anexo III Perfil geológico geotécnico interpretativo – corte A-A
91
Anexo IV Planta de localização das sondagens e perfis
92
Anexo V Faseamento construtivo da modelação numérica
Fase 1- Ativação da sobrecarga,
introdução das microestacas (zerando
os deslocamentos)
Fase 2 – Escavação da zona
correspondente á viga de coroamento
Fase 3 – Execução da viga de
coroamento, em que substitui-se o
material microestaca por parede de
betão armado.
93
Fase 4 - Escavação do 1º nível de
painéis de 2.2 m.
Fase 5 – Ativação do primeiro troço de
parede de betão armado, em que é
substituído o material microestaca por
parede de betão armado. Ativação do
primeiro nível de ancoragem, com um
pré-esforço de 200 kN/m.
Fase 6 – Escavação do 2º nível de
painéis de 3 m de altura
Fase 7- Ativação do 2º nível de painéis
e ativação da ancoragem de 200 kN/m.
94
Fase 8 – Escavação do 3º nível de 3 m
de altura
Fase 9 – Ativação do 3º nível de 3 m de
altura e ativação da 3ºancoragem de
200 kN/m
Fase 10 – Escavação do 4º nível de 3
m de altura
Fase 11 – Ativação do 4º nível de 3 m
de altura e ativação da 4ºancoragem de
250 kN/m
95
Fase 12 – Escavação do 5º nível de
1.42 m de altura
Fase 13 – Ativação do 5º nível de 1.42
m de altura e ativação da 5ºancoragem
de 200 kN/m
Fase 14 – Escavação ao nível da
sapata, de 0.8 m de altura
Fase 15 – Ativação da sapata assim
como do material do tipo Anchors que
corresponde ao prolongamento desta.
96
Anexo VI Planta de localização dos equipamentos de observação
97
98
Anexo VII Fachada principal dos edifícios existentes – Localização dos equipamentos
99
Anexo VIII Identificação dos edifícios confinantes – Localização dos equipamentos
100
Anexo IX Parede PC2 – Alçado e Corte
101
Anexo X Exemplo de ensaio de receção simplificado
