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Consequências de deficientes sistemas de fundação em edifícios Inês Isabel Mendes Costa Dissertação para obtenção do grau de mestre em Engenharia Civil Orientador: Professor Alexandre da Luz Pinto Júri Presidente: Professor Jaime Alberto dos Santos Orientador: Professor Alexandre da Luz Pinto Vogal: Professor Rui Pedro Carrilho Gomes Outubro 2015

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Consequências de deficientes sistemas de

fundação em edifícios

Inês Isabel Mendes Costa

Dissertação para obtenção do grau de mestre em

Engenharia Civil

Orientador: Professor Alexandre da Luz Pinto

Júri

Presidente: Professor Jaime Alberto dos Santos

Orientador: Professor Alexandre da Luz Pinto

Vogal: Professor Rui Pedro Carrilho Gomes

Outubro 2015

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Agradecimentos

Esta fase do meu percurso académico foi marcada pela ajuda e apoio de algumas pessoas a

quem dedico esta secção.

Em primeiro lugar, ao professor Alexandre Pinto por todas as orientações desde o início do meu

percurso no Instituto Superior Técnico, que foram determinantes na escolha pelo perfil de

Geotecnia. Agradeço em especial todo o apoio e incentivo na realização deste trabalho e a

disponibilidade que sempre demonstrou.

Ao Engenheiro Rui Tomásio da JetSJ, por toda a ajuda com a modelação no programa de cálculo

automático, que foi determinante na finalização deste trabalho.

Aos irmãos da Igreja A Ponte, por todas as palavras de incentivo e pelas orações. Em especial

ao grupo OIKOS: Moisés, Ana, Davide, Arlete, Josué, Angle, Daniel e Lurdes, pelo espírito de

partilha e confraternização, semana após semana. Ao Pedro e à Júnia por tudo, que é tanto.

Ao meu marido, Diogo Ferrão, por ter sido o meu suporte nesta longa caminhada, pela paciência

nas alturas em que não havia tempo para mais nada, pela motivação nos momentos mais difíceis

e por ter sido, em algumas situações, pai e mãe da nossa pequena Matilde.

À minha filha, Matilde, por ser sempre tão boa filha e deixar a mãe estudar para “os teste” sempre

que necessário, pelos mimos e carinho que me deram sempre mais força e coragem para

continuar e pelo orgulho que deposita em tudo que faço.

À minha mãe, Maria Mendes, pelo apoio incondicional naqueles que são os meus sonhos e

objetivos e que me permitiu chegar hoje até aqui. À minha avó, Hortense Dias, por todo o apoio

em todas as fases da minha vida e nesta em especial, sempre com uma palavra encorajadora.

Ao meu pai, Manuel Costa, por ter sido fonte de inspiração na minha escolha pela Engenharia

Civil e pela motivação que sempre me deu para seguir este sonho.

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Resumo

As fundações são o elemento estrutural responsável por transmitir as cargas de qualquer

estrutura ao solo e são projetadas em função da estrutura que suportam, das cargas que

recebem e do tipo de solo onde assentam. Destaca-se assim a importância do sistema de

fundações, sendo um elemento indispensável a qualquer obra de engenharia e responsável pela

sua estabilidade, funcionalidade e manutenção.

O sistema de fundações deve apresentar segurança ao Estado Limite Último, seja do solo como

do próprio material que constitui, assim como ao Estado Limite de Utilização, conduzindo a

assentamentos e movimentos da superestrutura compatíveis com o seu bom comportamento.

Não deve oferecer riscos às fundações e edifícios vizinhos e deve contribuir para uma

manutenção económica.

Nesta dissertação são analisadas causas e consequências de deficiências em sistemas de

fundações, especificamente em edifícios. São também abordadas algumas técnicas que

permitem solucionar este tipo de problemas.

É apresentado o caso de estudo de um edifício com patologias provenientes do mau

desempenho das fundações. O edifício apresenta um movimento de “corpo rígido” na direção da

fachada principal, tendo sido analisadas as causas e consequências deste comportamento e

proposto um sistema de fundações que, tendo sido construído inicialmente, teria permitido um

bom desempenho do edifício.

Foi feito um estudo de retroanálise baseado nos resultados da monitorização, com o intuito de

definir alguns parâmetros geológico/geotécnicos desconhecidos.

Posteriormente fez-se uma modelação da solução de fundações existente, com recurso a um

programa de análise 2D de elementos finitos. Foi ainda modelada a solução proposta, que teria

sido mais adequada que a existente, por forma a evitar as patologias existentes.

Por fim elaboraram-se algumas conclusões, comparando a situação real em que foi executado

um sistema de fundações inadequado às condições existentes com a solução proposta, que

permitiria que o edifício apresentasse assentamentos adequados ao seu bom funcionamento.

Palavras chave: Patologia; Fundações; Reforço; Microestacas; Retroanálise; Modelação

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Abstract

Foundations are the structural elements responsible for transmitting the loads of any structure to

the ground and they are designed according to the structure that they support, the loads that they

receive and the soil type where they are based. The importance of a foundation is clear, it is

essential to any engineering project and responsible for the stability, functionality and aesthetic

maintenance.

The foundation must provide security to rupture, where the ground and the material that

constitutes it, should lead to settlements and superstructure movements compatible with its good

behavior, should not present risks to surrounding foundations and buildings and must allow an

economic maintenance.

This thesis aims to analyze the causes and consequences of deficiencies in foundation systems,

specifically in buildings. It also covers some techniques that allow solving these problems.

A case study of a building with pathologies because of the poor performance of the foundations

is presented. The building features a movement of "rigid body" in the direction of the main façade

and the causes and consequences of this behavior were analyzed and proposed a system of

foundations that if it had been built initially, it would have allowed a good building performance.

A back analysis study was done based on the results of monitoring, in order to set some

geological/geotechnical parameters unknown.

Subsequently the existing foundations solution was modeled using an analytical 2D finite element

program. The proposed solution was also modeled.

Finally, some conclusions were developed by comparing the current situation in which inadequate

foundations were executed for the existing conditions with the proposed solution, which would

allow the building to present adequate settlements for its proper working.

.

Key words: Pathology; Foundations; Micropiles; Back analysis; Modelling

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Simbologia

Siglas ____________________________________________________________________________

2D - Bidimensional

A/C – Relação água/cimento

CPT – Cone Penetration Test

EN – European Norm

EC7 – Eurocódigo 7

FS – Fator de segurança

IRS – Injeção Repetitiva Seletiva

IGU – Injeção Global Unitária

PDA – Penetração dinâmica pesada do tipo A

rcp – Restantes cargas permanentes

sc –Sobrecarga

SPT – Standard Penetration Test

Símbolos ____________________________________________________________________________

Aa - Área da seção de aço

Ac – Área da seção de calda de cimento

As – Área do varão de aço

Cc – Índice de compressibilidade

Cs – Índice de recompressibilidade

Cv – Coeficiente de consolidação vertical

Cu – Resistência não drenada

EA – Rigidez axial

EI – Rigidez de flexão

Eu- Módulo de deformabilidade em condições não drenadas

e0 – Índice de vazios inicial

E50ref – Módulo de deformabilidade secante em estado triaxial

Eoedref – Módulo de deformabilidade edómetrico tangente

Eurref

– Módulo de deformabilidade na descarga/recarga

∆e – deformação axial elástica; Variação do índice de vazios

fyd – Resistência de cálculo do aço (microestaca)

fcd – Resistência de cálculo da calda de cimento à compressão

fsd – Resistência de cálculo do varão de aço

H – espessura inicial

∆h∞ - Assentamento no final da consolidação hidrodinâmica

ks – coeficiente de permeabilidade

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Kp – Fator de capacidade de carga na ponta

l0 – Comprimento de encurvadura

Li – Comprimento da coluna situada no estrato i

Ls – Comprimento de selagem

M – Momento fletor

Nrd – Esforço axial resistente

Nsd – Esforço axial de dimensionamento

NSPT – Número de pancadas do ensaio SPT

pl – Pressão limite à cota de fundação

Pp – Peso próprio

Psd – Carga de dimensionamento

QC – Carga limite de compressão

Qd – Resistência de cálculo

QL – Resistência lateral

Qp – Resistência de ponta

QT – Carga limite de tração

Smáx – Assentamento máximo

∆Smáx – Assentamento diferencial máximo

Sp – Área da seção da microestaca

t - Tempo

Tv – Fator tempo

𝑈 – Grau de consolidação médio

Ved – Esforço transverso atuante

Vpl, rd – Esforço transverso resistente

Vi – Volume de argamassa injetada

Vs – Volume previsto do bolbo de selagem

W – Módulo de flexão

𝛼 – Coeficiente de dilatação do bolbo de selagem

𝛽 – Rotação relativa

𝛾 – Peso específico

𝜎′ – Tensão efetiva

𝜎𝑐 – Tensão de compressão

𝜎𝑇 – Tensão de tração

𝜏𝑐−𝑠 – Tensão tangencial entre o solo e a calda de cimento

∅ - Diâmetro

ᶲ’ – Ângulo de resistência ao corte

ᶿ - Rotação

ω – Inclinação

ν – Coeficiente de Poisson

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Índice Geral

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

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

1.2. Objetivos e metodologia ..................................................................................................... 2

1.3. Estrutura ............................................................................................................................. 2

2. Patologias em fundações ...................................................................................................... 5

2.1. Causas e efeitos ................................................................................................................. 5

2.1.1. Construção sobre aterros ............................................................................................ 7

2.1.2. Presença de água perante solos expansíveis e colapsíveis ...................................... 8

2.1.3. Vegetação junto das edificações .............................................................................. 11

2.1.4. Cavidades naturais (maciços cársicos) e antrópicas (exploração mineira ou de água)

…………………………………………………………………………………………..12

2.1.5. Fundações heterogéneas e heterogeneidade do solo ............................................... 15

2.1.6. Construção de edifícios de grande porte junto de edifícios existentes ..................... 15

2.1.7. Fundações profundas levadas a profundidade insuficiente ...................................... 17

2.1.8. Ocorrência de atrito negativo em estacas ................................................................. 18

2.2. Métodos de inspeção ....................................................................................................... 18

2.2.1. Levantamento estrutural e construtivo ...................................................................... 19

2.2.2. Levantamento de anomalias ..................................................................................... 22

3. Reforço de fundações ............................................................................................................. 25

3.1. Contextualização da necessidade de reforço e recalçamento de fundações .................. 25

3.2. Tipos de reforço de fundações ......................................................................................... 26

3.2.1. Microestacas ............................................................................................................. 26

3.2.2. Jet-Grouting ............................................................................................................... 31

4. Dimensionamento ................................................................................................................... 41

4.1. Microestacas .................................................................................................................... 41

4.1.1. Pré-dimensionamento ............................................................................................... 41

4.1.2. Estado limite último de capacidade de carga do terreno .......................................... 41

4.1.3. Estado limite último de resistência estrutural ............................................................ 44

4.1.4. Estado Limite de Utilização ....................................................................................... 47

4.2. Jet Grouting ...................................................................................................................... 48

4.2.1. Pré-dimensionamento ............................................................................................... 48

4.2.2. Estado Limite Último de Capacidade de carga do terreno ....................................... 50

4.2.3. Estado Limite Último de Resistência Estrutural ........................................................ 51

4.2.4. Estado Limite de Utilização (deformação axial) ........................................................ 55

5. Caso de estudo ....................................................................................................................... 57

5.1. Enquadramento geral ....................................................................................................... 57

5.2. Análise das condições geológicas/geotécnicas ............................................................... 59

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5.3. Análise do Projeto de Estabilidade e Fundações ............................................................ 61

5.4. Análise da Monitorização Geométrica ............................................................................. 63

5.5. Retroanálise ..................................................................................................................... 64

5.6. Modelo de Elementos Finitos ........................................................................................... 67

5.6.1. Geometria do modelo de cálculo, caraterização do solo e dos sistemas de fundação

e contenção e das cargas atuantes .................................................................................... 67

5.6.2. Definição da malha de elementos finitos e das condições iniciais ........................... 69

5.6.3. Fases de cálculo ....................................................................................................... 70

5.6.4. Resultados da modelação ......................................................................................... 70

5.7. Solução de reforço proposta ............................................................................................ 72

5.7.1. Caraterização das microestacas ............................................................................... 72

5.7.2. Introdução das microestacas no modelo no Plaxis ................................................... 74

6. Análise de custos .................................................................................................................... 75

7. Conclusões .............................................................................................................................. 77

Bibliografia ................................................................................................................................... 79

Anexos ............................................................................................................................................ i

......... Anexo I - Retroanálise para obtenção dos parâmetros Cc e e0 da camada de solo de

fundação ZG2 ......................................................................................................................... i

Anexo II – Planta do edifício em estudo e corte esquemático do solo de fundação ............ iii

. Anexo III – Cálculos para obtenção das características mecânicas dos plates utilizados na

modelação ............................................................................................................................. iv

Anexo IV – Desenho em planta da solução de reforço proposta .......................................... v

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Índice de Figuras

Figura 1 - Principais causas de anomalias nas construções [2] ................................................... 5

Figura 2 – Interação solo-estrutura perante o assentamento de fundações [30] ......................... 6

Figura 3 – Fissuras e fendas típicas de assentamentos de fundações [1] ................................... 7

Figura 4 – Rutura de um pórtico causada por expansão de solos - Município de Poço Verde

(Cavalcante et al., 2006) [10] ........................................................................................................ 8

Figura 5 – Modelo de arranjo estrutural de solos colapsáveis [5] ................................................. 9

Figura 6 – Microfotografia de solo poroso [5] .............................................................................. 10

Figura 7 – Exemplos de danos devido a variações volumétricas [10] ........................................ 10

Figura 8 – Assentamentos induzidos por raízes [1] .................................................................... 12

Figura 9 – Colapso do solo [7] .................................................................................................... 13

Figura 10 – Desenvolvimento de uma bacia de subsidência [7] ................................................. 13

Figura 11 – Quarteirão afetado pela subsidência devido ao rebaixamento do nível freático para

tornar operável uma mina de ouro [10] ....................................................................................... 14

Figura 12 – Exemplo de implementação de sapatadas assentes ao nível da base da galeria,

evitando assim danos na estrutura devido aos colapsos do solo [10] ........................................ 14

Figura 13 – Danos provocados pelo carregamento não constante numa mesma estrutura com

o mesmo tipo de fundação [1]………………………………………………………………...……….15

Figura 14 – Cruzamento do bolbo de tensões de edifícios muito próximos [32] ........................ 16

Figura 15 – Representação através de um programa de elementos finitos das tensões

transmitidas ao solo por um edifício [10] ..................................................................................... 16

Figura 16 – Representação através de um programa de elementos finitos das tensões

transmitidas ao solo por dois edifícios muito próximos [10] ........................................................ 17

Figura 17 – Poço de reconhecimento (à esquerda) e sondagem executada dentro de uma cave

(à direita) [2] ................................................................................................................................ 19

Figura 18 – Levantamento da disposição das armaduras e infraestruturas superficiais através

do georadar [2] ............................................................................................................................ 20

Figura 19 – Ilustração de um georadar em furos [2] ................................................................... 21

Figura 20 – Aplicação do ensaio sísmico paralelo para deteção da profundidade dos elementos

de fundação [2] ............................................................................................................................ 21

Figura 21 – Secções tipo de microestacas [13] .......................................................................... 26

Figura 22 – Ligações seladas entre as microestacas e a fundação existente, com pormenor à

direita. [13] ................................................................................................................................... 29

Figura 23 – Microestacas implementadas em zona de alargamento das fundações sem

aumento da altura das sapatas, com pormenor à direita [13] ..................................................... 29

Figura 24 – Microestacas implementadas em zona de alargamento das fundações com

aumento da altura das sapatas [13] ............................................................................................ 29

Figura 25 – Microestacas implementadas em zona de alargamento das fundações, sem

aumento da altura das sapatas e com aplicação de pré-esforço [13] ........................................ 30

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Figura 26 – Microestacas implementadas em fundações acessíveis de um só lado, com auxílio

de braçadeiras (à esquerda) ou de vigas de reação (à direita) [13] ........................................... 30

Figura 27 – Reforço com microestacas de uma fundação profunda (estacas) com aumento da

altura da sapata através do recalçamento da sapata [13] .......................................................... 31

Figura 28 – Reforço com microestacas de uma fundação profunda (estacas) com aumento da

altura da sapata através da sobreposição de uma camada de betão no topo da fundação [13] 31

Figura 29 – Sequência dos procedimentos utilizados na apliação de jet grouting [33] .............. 31

Figura 30 – Gama de solos possíveis de ser tratados com jet grouting [16] ............................. 32

Figura 31 – Geometrias correntes de colunas e segmentos de colunas de Jet Grouting [21] ... 32

Figura 32 – Aplicação da técnica de jet grouting num espaço limitado no interior de um edifício

[19] ............................................................................................................................................... 33

Figura 33 – Central misturadora e bomba de argamassa [27] ................................................... 33

Figura 34 – Silo de cimento [27].................................................................................................. 34

Figura 35 – Sistemas de jet grouting [14] ................................................................................... 36

Figura 36 – Relação entre os sistemas de Jet e o diâmetro da coluna obtido, em solos

incoerente (adaptado de [16]) ..................................................................................................... 36

Figura 37 – Ordenação de diferentes tipos de solo em função da sua erodibilidade [adaptado

de [20]) ........................................................................................................................................ 37

Figura 38 – Gráficos exemplificativos dos parâmetros de controlo na execução de jet grouting

no sentido descendente (adaptado de [16]) ................................................................................ 38

Figura 39 – Gráficos exemplificativos dos parâmetros de controlo na execução de Jet Grouting,

no sentido ascendente (adaptado de [16]) .................................................................................. 39

Figura 40 – Valores típicos da tensão tangencial entre o solo e a calda de cimento (τc-s) em

função dos valores de NSPT, em função do tipo de solo (adaptado de [16]). ........................... 44

Figura 41 – Uniões exteriores de microestacas [14] ................................................................... 46

Figura 42 – Representação da rotação, rotação relativa, inclinação, assentamento máximo e

assentamento diferencial máximo [33] ........................................................................................ 47

Figura 43 – Diferentes tipos de geometrias de colunas de jet grouting (Nota: α é função dos

requisitos de resistência de projeto e/ou da geometria da fundação). [36] ................................ 49

Figura 44 – Ábacos indicadores da tensão tangencial solo-cimento [16] ................................... 50

Figura 45 – Gama de valores expetáveis para a resistência à compressão não confinada de

colunas de Jet Grouting em função do tipo de solo e da dosagem de cimento[16] ................... 52

Figura 46 – Sapata sujeita a esforço normal e momento fletor e distribuição destes esforços

pelas colunas [14] ...................................................................................................................... 54

Figura 47 – Módulo de deformabilidade em função da resistência à compresão simples [24] .. 55

Figura 48 – Localização geográfica do edifício em estudo e suas principais confrontações ..... 57

Figura 49 – Vistalooooooool da fachada poente do edifício em estudo ................................. 58

Figura 50 – Deslocamentos visíveis no edifício em estudo ........................................................ 59

Figura 51 – Localização em planta das sondagens realizadas .................................................. 60

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Figura 52 – Perfil 1 na figura do lado esquerdo e perfil 2 na figura do lado direito (ver a

localização em planta na Figura 51) ........................................................................................... 61

Figura 53 – Planta esquemática do sistema de fundações do edifício em estudo ..................... 62

Figura 54 - Esquema de corte do sistema de fundações do edifício .......................................... 62

Figura 55 – Esquematização da rotação, em planta, que o edifício tem vindo a apresentar ..... 64

Figura 56 - Assentamentos da fachada principal e da fachada do tardoz do edifício em função

do tempo ...................................................................................................................................... 66

Figura 57 – Modelo no programa Plaxis com as cargas aplicadas ............................................ 69

Figura 58 – Deformação obtida através da análise de consolidação hidrodinâmica no programa

Plaxis ........................................................................................................................................... 70

Figura 59 - Curvas de assentamento da fachada principal e da fachada o tardoz do edifício

obtidas através da modelação no programa Plaxis .................................................................... 71

Figura 60 – Assentamentos do edifício com a introdução das microestacas no sistema de

fundações .................................................................................................................................... 74

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Índice de Tabelas

Tabela 1 - Diâmetros expetáveis para colunas de jet grouting (adaptado de [20]) .................... 37

Tabela 2 - Valores correntes dos parâmetros de jet grouting para diferentes sistemas (adaptado

de [20]) ........................................................................................................................................ 40

Tabela 3 - Valores para o fator de segurança para microestacas sujeitas a ações estáticas

(adaptado de [16]) ....................................................................................................................... 42

Tabela 4 - Valores para o coeficiente α e volumes mínimos aconselhados de argamassar

injetada [16] ................................................................................................................................. 43

Tabela 5 - Resistência à compressão simples da mistura solo-cimento em função do tipo de

solo e para o sistema de Jet Simples [14] .................................................................................. 52

Tabela 6 - Resistência à compressão simples da mistura solo-cimento em função do tipo de

solo e para sistemas de Jet Duplo e Triplo [14] .......................................................................... 53

Tabela 7 - Resistência à tração simples de colunas de jet grouting [14] .................................... 53

Tabela 8 - Resistência à tração devida a flexão de colunas de jet grouting [14] ........................ 54

Tabela 9 – Designação das diferentes zonas geológicas-geotécnicas ...................................... 60

Tabela 10 – Espessuras das carotes da laje de fundação ......................................................... 63

Tabela 11 – Parâmetros geológico-geotécnicos da camada ZG2 (aluvião) ............................... 64

Tabela 12 – Caraterização do solo de fundação ........................................................................ 68

Tabela 13 – Caraterísticas mecânicas utilizadas para definir o sistema de fundação ............... 68

Tabela 14 – Caraterísticas mecânicas utilizadas para definir as paredes de contenção ........... 69

Tabela 15 - Assentamentos da fachada principal ....................................................................... 71

Tabela 16 - Assentamentos da fachada do tardoz ..................................................................... 71

Tabela 17 – Assentamento diferencial ........................................................................................ 72

Tabela 18 - Dimensionamento das microestacas ....................................................................... 73

Tabela 19 - Caraterísticas geológicas/geotécnicas da camada ZG3B ....................................... 73

Tabela 20 - Comprimentos de selagem das microestacas ......................................................... 73

Tabela 21 – Custos associados às fundações existentes no edifício em estudo ....................... 75

Tabela 22 - Custos associados à execução de reforço das fundações proposto ...................... 75

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1. Introdução

1.1. Enquadramento geral

O bom desempenho de um edifício relaciona-se com vários factores como a qualidade da

concepção do projecto, a qualidade da sua execução e ainda com a facilidade e os custos de

manutenção durante a sua fase de utilização. Um dos aspetos determinantes para a estabilidade

global de um edifício é o mecanismo de transferência dos carregamentos que este suporta

(cargas permanente, acidentais e sobrecargas), para o maciço (solo ou rocha) sobre o qual este

está fundado. Uma deficiente transmissão das cargas da estrutura para o maciço de fundação

provocará um comportamento inadequado da mesma.

Existem também situações em que o solo apresenta deformações ou variações volumétricas não

provocadas pelo carregamento, do que são exemplo alguns solos problemáticos (orgânicos,

expansivos, colapsíveis), zonas com cavidades e singularidades (maciços cársicos, zonas de

exploração mineira ou de extração de água). [1]

Assim, para garantir a qualidade da concepção do sistema de fundações, é indispensável para

além do conhecimento do projeto estrutural e do carregamento associado, a caracterização e

conhecimento do solo de fundação por forma a averiguar os seus parâmetros de resistência e

deformabilidade e prever o seu comportamento perante o carregamento solicitado ou outras

ações. Desta forma, fazendo uma análise solo-estrutura, é possível estimar os efeitos da

redistribuição dos esforços nos elementos estruturais provocados pelos movimentos do solo de

fundação. A realização de um trabalho conjunto entre o projetista estrutural e o projetista das

fundações permite obter projectos mais eficientes e prevenir muitos problemas e patologias.

No entanto, é importante balizar os custos dispendidos com a prospecção do solo em função do

custo global da obra, porque embora a falta de prospecção do solo esteja associada a um

possível aumentos dos custos de projecto e/ou execução, por outro lado, a partir de um certo

valor dispendido com a prospecção do solo pode-se verificar a “lei do não retorno” do

investimento.

“A garantia de uma correta transmissão de cargas ao solo por uma fundação adequada,

associada à construção de uma estrutura, foi encarada pelos grandes “edificadores” como a

forma mais segura de garantir a perenidade das suas realizações.” (Viana da Fonseca)

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1.2. Objetivos e metodologia

Este trabalho tem como principal objetivo analisar as consequências de deficiências em

fundações de edifícios, assim como a sua prevenção, deteção e solução.

Ter-se-á como caso de estudo um edifício com oito pisos e uma semi-cave que apresenta um

movimento como “corpo rígido”. Este edifício faz parte de um conjunto de três edifícios com a

mesma arquitetura sendo que aparentemente este é o único que apresenta deslocamentos

significativos.

Serão analisadas as causas destes deslocamentos e de acordo com estas será proposta uma

solução de fundações que viabilize um comportamento adequado para este edifício.

Pretende-se com este estudo sensibilizar para importância da caracterização geotécnica e

projeção de um sistema de fundações não só ajustado à estrutura como também ao solo de

fundação, assim como destacar a atenção para a necessidade da colaboração de técnicos

competentes nesta área desde a fase de projeto prévio.

1.3. Estrutura

Esta dissertação encontra-se dividida em sete capítulos. No presente capítulo é introduzido o

âmbito geral da dissertação, assim como os objetivos e motivações que levaram ao seu

desenvolvimento.

No segundo capítulo são abordadas algumas situações de patologias em fundações e respetivas

causas e efeitos. São ainda expostos alguns métodos de inspeção que permitem detetar as

causas das anomalias por forma a soluciona-las eficazmente.

No terceiro capítulo é contextualizada a necessidade de reforço e recalçamento de fundações e

são identificados alguns tipos de reforços de fundações. São abordadas com maior pormenor a

técnica de reforço das fundações com microestacas e a técnica de melhoramento do solo com

jet grouting.

No quarto capítulo são descritas metodologias de dimensionamento de microestacas e de jet

grouting.

No quinto capítulo é apresentado o caso de estudo e é analisada toda a informação sobre o

edifício em estudo. É feita uma retroanálise para balizar os valores de alguns parâmetros do solo

de fundação e posteriormente são verificados os deslocamentos do edifício ao longo do tempo,

através de uma análise de modelação numérica. Por fim é proposta uma solução de fundações

indiretas (microestacas), com vista a minimizar os assentamentos do edifício. São analisados os

deslocamentos ao longo do tempo com o sistema de fundações proposto.

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No capítulo seis é feita uma análise de custos, com o intuito de avaliar o prejuízo financeiro face

à situação de reforço das fundações com microestacas, comparativamente à situação destas

terem sido introduzidas inicialmente.

No capítulo sete constam as conclusões obtidas com este trabalho e são ainda apresentadas

algumas propostas para desenvolvimentos futuros.

Por fim são apresentadas as fontes bibliográficas, que serviram de apoio à realização desta

dissertação.

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2. Patologias em fundações 2.1. Causas e efeitos

Neste ponto são analisadas algumas causas da existência de patologias em fundações e as

respectivas consequências no desempenho dos edifícios.

Na generalidade as anomalias nas construções podem ter diversas causas tal como ilustra a

Figura 1, onde se verifica que uma grande percentagem se concentra na conceção e projeto. [2]

Figura 1 - Principais causas de anomalias nas construções [2]

O presente trabalho centra-se nas patologias em edifícios provenientes de deficiências nas

fundações. Neste contexto as patologias são também muitas vezes decorrentes da conceção de

um projeto inadequado, o que pode ocorrer devido à inexistente ou inadequada caracterização

do solo de fundação ou ainda pela má interpretação dos resultados obtidos. Podem ainda existir

erros no projeto provenientes de uma incorreta avaliação das cargas ou da utilização de modelos

de cálculo inadequados. Noutros casos as patologias decorrem da falta de qualidade na

execução das fundações e sua degradação, de acréscimos de carga não contabilizados no

projeto ou ainda de alterações ou movimentos do terreno que afetem as condições iniciais para

que a estrutura e as suas fundações foram projetadas. Seguidamente enunciam-se algumas

destas situações originadoras de movimentos no terreno que podem resultar num

comportamento deficiente das fundações superficiais:

A construção de edifícios de grande porte junto a edifícios existentes, provoca a

interseção dos bolbos de tensão e consequentemente o desnivelamento dos mesmos;

A construção sobre solos muito compressíveis ou sensíveis à água pode originar

assentamentos uniformes ou diferenciais;

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Edificações sobre escarpas sujeitas a deslizamento ou a montante de taludes também

exigem especial atenção relativamente ao sistema de fundações adotado;

A execução de escavações próximas de edificações deve ser acautelada porque pode

causar descompressão dos maciços e consequentemente deslocamentos diferenciais;

A existência de árvores de grande porte ou de crescimento rápido próximas das

edificações pode provocar assentamentos diferenciais;

A construção sobre aterros insuficientemente compactados pode originar assentamentos

diferenciais;

A existência de cavidades no solo de fundação pode originar subsidências causadora de

estragos nas edificações;

Sistemas de fundações heterogéneos ou sobre solos heterogéneos.

E, no caso de fundações profundas:

A execução de estacas apoiadas em camadas resistentes sobre solos moles, pode

potenciar assentamentos incompatíveis com a obra;

A ocorrência de atrito negativo não previsto, reduz a carga admissível nominal adotada

para a estaca.

Os assentamentos de uma fundação, sejam de carácter global ou diferencial, podem afetar o

bom funcionamento do edifício ou até mesmo criar instabilidades na estrutura, comprometendo

a sua segurança e diminuindo a sua vida útil. Na Figura 2 é possível observar a interação solo-

estrutura perante a existência de assentamentos. [30]

Figura 2 – Interação solo-estrutura perante o assentamento de fundações [30]

Fundações sem assentamentos Assentamento uniforme Assentamentos diferenciais

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A manifestação reconhecível de ocorrência de movimentos diferenciais das fundações é o

aparecimento de fissuras nos elementos suportados, tal como é sugerido na Figura 3. Sempre

que a resistência dos componentes da edificação ou ligação entre elementos for ultrapassada

pelas tensões geradas pela movimentação desenvolvem-se fissuras. [1]

Figura 3 – Fissuras e fendas típicas de assentamentos de fundações [1]

Seguidamente serão desenvolvidas algumas das causas de patologias de fundações

supracitadas. Claramente neste trabalho não é possível abordar todas as causas possíveis, mas

serão enunciadas e desenvolvidas aquelas que serão as mais relevantes e passíveis de

acontecer.

2.1.1. Construção sobre aterros

A construção de edifícios com fundações diretas sobre aterros já existentes deve ser sempre

alvo de especial atenção, pois poderão apresentar comportamento evolutivo ao longo do tempo,

em particular perante variações de carga e de humidade. Esta situação pode ser encarada sem

riscos exagerados nos casos em que existe equilíbrio, ou seja: a estrutura apresenta um

carregamento simétrico com as fundações interligadas com vigas de fundação, o aterro é

homogéneo, constituído por material granular de espessura aproximadamente constante,

devidamente compactado e drenado, repousa terreno competente, igualmente de espessura

constante.

No caso de se tratar de um aterro com espessura variável não se deve negligenciar a

possibilidade de se desenvolverem assentamentos diferenciais. Nesta situação é muito

importante avaliar o comportamento do conjunto solo-estrutura pois mesmo que o sistema de

fundações seja muito rígido e a estrutura seja fortemente cintada, não impede que o edifício se

deforme diferencialmente.

Para além das condições do aterro é preciso também verificar se o solo de fundação do mesmo

aterro dispõe de características de resistência e de deformabilidade para acomodar as cargas

provenientes da estrutura ou se é necessário tratá-lo. No caso de o solo de fundação ser

constituído por materiais muito compressíveis (lodos ou solos pouco resistentes) ao

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sobrecarregá-lo com um aterro de pré carga e posteriormente com as cargas provenientes da

estrutura, a amplitude dos assentamentos pode ser bastante considerável, a curto, médio e longo

prazo. É necessário consolidar a camada de solo mole para que esta se torne menos

compressível ou transmitir as cargas diretamente para uma camada de solo subjacente e com

maior capacidade de carga, se a obra assim o justificar.

2.1.2. Presença de água perante solos expansíveis e colapsíveis

A presença de água é frequentemente um elemento perturbador em certos tipos de solos, e

particularmente nos solos expansíveis ou colapsáveis. São solos não saturados que quando

submetidos a um aumento do teor de humidade sofrem alterações volumétricas.

Os solos expansíveis, devido à presença de argilo-minerais expansíveis na sua composição,

expandem quando saturados e contraem quando secos. Assim, variações do teor de humidade

poderão ser responsáveis por grandes variações volumétricas.

No âmbito das patologias em fundações, este tipo de comportamento pode ser causador de

problemas como a abertura de fendas e fissuras e em última instância, a rotura.

Na Figura 4 são ilustrados os danos visíveis num pórtico devido à expansão de solos.

Figura 4 – Rutura de um pórtico causada por expansão de solos - Município de Poço Verde (Cavalcante et al., 2006) [10]

Existem três procedimentos básicos para reduzir ou evitar os efeitos de solos expansivos sobre

fundações e estruturas (Peck et al., 1974): isolar a estrutura dos materiais expansivos, reforçar

a estrutura para resistir aos esforços provocados pelas forças de expansão e eliminar os efeitos

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de expansibilidade. Relativamente a este último ponto existem técnicas de estabilização de solos

através da adição de agentes cimentíceos alcalinos, tais como a cal (Milititsky et al., 2005), que

têm grande potencialidade para a neutralização da expansibilidade de solos [1].

O teor de humidade pode ainda exercer grande influência nos designados solos colapsíveis

que se caracterizam por uma significativa redução de volume quando humedecidos, com ou sem

aplicação de carga adicional. Este tipo de solo é normalmente poroso, sendo proveniente de

rochas graníticas e outras rochas ácidas tal como o basalto. Segundo Souza Pinto, estes solos

são constituídos essencialmente por partículas de quartzo cimentadas por partículas coloidais

de argila.

Tendo uma elevada permeabilidade, ou seja, altos índices de vazios e uma estrutura

macroporosa, permite que a água percole nos seus vazios sem saturá-los. No entanto a partir

de uma determinada quantidade de água existente nos seus poros, é exercida uma pressão que

faz com que as ligações entre os grãos do solo sejam destruídas. Em consequência do colapso

da estrutura do solo resultam assentamentos por adensamento do solo.

Na Figura 5 pode-se observar o modelo de arranjo estrutural de solos colapsáveis descrito

anteriormente e na Figura 6 vê-se uma microfotografia de um solo poroso em que se pode

observar uma estrutura cujas partículas maiores não se conectam diretamente mas através de

partículas menores de silte e argila, verificando-se um alto índice de vazios.

Figura 5 – Modelo de arranjo estrutural de solos colapsíveis [5]

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Figura 6 – Microfotografia de solo poroso [5]

Na Figura 7 a) e b) são ilustradas consequências que as variações volumétricas do solo podem

exercer em edifícios.

a) b)

Figura 7 – Exemplos de danos devido a variações volumétricas [10]

A saturação do solo de fundação pode ser deflagrada não apenas pela água das chuvas e subida

no nível freático mas também por fugas na rede de águas, de esgoto doméstico e industrial, de

galerias e canais de águas pluviais, de reservatórios de água, de piscinas, de estações de

tratamento, etc.

Assim, salienta-se mais uma vez a importância de um bom reconhecimento geotécnico por forma

a permitir o dimensionamento e definição do tipo de estruturas e fundações apropriadas para os

terrenos potencialmente problemáticos.

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11

Impõe-se a necessidade da implementação de projetos especiais das redes de infraestruturas

enterradas nas áreas onde se detetem estes tipos de solos, com a utilização de materiais mais

duráveis e resistentes, com o objetivo de evitar fugas.

Na implementação de reservatórios devem ser por norma efetuados estudos geológicos

detalhados, visando evitar ou minimizar os possíveis impactos causados por um esvaziamento

acidental.

Por vezes pode mesmo ser necessário recorrer a fundações indiretas por forma a conduzir as

cargas a horizontes mais estáveis. Noutras situações poderá ser suficiente a execução de

sapatas contínuas (tipo grelha) ou ensoleiramento geral para controlar os efeitos dos

assentamentos diferenciais.

No caso da presença de solos expansivos, os ensaios devem ser acompanhados da

caracterização dos argilo-minerais, incluindo estudos mineralógicos específicos, tais como:

difração de raios X, microscopia eletrónica, análise termodiferencial, medidas da capacidade da

troca iónica, entre outros. Estes ensaios são enunciados meramente a título informativo, não

sendo objeto de estudo neste trabalho.

Relativamente aos solos colapsáveis, na sua presença deve haver especial atenção no

tratamento dos efluentes industriais, antes do seu lançamento na rede de esgotos, neutralizando

a sua ação corrosiva, pois estes podem agravar o processo de desagregação da estrutura do

solo, favorecendo o adensamento do solo [5].

2.1.3. Vegetação junto das edificações

A presença de vegetação nas proximidades das edificações é muitas vezes causa de danos nas

mesmas, não só por interferência física das raízes como também por alteração do teor de

humidade do solo, dado que as raízes absorvem a água do solo em seu redor. Em solos argilosos

estas variações provocam mudanças volumétricas que consequentemente originam movimentos

nas fundações e portanto assentamentos localizados, que podem resultar em patologias dos

edifícios. A Figura 8 é ilustrativa deste tipo de situações.

Também o apodrecimento das raízes pode provocar assentamentos no solo e

consequentemente danos nas edificações.

Existem vários fatores que podem incutir o desenvolvimento deste fenómeno, tais como o tipo

de vegetação, o solo, o nível da água, o clima, o tipo de fundação e a distância da vegetação em

relação à fundação.

Podem encontrar-se referências na literatura técnica internacional que indicam que existe uma

grande diferença dos efeitos da vegetação consoante o tipo de espécie vegetal, notando-se que

as espécies que absorvem uma maior quantidade de água afetam o solo a grandes distâncias e

profundidade [1].

São casos particulares que devem analisados individualmente, ficando neste trabalho o alerta

para estas situações.

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Figura 8 – Assentamentos induzidos por raízes [1]

2.1.4. Cavidades naturais (maciços cársicos) e antrópicas (exploração mineira ou de água)

As cavidades subterrâneas oferecem grandes riscos às obras de engenharia, constituindo a

origem de várias adversidades, tais como subsidências em estradas, colapso de fundações,

fugas de água em barragens e reservatórios, entre outros.

Assim a execução de obras de engenharia em áreas cársticas pode por vezes resultar em

problemas de estabilidade, dada a natureza irregular dos maciços com cavidades.

Nas regiões cársicas são características a ocorrência de cavidades. Os maciços cársticos são

caracterizados pela dissolução química (corrosão) das rochas que leva ao aparecimento de uma

série de características físicas tais como cavernas ou rios subterrâneos. Estes maciços são

constituídos predominantemente por rocha calcária, mas também pode ocorrer noutro tipo de

rochas carbonáticas, como o mármore e rochas dolomíticas.

O processo de carstificação ou dissolução química inicia-se pela combinação da água da chuva

ou de rios superficiais com o dióxido de carbono (CO2) proveniente da atmosfera ou do solo,

formando a chamada “água ácida”. Assim, este fenómeno ocorre sobretudo em regiões de

pluviosidade elevada, pois é garantido um fluxo elevado de água para dissolver as rochas. É

também favorecido com a presença de vegetação que permitem uma melhor infiltração da água

no solo. [7]

Neste contexto, no decorrer deste fenómeno, podem ocorrer colapsos do solo ou rocha, gerando-

se subsidências nas camadas de solo acima, promovendo a ocorrência de estragos das

construções à superfície e até mesmo representar riscos à vida humana, quando estás áreas

são ocupadas.

A Figura 9 é ilustrativa de uma situação de colapso do solo, caraterizado por movimentos

bruscos, uma estrutura de tronco invertido e desabamentos de alto risco. Na Figura 10 pode-se

observar o desenvolvimento de uma bacia de subsidência, caracterizado por movimentos lentos

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e adensamento do solo que pode originar fissuras nos edifícios acima desta bacia e da sua

envolvente.

Figura 9 – Colapso do solo [7]

Figura 10 – Desenvolvimento de uma bacia de subsidência [7]

Os problemas de colapso e subsidência tanto podem ocorrer naturalmente no decorrer do

processo de evolução morfológica como podem ser acelerados por atividades antrópicas tais

como, a extração mineral, a ocupação urbana, atividades agrícolas, captação de água e

lançamento de águas residuais. Algumas destas atividades podem acelerar a deflagração dos

efeitos do processo de dissolução dos solos ou rochas.

A título de exemplo tem-se a subsidência ocorrida a 13 de Dezembro de 2001, num quarteirão

no distrito de Hauraki, Nova Zelância, ilustrada na Figura 11. Esta bacia de subsidência com

cerca de 40 metros de diâmetro foi causada pelo rebaixamento do lençol freático necessário à

operabilidade de uma mina de ouro aí existente [10].

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Figura 11 – Quarteirão afetado pela subsidência devido ao rebaixamento do nível freático para tornar operável uma mina de ouro [10]

Desta forma, nas zonas de extração de água ou minério, constituídas por túneis e galerias,

podem ser originadas estas subsidências. É importante o conhecimento cadastral destas

situações, no entanto mesmo existindo plantas que localizam as minas, estas são imprecisas e

devem ser consideradas apenas como indicativas para direcionar as investigações, não devendo

ser consideradas confiáveis na tomada de decisões importantes.

Perante a existência de cavidades abaixo do solo superficial, a implementação de fundações

superficiais não garante a estabilidade, pelo que a transmissão de cargas deve ser feita a um

nível mais abaixo. Tem-se neste contexto o caso de um prédio numa região de existência de

minas no Brasil, em que foram feitas sondagens para o reconhecimento local, que indicaram a

existência de rocha branda com galerias e aterros parciais abaixo do solo superficial. A solução

do sistema de fundações passou pela implementação de sapatas assentes ao nível da base da

galeria, pois acima desta não seria garantida a sua estabilidade. Para a projeção das sapatas

para além das cargas atuantes foi considerada a instabilidade do solo acima destas, através da

forma de atrito negativo ao longo da estrutura de fundação. A Figura 12 é ilustrativa deste caso.

[10]

Figura 12 – Exemplo de implementação de sapatadas assentes ao nível da base da galeria, evitando assim danos na estrutura devido aos colapsos do solo [10]

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E indispensável uma investigação geotécnica detalhada nas áreas onde se preveja este tipo de

situações, sendo que a geofísica permite resultados bastante exatos na deteção de cavidades

nos maciços.

2.1.5. Fundações heterogéneas e heterogeneidade do solo

Em situações em que a carga não é constante (Figura 13) em todo o edifício, as camadas

resistentes do subsolo estejam a diferentes profundidades ou que tenham sido utilizados

diferentes tipos de fundação, é necessário avaliar a compatibilidade dos assentamentos

diferenciais, podendo ser necessário adotar uma junta de comportamento entre as partes do

edifício com diferentes condições para garantir a sua dessolidarização.

Figura 13 – Danos provocados pelo carregamento não constante numa mesma estrutura com o mesmo tipo de fundações [1]

2.1.6. Construção de edifícios de grande porte junto de edifícios existentes

Tal como já foi enunciado neste trabalho, por vezes surgem problemas no comportamento das

fundações devido a eventos posteriores à construção dos edifícios. É um exemplo disso quando

se constroem edifícios de grande porte a uma curta distância de edifícios já existentes.

Perante estas situações, se o novo edifício tiver um porte significativo relativamente à resistência

do solo de fundação, os edifícios irão ter comportamentos indesejados, devido à sobreposição

do bolbo de tensões, tal como se ilustra na Figura 14.

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Figura 4 – Cruzamento do bolbo de tensões de edifícios muito próximos [32]

A Figura 14 representa o caso real do Edifício Núncio Malzoni, situado em Santos, no Brasil. Este

problema surge de uma particularidade do solo de Santos, pois este é caracterizado por uma

camada de areia superficial que recobre uma extensa camada de solo argiloso, muito

compressível.

Nas décadas de 1950 e 1960 verificou-se uma construção abrupta de edifícios de grande porte,

próximos uns dos outros, apoiados em fundações diretas. Muitos destes prédios começaram a

inclinar-se e a Orla de Santos passou a ser conhecida pelos seus inúmeros prédios inclinados.

O maior problema, no entanto, não é o afundamento dos prédios em alguns milímetros mas sim

os assentamentos diferenciais devidos às concentrações de cargas no cruzamento dos bolbos

de tensões.

Na simulação realizada por Schnaid et al. (2005), ilustrada nas Figuras 15 e 16, é possível ter

uma perceção do ponto de vista quantitativo do aumento das tensões na zona de sobreposição

dos bolbos de tensão.

Figura 5 – Representação através de um programa de elementos finitos das tensões transmitidas ao solo por um edifício [10]

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Figura 6 – Representação através de um programa de elementos finitos das tensões transmitidas ao solo por dois edifícios muito próximos [10]

Nota-se mais uma vez a importância da caracterização do solo de fundação e de encaminhar as

cargas até a um solo competente. Neste tipo de situação poder-se-ia ter optado por fundações

profundas para o novo edifício ou pelo tratamento da camada de solo compressível, consoante

a sua profundidade.

2.1.7. Fundações profundas levadas a profundidade insuficiente

Quando as camadas de solo mais superficiais não apresentam as características mecânicas

adequadas para suportar as cargas da obra, é necessário levar o nível das fundações até uma

maior profundidade. Muitas vezes, uma das opções nestas situações é um sistema de fundações

por estacas.

As estacas podem trabalhar por ponta quando apoiadas num maciço firme ou no caso das

estacas flutuantes, garantir a resistência através do atrito lateral. Este último tipo de estacas usa-

se quando o maciço firme está a elevada profundidade.

No caso de ser considerada a resistência por ponta no dimensionamento das estacas é

importante ter especial atenção em garantir as condições de suporte das cargas pelo maciço

firme. Especialmente em solo aluvionares, é frequente encontrarem-se alternâncias de terrenos

compactos com solos moles, cujas cotas e espessuras podem variar muito de um ponto para o

outro. A paragem da sondagem, ao ser detetada uma camada de maior resistência, pode

portanto levar a juízos errados se a espessura da mesma não for considerável perante o

carregamento solicitado.

Se existir uma camada compressível subjacente, à qual sejam transmitidas cargas

consideráveis, está poderá comportar assentamentos significativos que ponham em causa o bom

desempenho do edifício ou poderá mesmo desencadear problemas ao nível do estado limite

último, no caso da resistência lateral não ser suficiente para mobilizar o carregamento da obra.

Mais uma vez se destaca a importância do acompanhamento desde o estudo prévio de um

especialista que possa indicar o género e a extensão das investigações a prever, em função da

natureza da construção e do terreno sobre a qual irá ser fundada.

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2.1.8. Ocorrência de atrito negativo em estacas

O fenómeno de atrito negativo ocorre sempre que o solo à volta da estaca assenta mais do que a

própria estaca, provocando um acréscimo de carga axial na mesma. Assim é preciso ter em conta

a sua ocorrência sempre que as estacas atravessam maciços em processo de consolidação, como

por exemplo, quando as estacas são instaladas em solos silto-argiloso sobre os quais existem

aterros recentes.

Se a estaca tiver uma resistência de ponta considerável, ou seja, a camada de solo na qual está

ancorada é suficientemente espessa e compacta, então o atrito negativo representará sobretudo

uma diminuição do coeficiente de segurança, não provocando assentamentos apreciáveis.

No entanto se a estaca for flutuante, a maioria da sua capacidade de carga provem do atrito lateral,

o atrito negativo pode fomentar assentamentos excessivos e uma diminuição inadmissível do

coeficiente de segurança.

2.2. Métodos de inspeção

Numa inspeção pretende-se averiguar as causas de alguma forma de deterioração ou

degradação da estrutura ou dos seus componentes, assim como a influência no seu desempenho

atual e no futuro. A importância da deteção das causas prende-se com o fato de assim ser

possível intervir de forma mais adequada e eficiente.

O processo tem início com um estudo preliminar para avaliação do estado de conservação

aparente dos edifícios, onde é recolhida informação através de exame visual sobre as suas

características estruturais e anomalias existentes. Deve ser analisada também a historicidade do

imóvel por forma a percecionar as tecnologias e materiais utilizados, assim como as ações a que

está sujeito em função da sua utilização e o ambiente que o envolve. Este exame preliminar deve

contar com a colaboração de serviços que possam ter elementos do projeto inicial ou suas

alterações, com os donos ou responsáveis pelo edifício e respetivos utentes que possam

testemunhar sobre o estado do edifício e, se possível, com os responsáveis pelo projeto e/ou

construção que poderão facultar informações adicionais.

O exame preliminar permite avaliar a necessidade de intervenção no edifício e nesse caso, ajuda

a definir as opções estratégicas de intervenção.

Posteriormente deve ser realizado um exame mais pormenorizado, de forma mais detalhada, um

levantamento estrutural e das anomalias visíveis, através de uma inspeção detalhada com

recurso a meios auxiliares de diagnóstico, de preferência não destrutivos ou pouco intrusivos,

embora nem sempre seja possível e por vezes seja necessário utilizar métodos semi-destrutivos

ou até mesmo destrutivos, como seja a realização de carotes. Pode também ser necessário

utilizar mais do que um método de ensaio no mesmo elemento construtivo, de forma a

complementar ou confirmar o diagnóstico.

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19

Diagnosticadas as patologias e as suas causas, tomam-se medidas de correção (e/ou reforço)

que devem também ser o menos intrusivas possível. As intervenções devem ser definidas e

planeadas atempadamente e durante a sua execução devem ser monitorizadas.

2.2.1. Levantamento estrutural e construtivo

O levantamento estrutural tem como objetivo caracterizar os elementos estruturais assim como

os elementos não estruturais, em termos da sua disposição nos edifícios, da sua geometria e

dos materiais constituintes. Permite detetar eventuais alterações não documentadas e preencher

eventuais lacunas de informação. Muitas vezes em edifícios mais antigos nem existem peças

escritas e desenhadas, tornando assim este levantamento ainda mais importante.

Durante este levantamento poder-se-á logo detetar algumas anomalias presentes nesses

elementos. A título de exemplo, no caso da definição da geometria da estrutura podem ser

detetados desaprumos, distorções, fendas, fissuras, entre outras, quer ao nível dos elementos

estruturais como dos elementos não estruturais.

Os métodos tradicionais de levantamento são as medições diretas e a taqueometria.

É importante também reconhecer o solo de fundação assim com o sistema de fundações

existente.

Para levantamento da geometria do sistema de fundações, é praticável a execução de poços de

reconhecimento que permitem observar o tipo solo mais superficial e da fundação existente. Na

impossibilidade da execução de poços pode-se recorrer às sondagens, que podem possibilitar

o esclarecimento de alguns aspetos estruturais (espessura e constituição dos pavimentos,

espessura e natureza dos muros, direção dos vãos de vigamento, etc.), mas dada a

incomodidade e custo destas operações estas raramente são efetuadas de modo exaustivo. [28]

A Figura 17 é ilustrativa de um poço de reconhecimento (à esquerda) e de uma sondagem

executada dentro de uma cave (à direita).

Figura 7 – Poço de reconhecimento (à esquerda) e sondagem executada dentro de uma cave (à direita)

[2]

Pode-se ainda recorrer ao georadar, que consiste numa técnica de deteção e inspeção não

destrutiva baseada na emissão e na receção de radiação eletromagnética. Este traduz-se então

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20

na propagação de ondas de rádio com frequências diversas (10 MHz a 2 GHz), que se propagam

pelo meio, envolvendo uma antena emissora e uma antena recetora. Durante a sua propagação

pelo meio o sinal eletromagnético está sujeito a vários processos de difração, reflexão e

dispersão/atenuação. A partir dos radargramas (imagens 2D) são analisados os vários eventos

(difração) e é possível determinar a profundidade do objeto alvo, assim como estimar a sua

dimensão, de forma não destrutiva. No caso de elementos estruturais permite ainda fazer o

levantamento das armaduras e da sua disposição (afastamentos), informação que deve ser

confrontada com o projeto. [2]

Na Figura 18 verifica-se através de um radargrama a disposição das armaduras e infraestruturas

superficiais.

Figura 8 – Levantamento da disposição das armaduras e infraestruturas superficiais através do georadar [2]

Nota-se que a presença de solos argilosos e água podem condicionar o ensaio e até mesmo

inviabilizá-lo.

Este método permite assim estimar as descontinuidades do meio, no entanto não deteta com

total eficácia as cotas. Por exemplo, no caso de uma sapata pode detetar com exatidão o seu

topo mas a localização da base carece de confirmação. Neste caso pode-se optar pelo georadar

em furos, o qual já permite detetar com mais eficácia a espessura da fundação. A Figura 19 é

ilustrativa da aplicação deste método. [2]

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21

Figura 9 – Ilustração de um georadar em furos [2]

Para deteção da profundidade dos elementos de fundação pode praticar-se ainda o ensaio

sísmico paralelo, que consiste na escavação de um furo de sondagem adjacente à fundação,

no qual é colocado um tubo de ponta fechada e posteriormente cheio com água no caso de se

utilizar o hidrofone ou reveste-se o furo no caso de se utilizar o geofone. É depois introduzido um

geofone ou um hidrofone até ao final do tubo, sendo elevado em incrementos de comprimento

fixos, enquanto a estrutura é martelada o mais próximo possível da fundação. É medido o tempo

decorrido entre o golpe e a receção das ondas elásticas pelo instrumento recetor (hidrofone ou

geofone) e para cada incremento é determinada a variação deste tempo com o comprimento.

Esta variação será linear a menos que se atravesse algum defeito ou quando é alcançado o

sistema de fundação. Este processo é ilustrado pela Figura 20. [2]

Figura 10 – Aplicação do ensaio sísmico paralelo para deteção da profundidade dos elementos de

fundação [2]

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22

Ainda no contexto da inspeção estrutural podem ser feitas observações boroscópicas, que

consistem na utilização de um instrumento ótico (boroscópio) que através de pequenos furos

feitos em locais definidos (no caso de não existirem no elemento fendas suficientemente largas)

permite o visionamento do interior do elemento. O boroscópio pode ser dotado de câmara

fotográfica ou de filmar para se efetuar o registo de imagens do elemento observado.

É também importante fazer um levantamento das características mecânicas dos materiais

constituintes dos elementos estruturais e dos elementos não estruturais. Para determinar as suas

propriedades recorre-se a ensaios in situ ou a ensaios laboratoriais, realizados em amostras

recolhidas. Mais uma vez salienta-se a preferência por ensaios não destrutivos ou reduzidamente

invasivos.

Relativamente às características mecânicas destaca-se a importância do conhecimento do

módulo de elasticidade e da resistência mecânica, caraterísticas estas que são diretamente

influenciadas pelo estado de conservação dos materiais, pelo que deverá ser feita logo um

levantamento das anomalias apresentadas nos mesmos. É também de igual importância

conhecer o estado de tensão dos elementos. Para determinação do estado de tensão em

elementos planos de alvenaria são muito úteis os ensaios com macacos planos.

2.2.2. Levantamento de anomalias

As anomalias devem ser analisadas com rigor, uma vez que o diagnóstico será determinante na

eficiência das intervenções futuras. A necessidade de reforço varia consoante o tipo de danos,

caso estes sejam de natureza arquitetónica, funcional ou estrutural:

Arquitetónicos (o reforço é opcional)

- Fissuras em paredes e acabamentos;

- Roturas de painéis de vidro.

Funcionais (o reforço depende do nível dos danos)

- Rotura de canalizações;

- Mau funcionamento de portas e janelas;

- Desgaste excessivo de calhas de elevadores.

Estruturais (o reforço é sempre necessário)

- Danos em vigas, pilares, lajes.

Deve portanto ser um processo desenvolvido por equipas especializadas e preferencialmente

com experiência na reabilitação de estruturas, em particular na área de diagnóstico.

No levantamento das anomalias são levantados todos os sintomas e assinalados em plantas

alçados e cortes, sendo depois correlacionados com as possíveis causas.

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23

No caso das patologias em fundações as consequências frequentemente visíveis numa primeira

instância são os assentamentos, quer totais como diferenciais, e as fissuras. Detetadas essas

anomalias, deve ser previsto de imediato um plano monitorização dos edifícios em causa, assim

como um plano de intervenção para evitar uma evolução para anomalias de caráter funcional ou

até mesmo estrutural.

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24

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25

3. Reforço de fundações

3.1. Contextualização da necessidade de reforço e recalçamento de fundações

O reforço das fundações de um edifício pode ser feito de forma a prever anomalias perante

alguma alteração que se pretenda fazer relativamente à funcionalidade do edifício ou nas

condições de fronteira, ou como solução perante algum tipo de deficiência no seu

comportamento.

Sempre que se pretende alterar a função de um edifício e a essa alteração corresponda um

aumento de cargas é preciso garantir que a sua segurança e funcionalidade estão asseguradas.

Nas zonas urbanas há também cada vez mais a necessidade aproveitar o espaço subterrâneo,

criando alternativas de mobilidade e circulação que não ocupem a superfície urbana, como a

execução de túneis e passagens subterrâneas, assim como a necessidade de criar

estacionamentos subterrâneos com a criação de vários níveis de caves. São situações em que

pode ser necessário executar reforço das fundações por forma a prevenir futuros danos nos

edifícios, do ponto de vista funcional e estrutural.

Por outro lado há situações em que por diversas causas já supracitadas as fundações dos

edifícios e/ou o solo de fundação apresentam mau desempenho, podendo ser necessário tomar

medidas de intervenção que muitas vezes passam pelo reforço das fundações.

As soluções para um reforço de fundação podem passar pela substituição da fundação, deixando

a fundação antiga no terreno ou pelo reforço da fundação já existente, que pode ter um carácter

provisório ou definitivo. Também se pode optar pelo melhoramento das características do solo

de fundação, aumentando a sua capacidade resistente e de deformação.

Para se poder projetar corretamente o reforço das fundações é preciso conhecer bem o

encaminhamento das cargas na nova situação, pois as tensões de contacto fundação-terreno

serão alteradas e é preciso estimá-las com a maior precisão possível. Para tal salienta-se a

importância de fazer com rigor o levantamento dos elementos estruturais e não estruturais, a

nível da sua disposição, geometria e materiais constituintes, tal como foi visto anteriormente no

ponto referente ao levantamento estrutural e construtivo. O conhecimento do solo de fundação é

também imprescindível que seja o mais aprofundado possível, em particular a profundidade a

que se encontram os solos mais competentes pode vir a ser importante para saber onde,

eventualmente, será apoiada a nova fundação ou reforço da antiga fundação.

Naturalmente poderão existir incertezas após feito o levantamento estrutural e as inspeções,

sobretudo se os edifícios forem mais antigos em que há mais possibilidade de terem sido sujeitos

a alterações e poderá ser mais difícil identificar os materiais constituintes e as tecnologias

utilizadas. É necessário conviver com estas incertezas durante a execução dos trabalhos de

reforço, as quais poderão diminuir no seu decorrer.

Todavia é preciso controlar o comportamento da estrutura durante a execução dos trabalhos e

para isso recorrer-se à instrumentação, por forma a serem providenciadas atempadamente as

medidas necessárias perante um comportamento imprevisto. Para uma boa interpretação dos

resultados dos aparelhos de instrumentação é necessário fazer previamente um levantamento

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dos danos já existentes, do que são exemplo as fissuras, por forma a ter a perceção do seu

agravamento e a distinção de novos danos que possam advir durante e após as operações de

reforço/recalce das fundações.

3.2. Tipos de reforço de fundações

As deficiências provenientes de problemas nas fundações podem advir de um mau

comportamento do solo de fundação ou do conjunto da estrutura e sistema de fundações. Tal

com já foi supracitado, perante a necessidade de reforço das fundações, dependendo da

situação, pode ser mais conveniente optar pelo melhoramento do solo ou pela substituição ou

reforço das fundações existentes. No caso de substituição ou reforço do sistema de fundações

pode-se optar por uma solução sem aprofundamento ou com aprofundamento. No primeiro caso

é frequente a prática do alargamento das fundações por forma a aumentar a superfície de

contacto e assim diminuir as tensões. Optando por uma solução que visa atingir o solo

competente a uma maior profundidade, são cada vez mais aplicadas as soluções de reforço com

micro-estacas. Como técnica de melhoramento de solos é corrente o recurso ao jet grouting.

Neste trabalho serão descritas as soluções de melhoramento do solo com jet grouting e reforço

das fundações com micro-estacas.

3.2.1. Microestacas

Microestacas são estacas de pequeno diâmetro, normalmente entre os 80 mm e os 400 mm,

sendo o mais corrente entre os 100 mm e 200 mm. São perfuradas em terrenos de qualquer

natureza e é injetada uma calda de cimento sobre pressão, reforçada estruturalmente através de

tubos, perfis metálicos e/ou varões de aço. Na Figura 21 pode-se observar várias secções tipo

de microestacas.

Figura 11 – Secções tipo de microestacas [13]

São elementos de elevada esbelteza que transmitem a carga ao solo essencialmente por atrito

lateral (sobretudo para valores de Nspt>30), na interface calda/solo, mas também por ponta.

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27

Devido a esta mobilização do atrito lateral apresentam também boa resistência à tração.

Possuem uma elevada capacidade resistente, entre os 150 a 2000 kN, que será função do seu

diâmetro, da armadura, do processo de execução e do tipo de solo. Por serem elementos muito

esbeltos, quando executadas em terrenos brandos, com potencial de liquefação ou com zonas

“ocas” no seu interior, é preciso ter em atenção o fenómeno de encurvadura.

A sua classificação relaciona-se com o campo de aplicação e com o método de selagem.

Relativamente ao campo de aplicação podem destacar-se duas situações em especial: o caso

em que as microestacas são diretamente carregadas e o reforço resiste à maior parte das cargas

aplicadas e o caso em que as microestacas funcionam como um reforço do solo, provocando o

seu melhoramento.

No que diz respeito ao processo de execução distinguem-se essencialmente as microestacas do

tipo I que são injetadas sem pressão ou a baixa pressão com calda de cimento ou argamassa e

as microestacas do tipo II que são injetadas a alta pressão (cerca de 2 a 4 MPa) e apresentam

maior eficiência devido à melhor qualidade de injeção. Relativamente a esta última metodologia

tem-se ainda dois tipos de injeção: o sistema IRS (injeção repetitiva e seletiva) e o sistema IGU

(injeção global unitária). Em ambas as técnicas é efetuada numa primeira fase uma injeção

primária com uma pressão entre 1 a 2 MPa, provocando a fracturação do solo envolvente. Em

seguida, no caso do processo IGU, após um período entre 15 a 25 minutos, antes que a calda

fique totalmente endurecida, é efetuada a injeção secundária, usualmente através de um tubo

manchete. Relativamente ao processo IRS, frequentemente executado, a injeção secundária é

efetuada após a calda inicial ter adquirido presa, recorrendo a pressões entre os 2 a 4 MPa. Esta

operação pode ser repetida várias vezes em diferentes níveis. [16]

De forma geral a execução de uma microestaca envolve as seguintes fases:

- Abertura do furo até à cota prevista;

- Colocação das armaduras;

- Injeção de preenchimento, de baixo para cima, sem pressão ou com baixa pressão entre 1 a 2

MPa;

- Injeção de selagem com pressão mais elevada que a anterior, entre 2 a 4 MPa, no caso de

Microestacas do tipo II.

Existe ainda uma técnica mais recente, designada por Micro-estacas autoperfurantes, que

permite numa só operação perfurar, injetar e selar o elemento. São utilizados na sua base bits

perdidos.

O uso de microestacas no reforço e recalçamento de fundações é muito comum uma vez que a

sua execução é possível em espaços limitados e reduzida em termos de ruídos e vibrações.

Exigem furações de pequeno diâmetro e por isso provocam poucas perturbações no solo.

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28

O tipo de ligação entre a superestrutura e as microestacas é um fator muito importante, uma vez

que determina a forma como é feita a transmissão de cargas da estrutura para os novos

elementos de fundação.

Existem diversas soluções para as ligações em reforços de fundações com microestacas. No

caso de fundações superficiais pode-se executar as microestacas nas fundações existentes

através de uma ligação selada (Figura 22) ou no caso de ser necessário uma maior distribuição

de cargas, podem ser colocadas numa zona de alargamento da fundação (Figuras 23 e 24). Na

primeira situação, em que as microestacas intersetam a fundação existente, é preciso ter em

consideração que algumas armaduras da fundação são seccionadas e até à solidarização

completa com as micro-estacas pode existir perda de resistência estrutural. A transferência da

carga é efetuada entre o aço e a calda e seguidamente entre a calda e o betão da fundação. É

preciso ter ainda em conta se a grandeza da carga permite este tipo de ligação.

Quando as caraterísticas da fundação ou o nível de solicitação da carga impedem uma correta

distribuição pode-se optar por um alargamento da fundação, que pode ser realizado com ou sem

aumento da altura da sapata, como se pode ver na Figura 23 e na Figura 24 respetivamente.

Nesta situação a transmissão da carga é efetuada pela aderência entre a interface da sapata

existente e a estrutura de alargamento, sendo imprescindível garantir uma boa ligação entre o

betão existente e o betão adicionado, através de conetores ou de varões pré-esforçados. Nas

juntas de betonagem deve ser garantida uma rugosidade adequada por forma a potenciar

também esta ligação. É importante ainda ter o especial cuidado de garantir a ligação entre as

armaduras de reforço e as armaduras existente, de maneira a permitir a transferência de cargas

da fundação existente para as zonas de alargamento. Essa ligação pode ser feita quimicamente

ou mecanicamernte.

O aumento da altura da sapata permite o aumento da resistência à flexão, ao corte e ao

punçoamento, assim como permite aumentar os comprimentos de amarração das microestacas.

Na Figura 23 (à direita) podem-se observar os elementos na cabeça da microestaca na zona de

alargamento (porcas e placas de ancoragem), que permitem a transmissão de esforços da

sapata para as microestacas.

Na Figura 25 pode observar-se a aplicação de pré-esforço, favorável na ligação entre a fundação

existente e a estrutura de alargamento e que pode permitir a dispensa do aumento da altura da

sapata e ao mesmo tempo garantir da mesma forma um reforço da armadura longitudinal, assim

como permitir um maior confinamento das juntas de betonagem. No entanto esta solução exige

uma maior escavação em redor da fundação existente para colocação dos cabos de pré-esforço.

[13]

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29

Figura 12 – Ligações seladas entre as microestacas e a fundação existente, com pormenor à direita. [13]

Figura 13 – Microestacas implementadas em zona de alargamento das fundações sem aumento da altura das sapatas, com pormenor à direita [13]

Figura 14 – Microestacas implementadas em zona de alargamento das fundações com aumento da altura das sapatas [13]

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30

Figura 15 – Microestacas implementadas em zona de alargamento das fundações, sem aumento da altura das sapatas e com aplicação de pré-esforço [13]

Há ainda situações em que só é possível aceder às fundações de um dos lados. Nesses casos

poder-se-á recorrer a uma solução com braçadeiras ou vigas de reação, onde se implementam

as microestacas que ficam sujeitas a esforços de compressão e tração, tal como sugere a Figura

26. Se a carga a transmitir for de pequena intensidade pode-se eventualmente colocar apenas

uma microestaca, posicionada o mais próximo possível da parede a recalçar. [13]

Figura 16 – Microestacas implementadas em fundações acessíveis de um só lado, com auxílio de braçadeiras (à esquerda) ou de vigas de reação (à direita) [13]

No caso de reforço com microestacas em fundações profundas, o processo é idêntico, estas são

aplicadas no alargamento e usualmente aumenta-se também a altura da sapata. Na

impossibilidade de aumentar a altura da sapata através da sobreposição de uma camada de

betão no topo da fundação existente, consegue-se este aumento através do recalçamento da

fundação existente. A necessidade de aumentar a altura da sapata prende-se com os mesmos

motivos do caso das fundações superficiais. Na Figura 27 e na Figura 28 pode-se observar

ambas as situações, respetivamente. [13]

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31

3.2.2. Jet-Grouting

O jet grouting é uma técnica de tratamento de solos, que permite obter um material com melhores

características mecânicas e de menor deformabilidade e permeabilidade que o inicial. É uma

técnica realizada no interior do terreno, sem escavação prévia, utilizando para esse efeito uma

coroa especial com jatos de calda de cimento a alta pressão (20 a 40 MPa). A transformação da

energia potencial da bombagem da calda em energia cinética provoca a desagregação da

estrutura do terreno natural e consecutivamente uma mistura de solo remexido com calda de

cimento, obtendo-se assim um novo material que após atingida a presa apresenta características

mecânicas e hidráulicas bastante melhoradas.

A Figura 29 apresenta a sequência dos procedimentos utilizados na aplicação de jet grouting.

Figura 17 – Sequência dos procedimentos utilizados na apliação de jet grouting [33]

Etapa 1:

Perfuração

até à

profundidade

da coluna

Etapa 2:

Mudar para o

sistema de

Jet Grouting

e ativar o

respetivo

monitor

Etapa 3:

Aplicar o Jet

Grouting à

medida que

a haste vai

girando de

forma

controlada

Etapa 4:

Perfazer a

coluna até à

altura

projetada

Ponteira

auto

perfurante

Coluna

de Jet

Grouting

Coluna

de Jet

Grouting

Figura 28 – Reforço com microestacas de uma fundação profunda (estacas) com aumento da altura da sapata através do recalçamento da sapata [13]

Figura 27 – Reforço com microestacas de uma fundação profunda (estacas) com aumento da altura da sapata através da sobreposição de uma camada de betão no topo da fundação [13]

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Esta tecnologia surgiu na década de 70 no Japão, tendo sido expandida primeiramente para a

Itália e Reino Unido e na década seguinte para países como Brasil, Estados Unidos da América,

Argentina, Venezuela, Uruguai, Alemanha e França. Em Portugal foi utilizada a primeira vez em

1993, no reforço da fundação da fachada de um edifício em Setúbal e desde então tem vindo a

ser fortemente desenvolvida e aplicada em diversos casos. [15].

Tem-se vindo a mostrar como uma alternativa às tradicionais metodologias de reforço e

melhoramento dos solos por se tratar de uma técnica muito versátil, uma vez que permite tratar

uma gama extensa de solos, com diversas geometrias de tratamento e sem introduzir vibrações,

característica esta particularmente importante quando se trata de um meio densamente urbano.

Na Figura 30 pode-se observar a gama de solos possíveis de ser tratados com esta tecnologia.

Figura 18 – Gama de solos possíveis de ser tratados com jet grouting [16]

Geometricamente também é possível obter diferentes soluções, não só pela possibilidade de

criar colunas com diferentes geometrias (Figura 31) como também por ser exequível realizá-las

com diferentes inclinações.

Figura 19 – Geometrias correntes de colunas e segmentos de colunas de Jet Grouting [21]

Ângulo 360⁰ - Coluna completa

Ângulo 180⁰ - Meia coluna

Ângulo 66⁰ - Segmento de coluna

Ângulo 0⁰ - Painel de parede

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A versatilidade de equipamentos de furação, nomeadamente equipamentos “indoor”, é também

uma mais valia na utilização desta tecnologia em locais exíguos e de difícil manobra dos

equipamentos. Na Figura 32 pode-se observar um caso de operabilidade desta tecnologia num

espaço limitado no interior de um edifício.

Figura 20 – Aplicação da técnica de jet grouting num espaço limitado no interior de um edifício [19]

No entanto é preciso garantir a existência de um espaço para colocação da central de

abastecimento da calda de injeção (Figura 33), do silo de cimento (Figura 34), assim como

garantir as condições para que seja possível a recolha do refluxo.

Figura 21 – Central misturadora e bomba de argamassa [27]

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Figura 22 – Silo de cimento [27]

O campo de aplicação das colunas de jet grouting é assim amplo, podendo ser aplicadas como

recalçamento e reforço de fundações, cortinas de contenção de terrenos, “impermeabilizações”

de fundações de barragens, tampão de fundo de escavações, reforço na escavação de túneis,

estabilização de taludes, entre outras.

A sua aplicabilidade em cortinas de contenção está muitas vezes relacionada não apenas com

o suporte das terras mas também com as propriedades hidráulicas que se obtêm, permitindo a

devida impermeabilização. Em fundações de barragens e em tampões no fundo de escavações,

a sua aplicação relaciona-se essencialmente com o carácter impermeabilizador que se obtém

com as cortinas de jet grouting.

Em túneis as colunas de jet grouting são utilizadas para consolidação da frente de escavação e

da abóbada do túnel permitindo a segurança da escavação a um ritmo mais elevado e menores

deformações, assim como no tratamento de camadas muito permeáveis por forma a prevenir-se

a entrada de águas subterrâneas durante e após a construção do túnel.

Devido a estas propriedades hidráulicas as colunas de jet grouting são por vezes utilizadas

também como barreira entre aterros de resíduos e o solo subjacente a estes, por forma a evitar

a sua contaminação.

Relativamente à estabilização de taludes, esta é feita atravessando as colunas de jet grouting

pela superfície de deslizamento.

O recalçamento e reforço de fundações com colunas de jet grouting é uma prática já corrente em

Portugal, notando-se que foi para esse fim que se iniciou a sua prática. Muitas vezes neste caso

é feita a conjugação de colunas de jet grouting com perfis metálicos por forma a potenciar a

capacidade de suporte.

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Tendo em conta a versatilidade das aplicações desta tecnologia surgiu a necessidade de

desenvolver diferentes sistemas de injeção. Existem assim três sistemas tradicionais de jet

grounting:

Sistema de jato simples (JET 1): jatos simples de calda de cimento com grande

velocidade desagregam o solo e proporcionam a sua mistura com a calda. Aplica-se em

solos coerente com 5<Nspt<10 ou em solos incoerente com Nspt<20, uma vez que solos

de maior consistência ou mais densos oferecem demasiada resistência ao jato,

dificultando a formação da coluna por este sistema. Apesar de ser o sistema mais

simples e económico tornou-se limitado no que diz respeito ao diâmetro das coluna,

tornando-se necessário partir para outros métodos para obtenção de colunas com

maiores diâmetros.

Sistema de jato duplo (JET 2): este sistema distingue-se do anterior pela existência de

um outro jato de ar comprimido que permite um maior alcance. É aplicável em solos

coerentes com Nspt<10 e solos incoerentes com Nspt<50.

Sistema de jato triplo (JET 3): este sistema difere dos supracitados pela separação das

ações de erosão e de preenchimento ou mistura com o solo desagregado. É constituído

por três jatos com funções distintas: o jato de água é utilizado para destruir a estrutura

do terreno; o jato de ar é injetado pelo mesmo bico que o jato de água e ajuda a envolver

a água e aumentar o seu efeito desagregador; por fim o jato de calda permite a injeção

da calda através de um outro bico, que se vai misturar com o solo desagregado e formar

um corpo consolidado.

Pode-se ainda contar com um outro tipo de sistema que deriva do sistema de jet duplo:

Super Jet: este sistema trata-se de uma evolução do sistema de jet duplo dado que

também recorre a dois injetores, um para o ar e outro para a calda de cimento, sendo

que esta última é injetada a uma pressão superior (maior que 70 MPa) e com bicos

usualmente com diâmetros superiores a 5 mm. Obtêm-se assim colunas com diâmetros

ainda mais elevados, o que pode ser rentável quando se têm que cobrir grandes áreas.

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36

Na Figura 34 estão ilustrados os diferentes sistemas de jet grouting.

Figura 23 – Sistemas de jet grouting [14]

No entanto o diâmetro da coluna obtido não depende unicamente do sistema utilizado mas

também do tipo de solo inicial. Na Figura 36 observa-se a relação entre os sistemas de Jet e o

diâmetro das colunas que se obtém em solos incoerentes, para diferentes valores de Nspt.

Figura 24 – Relação entre os sistemas de Jet e o diâmetro da coluna obtido, em solos incoerente (adaptado de [16])

Os ensaios SPT e CPT são ensaios de campo frequentemente utilizados. No que diz respeito à

resistência à penetração dinâmica do solo o ensaio SPT é o mais comum.

A Tabela 1 apresenta de uma forma mais ampla os diâmetros expetáveis para diferentes tipos

de solo, consoante diferentes tipos de sistema.

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Tabela 1 - Diâmetros expetáveis para colunas de jet grouting (adaptado de [20])

Sistema Argilas moles Siltes Areias

Jet tipo 1 0.4 – 0.9 m 0.6 – 1.1 m 0.8 – 1.2 m

Jet tipo 2 0.9 – 1.8 m 0.9 – 1.8 m 1.2 – 2.1 m

Jet tipo 3 0.9 – 1.2 m 0.9 – 1.4 m 0.9 – 2.5 m

Super Jet 3.0 – 4.3 m 3.3 – 4.6 m 3.5 – 5.0 m

Em solos argilosos, para o mesmo valor de Nspt e de sistema de injeção, verifica-se uma

diminuição do diâmetro da coluna, uma vez que é mais difícil desagregar as partículas de solo e

aglutinar o cimento a estes. Pelo contrário, os terrenos mais grosseiros, que apresentam coesão

quase nula, são mais facilmente desagregáveis. Quando a plasticidade e a rigidez aumentam, a

erodibilidade diminui, até que para as argilas mais rijas o jet grouting se torna ineficaz. Na Figura

37 estão ordenados diferentes tipos de solos em função da sua erodibilidade.

Os parâmetros de controlo na execução desta tecnologia variam consoante o sistema utilizado,

e dependendo destes está a sua eficácia e as características de resistência e permeabilidade

obtidas.

Os parâmetros comuns a todos os sistemas são [16]:

Pressão e caudal do cimento;

Número e diâmetro dos bicos de injeção;

Relação A/C;

Velocidade de subida e rotação da vara.

Dificilmente erodível Facilmente erodível

Seix

o

Are

ias lim

pas

Are

ias s

iltosas s

oltas

Silt

es o

rgân

ico

s

Are

ias s

iltosas c

om

pacta

s

Are

ias a

rgilo

sas s

oltas

Silt

es d

e b

aix

a p

oro

sid

ad

e

Are

ias a

rgilo

sas c

om

pacta

s

Arg

ilas d

e b

aix

a

pla

sticid

ade (

mole

s)

Silt

es d

e a

lta p

lasticid

ade

Arg

ilas d

e b

aix

a

pla

sticid

ade (

rija

s)

Arg

ilas d

e a

lta p

lasticid

ade

Figura 25 – Ordenação de diferentes tipos de solo em função da sua erodibilidade [adaptado de [20])

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38

O sistema de jato duplo obriga ainda ao controlo dos seguintes parâmetros [16]:

Pressão do ar comprimido;

Caudal do ar comprimido.

Relativamente ao sistema de jato triplo, para além dos parâmetros enunciados anteriormente, é

necessário conferir também [16]:

Pressão da água;

Caudal da água;

Número e diâmetro dos bicos de injeção de água.

Em obra controlam-se parâmetros como a pressão de injeção, a velocidade de subida e rotação

das varas e os caudais, sendo estes registados automaticamente através de um sistema de

aquisição de dados, o que permite controlar todo o processo em tempo real e de forma contínua.

[18]

Na Figura 38 exemplifica-se o registo destes dados durante o processo de execução de Jet

Grouting, durante a fase descendente e na Figura 39 o mesmo processo durante a fase

ascendente.

Figura 26 – Gráficos exemplificativos dos parâmetros de controlo na execução de jet grouting no sentido descendente (adaptado de [16])

VA – Velocidade de avanço

MT – Tensão de rotação

PE – Tensão axial

VR – Velocidade de rotação

Pa – Pressão da água

Dar - Débito de ar

Par – Pressão do Ar

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39

Figura 27 – Gráficos exemplificativos dos parâmetros de controlo na execução de Jet Grouting, no sentido ascendente (adaptado de [16])

Na Tabela 2 pode-se ainda observar valores típicos de valores para alguns destes parâmetros,

para diferentes sistemas.

A escolha destes parâmetros e do sistema a aplicar, juntamente com o tipo de solo e o tipo de

calda, vão influenciar o resultado final. Por vezes, mediante uma estratigrafia diversificada e no

caso de se pretender uma geometria uniforme, pode ser necessário alterar os parâmetros

utilizados ao longo da profundidade.

Existem portanto vários fatores que influenciam o resultado final, pelo que não existe uma

resposta concreta sobre qual o melhor sistema a utilizar em cada caso. Existem diferentes

conjuntos de escolhas que podem gerar o efeito desejado.

TE J – Tempo de estação (jet)

PC J – Pressão de injeção (jet)

DC J – Débito de calda (jet)

Par J – Pressão do Ar (jet)

Dar J – Débito de ar (jet)

VR J – Velocidade de rotação (jet)

Vol – Volume de calda

Dar - Débito de ar

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40

Tabela 2 - Valores correntes dos parâmetros de jet grouting para diferentes sistemas (adaptado de [20])

JET Tipo 1 JET Tipo 2 JET Tipo 3

Água

Pressão (bar) - - 300 – 400

Volume (l/min) - - 80 – 200

Nº de bicos - - 1 – 2

Diâmetro dos bicos (mm) - - 1.5 – 3.0

Ar

Pressão (bar) - 7 – 15 7 – 15

Volume (m3/min) - 8 – 30 4 – 15

Calda de

cimento

Pressão (bar) 400 – 700 300 – 700 7 – 100

Volume (l/min) 100 – 300 100 – 600 120 – 200

Densidade 1.25 – 1.6 1.25 – 1.8 1.5 – 2.0

Nº de bicos 1 – 6 1 – 2 1 – 3

Diâmetro dos bicos (mm) 1.0 – 4.0 2.0 – 7.0 5.0 – 10.0

Ascensão

Espaçamento de etapa (cm) 0.5 – 60 2.5 – 40 2.0 – 5.0

Tempo de etapa (s) 4 – 30 4 – 30 4 – 20

Rotação Velocidade (rpm) 7 – 20 2 – 20 7 – 15

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41

4. Dimensionamento

4.1. Microestacas

4.1.1. Pré-dimensionamento

Numa primeira análise as microestacas são dimensionadas apenas para esforços axiais, a partir

dos quais são definidos o seu diâmetro e espessura, comparando a resistência axial (Nrd) com o

esforço axial de cálculo (Nsd), tal como indica a Equação 1.

𝑁𝑠𝑑 < 𝑁𝑟𝑑 (1)

Em que Nsd representa os esforços axiais atuantes e Nrd os esforços axiais resistentes.

Será ainda abordada a possibilidade das microestacas estarem sujeitas a flexão composta e/ou

carregamento lateral.

4.1.2. Estado limite último de capacidade de carga do terreno

Escolhida a seção das microestacas prossegue-se para a verificação do estado limite último de

capacidade de carga do terreno, em que se assume que a transferência de carga ocorre

essencialmente por atrito lateral, o que se tem verificado ser uma boa aproximação.

Assim, para que seja verificado o estado limite último de capacidade de carga do terreno,

determina-se o comprimento de selagem, Ls., Este pode ser definido através do método de

Bustamante, de acordo com a Equação 2. Este método foi desenvolvido com base em resultados

experimentais, tendo-se verificado em obra que apresenta resultados bastante realistas e fiáveis.

𝐿𝑠 =𝑁 × 𝐹𝑆

𝜋 × 𝛼 × ∅ × 𝜏𝑐−𝑠

(2)

Na expressão anterior N representa a carga axial aplicada, FS o fator de segurança aplicado, α

o coeficiente de dilatação do bolbo de selagem, φ o diâmetro de furação e τc-s a tensão tangencial

entre o solo e a calda de cimento.

Na Tabela 3 estão apresentados valores para o fator de segurança usualmente utilizados para

microestacas sujeitas a ações estáticas. Para ações dinâmicas poderão ser eventualmente

submetidos a majorações.

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42

Tabela 3 - Valores para o fator de segurança para microestacas sujeitas a ações estáticas (adaptado de [16])

Condição temporal de

utilização das microestacas Tração

Compressão

Provisória 2,0 1,8

Definitiva 2,2 2,0

O coeficiente α tem como objetivo incrementar o diâmetro nominal da microestaca injetada e

depende do tipo de injeção. Os volumes de argamassa injetada (Vi) devem ser maiores que os

volumes previstos do bolbo de selagem (Vs), por forma a compensar as perdas de argamassa

por exsudação do terreno, perdas ligadas ao método de injeção e para poder ocorrer o

tratamento do solo na periferia do bolbo.

Na Tabela 4 pode-se observar valores para o coeficiente α e para os volumes mínimos

aconselhados de argamassa injetada (Vi) e na Figura 40 constam valores típicos da tensão

tangencial entre o solo e a calda de cimento (τc-s) em função dos valores de NSPT, em função do

tipo de solo. [16]

Conforme já foi referido a resistência de ponta é, geralmente, diminuta em comparação com a

resistência lateral. Contudo, Bustamante defende que na resistência a ações de compressão a

resistência de ponta não deve ser desprezada.

Deste modo, seguindo esta linha de raciocínio, podem ser aplicadas as Equações 3 e 4 para o

cálculo da resistência das microestacas.

𝑄𝐶 = 𝑄𝑃 + 𝑄𝐿 (3)

𝑄𝑇 = 𝑄𝐿 (4)

Em que QC e QT representam, respetivamente, as cargas limite de compressão e tração da

microestaca e QP e QL representam a resistência de ponta e a resistência lateral.

A resistência lateral (QL) deve ser calculada como a soma das diferentes parcelas em cada

estrato, de acordo com a Equação transcrita abaixo.

𝑄𝐿 = ∑ 𝜋 × 𝛼 × ∅ × 𝐿𝑖 × 𝜏𝑐−𝑠𝑖

𝑛

𝑖=1

(5)

Em que Li corresponde ao comprimento da coluna situada no estrato i e τc-si corresponde à

tensão tangencial entre a coluna e o solo no estrato i.

A resistência de ponta (QP) é determinada pela seguinte equação:

𝑄𝑃 = 𝑆𝑃 × 𝑘𝑃 × 𝑝𝑙 (6)

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43

Em que SP corresponde à área da seção da microestaca, kP representa o fator de capacidade

de carga na ponta e pl a pressão limite do solo à cota de fundação.

No entanto é corrente considerar-se que a resistência de ponta é até 15% do valor da resistência

lateral, obtendo-se a seguinte equação para determinação da carga limite de compressão:

𝑄𝐶 = 𝑄𝑃 + 𝑄𝐿 = 0,15𝑄𝐿 + 𝑄𝐿 = 1,15𝑄𝐿 (7)

A contabilização ou não da parcela respeitante à resistência de ponta é uma opção do projetista,

que deve ser fundamentada nas condições do solo onde a microestaca é fundada, assim como

no processo construtivo.

Tabela 4 - Valores para o coeficiente α e volumes mínimos aconselhados de argamassar injetada [16]

Solo

Coeficiente α Volumes mínimos

aconselhados de

argamassa injetada

(Vi) Injeção IRS Injeção IGU

Seixo 1,8 1,3 a 1,4 1,5 Vs

Seixo arenoso 1,6 a 1,8 1,2 a 1,4 1,5 Vs

Areia com seixo 1,5 a 1,6 1,2 a 1,3 1,5 Vs

Areia 1,4 a 1,5 1,1 a 1,2 1,5 Vs

Areia siltosa 1,4 a 1,5 1,1 a 1,2

1,5 a 2 Vs para IRS e

1,5 Vs para IGU

Silte 1,4 a 1,6 1,1 a 1,2

2 Vs para IRS e 1,5

Vs para IGU

Argila 1,8 a 2,0 1,2

2,5 a 3 Vs para IRS e

1,5 a 2 Vs para IGU

Marga ou calcário

margoso 1,8 1,1 a 2,0

1,5 a 2 Vs para

camada compacta

Rocha alterada ou

fragmentada 1,2 1,1

1,1 a 1,5 Vs para

camada finamente

frissurada e 2 Vs ou

mais para camada

fracturada

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44

Figura 28 – Valores típicos da tensão tangencial entre o solo e a calda de cimento (τc-s) em função dos valores de NSPT, em função do tipo de solo (adaptado de [16]).

4.1.3. Estado limite último de resistência estrutural

As microestacas podem estar sujeitas a diferentes ações tais como: forças de compressão,

forças de tração, flexão composta e carregamento lateral. Tipicamente as microestacas são

solicitadas a esforços axiais, uma vez que o equilíbrio de momentos fletores nas fundações é

conseguido através de binários de forças, existindo nestas situações pares de microestacas em

que uma funcionam à compressão e outras à tração.

No entanto, frequentemente os momentos existentes nas fundações são provocados por forças

horizontais, sendo necessário conceber um sistema que as consiga absorver. Nestas situações

é usual serem implementadas para além de microestacas verticais, uma outra família de

microestacas inclinadas, de forma a que estes elementos sejam sempre solicitados axialmente.

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45

No caso de se pretender dimensionar uma microestaca vertical solicitada transversalmente,

podem ser utilizados os métodos utilizados em outro tipo de estacas, tipicamente considerando

as forças horizontais e os momentos fletores aplicados na cabeça da estaca, sendo que a

principal diferença entre estes métodos está na modelação do solo. A modelação do solo pode

ser feita através de modelos do meio contínuo ou de modelos do meio discreto. Uma vez que

alguns métodos de cálculo se tornam muito complexos porque exigem o conhecimento de muitos

parâmetros geotécnicos com rigor, é corrernte recorrer-se a métodos aproximados e mais

simples. São exemplo disso os métodos que se baseiam no modelo de Winkler, um modelo do

meio discreto, que têm revelado na prática resultados satisfatórios [36].

Neste trabalho apenas será analisado o dimensionamento à tracção e compressão de

microestacas.

No que diz respeito ao cálculo do máximo esforço de compressão que as microestacas podem

suportar, este deve verificar não só a resistência última dos materiais como também a

instabilidade por encurvadura.

Relativamente à resistência última esta pode ser verificada recorrendo à formulação de colunas

mistas no artigo 6.7.3.2. (1) do EC4, de acordo com a Equação 8.

𝑁𝑝𝑙,𝑅𝑑 = 𝐴𝑎 𝑓𝑦𝑑 + 0,85𝐴𝑐 𝑓𝑐𝑑 + 𝐴𝑠 𝑓𝑠𝑑 (8)

Em que Aa representa a área da secção do tubo de aço da microestaca e fyd a sua tensão de

cedência. Ac e fcd dizem respeito à seção de calda cimento, correspondendo à sua área e tensão

de cálculo à compressão. Por fim, no caso de serem introduzidos pequenos varões no interior

da microestaca tem-se ainda a última parcela, em que As corresponde à área do varão de aço e

fsd à sua tensão de cedência.

Frequentemente utilizam-se seções de aço tubulares nas microestacas e, nesse caso, o

coeficiente 0,85 referente à tensão no betão pode ser substituído por 1,0, justificando-se este

aumento de resistência com o confinamento do betão.

No entanto a expressão anterior só é valida se a Equação 9 for verificada. Caso contrário é

preciso contabilizar a interação com o esforço transverso, afetando a tensão de cedência do aço

pelo coeficiente de redução (1-ρ), em que ρ se determina segundo a Equação 10.

𝑉𝐸𝑑 ≤ 0,5 𝑉𝑝𝑙,𝑅𝑑 (9)

𝜌 = (2𝑉𝐸𝑑

𝑉𝑝𝑙,𝑅𝑑

− 1)

2

(10)

Nas expressões anteriores, VEd e Vpl,Rd representam o esforço transverso atuante e resistente no

elemento de seção mista, respetivamente. Conservativamente pode-se considerar que o esforço

transverso é totalmente absorvido pela seção de aço, simplificando os cálculos anteriores na

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46

medida em que se dispensa a determinação do esforço transverso que é efetivamente suportado

pela seção de aço, conforme vem prescrito no artigo 6.4.3.2

Em projeto, conservativamente e por forma a agilizar os cálculos, é frequente suprimir-se a

parcela referente à resistência da calda de cimento (Acfcd), considerando-se apenas a resistência

à compressão da seção de aço.

As microestacas são elementos de elevada esbelteza pelo que perante uma ação de compressão

o fenómeno de encurvadura pode ser mais condicionante que o seu esmagamento. Neste caso

a rotura da microestaca pode ser condicionada pela carga crítica de Euler (Equação 11) que

corresponde à máxima compressão a que uma coluna pode estar sujeita.

𝑁𝑐𝑟 = 𝐸𝐼 (𝜋

𝑙0

) (11)

Em que Ncr corresponde ao esforço normal crítico da coluna, EI representa a rigidez de flexão

da seção e l0 corresponde ao comprimento de encurvadura, que depende das condições de

apoio.

O dimensionamento à tração de microestacas é mais simples que à compressão na medida em

que não é necessário analisar os fenómenos de encurvadura, sendo apenas necessário verificar

a resistência da coluna. Desta forma o valor resistente do esforço axial de tração pode ser obtido

através da Equação 12, suprimindo o termo que diz respeito à resistência da calda de cimento,

uma vez que tem fraca resistência à tração.

𝑁𝑝𝑙,𝑅𝑑 = 𝐴𝑎 𝑓𝑦𝑑 + 𝐴𝑠 𝑓𝑠𝑑 (12)

No entanto, a equação anterior é válida apenas para colunas contínuas. As microestacas são

constituídas por troços de tubo, cuja união é executada com uma ligação roscada entre topos

macho e fêmea. Surge então uma perda de seção que origina uma redução do esforço máximo

de tração. Todavia é difícil quantificar esta perda de rigidez pelo que em projeto muitas vezes se

opta por minorar o esforço normal resistente plástico ou adotar ligações exteriores entre troços

de tubo (Figura 41), aumentando a secção de aço disponível nestes pontos fracos. [14]

Figura 29 – Uniões exteriores de microestacas [14]

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47

4.1.4. Estado Limite de Utilização

A deformação axial de uma microestaca é constituída por duas componentes, a deformação

elástica e a residual. A parcela elástica pode ser determinada através da Teoria da Resistência

dos Materiais, expressa na Equação 13.

∆𝑒𝑙=𝑁𝐿

𝐸𝐴 (13)

Em que N representa o carregamento axial atuante, L o comprimento sobre o qual atua a carga

e EA a rigidez axial, sendo que este é determinado de diferente forma para a situação em que o

elemento está sujeito a esforços de compressão ou tração. Na primeira situação é calculado de

acordo com a Equação 14, enquanto que para esforços de tração o termo referente à calda de

cimento é suprimido, pela mesma razão que no ponto anterior.

𝐸𝐴 = 𝐸𝑐𝑎𝑙𝑑𝑎 𝑑𝑒 𝑐𝑖𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 × 𝐴𝑐𝑎𝑙𝑑𝑎 𝑑𝑒 𝑐𝑖𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 + 𝐸𝑎ç𝑜 × 𝐴𝑎ç𝑜 (14)

Para microestacas fundadas em solo é razoável admitir que o comprimento elástico do elemento

corresponde à distância entre a cabeça da microestaca e o início do bolbo de selagem, no caso

de serem seladas em rocha dever-se-á considerar o comprimento total acima do estrato rochoso.

[14]

A verificação ao Estado Limite de Serviço é importante na medida em que visa garantir o bom

funcionamento do edifício, assim como porque permite obter uma margem de segurança

relativamente à rotura. Os assentamentos diferenciais e as rotações são determinados de acordo

com a Figura 42.

Figura 30 – Representação da rotação, rotação relativa, inclinação, assentamento máximo e assentamento diferencial máximo [33]

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48

Na EN 1997 – 1:2004 – Anexo H podem-se encontrar valores limites dos movimentos (rotações

e assentamentos).

Bjerrum (1996) sugere os seguintes valores limites das rotações:

1/150 – Danos estruturais em edifícios correntes;

1/250 – Rotação de edifícios rígidos (torna-se visível);

1/300 – Fendilhação em paredes contínuas;

1/500 – Fendilhação em edifícios correntes;

1/600 – Acréscimo de cargas em estruturas com diagonais;

1/750 – Problemas em equipamentos sensíveis a assentamentos.

4.2. Jet Grouting

Tal como já foi referido no capítulo referente a esta técnica, o Jet Grouting é uma técnica de

melhoramento do solo, em que o solo não é substituído integralmente mas sim melhorado à

custa da adição de caldas. Desta forma, numa fase de projeto é difícil conhecer as características

finais do solo tratado.

No que diz respeito ao dimensionamento de soluções de tratamento de solos por jet grouting o

processo é idêntico ao caso anterior das microestacas, todavia neste último caso, à partida são

conhecidas todas as propriedades dos materiais. Surge então o primeiro condicionamento desta

técnica de melhoramento de solo, em que o produto final é fortemente condicionado pelas

características iniciais do terreno, pela percentagem de substituição ocorrida e pela uniformidade

da operação em profundidade.

4.2.1. Pré-dimensionamento

Numa fase de pré-dimensionamento é necessário definir a geometria das colunas de jet grouting

a implementar, isto é o seu diâmetro e afastamento. Tipicamente pode-se adotar uma solução

de malha quadrada ou triangular, tal como se pode observar na Figura 43.

Relativamente à determinação do diâmetro, já foi abordado anteriormente no ponto 3.2.2. do

presente trabalho, a gama de valores expectáveis para diferentes tipos de solo em função do

sistema de jet grouting utilizado.

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49

Figura 31 – Diferentes tipos de geometrias de colunas de jet grouting (Nota: α é função dos requisitos de resistência

de projeto e/ou da geometria da fundação). [36]

L1 L 2

a) Malha triangular de

colunas de jet grouting

para solução de

impermeabilização. Com

𝐿1 = √3

2× 𝐷 e 𝐿2 =

3

4𝐷

b) Malha quadrangular de

colunas de jet grouting

para solução de

impermeabilização. Com

𝐿1 = 𝐿2 = 𝐷

L1

L1

L 2

L 2

c) Malha triangular de

colunas de jet grouting

para solução de reforço

de fundações ou

consolidação de solos.

Com 𝐿1 = 𝛼 × 𝐷 e 𝐿2 =

𝛼√3

2𝐷

L1

L 2

d) Malha quadrangular de

colunas de jet grouting para

solução de reforço de

fundações ou consolidação

de solos. Com 𝐿1 = 𝛼 × 𝐷 e

𝐿2 = 𝛼𝐷

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50

4.2.2. Estado Limite Último de Capacidade de carga do terreno

Tal como nas microestacas, após definida a geometria das colunas de jet grouting, a fase de

dimensionamento inicia-se pela verificação do estado limite último de capacidade de carga do

terreno. Considera-se da mesma forma que a transmissão de cargas para o terreno se efetua

maioritariamente por atrito lateral, no entanto neste caso a resistência de ponta poderá ser mais

significativos dados os diâmetros que as colunas podem atingir.

Desta forma aplica-se igualmente o método de Bustamante para calcular o comprimento (L) da

coluna de jet grouting de acordo com a seguinte Equação:

𝐿 >𝑁 × 𝐹𝑆

𝜋 × ∅ × 𝜏𝑐−𝑠

(15)

Em que N representa a carga axial aplicada, FS o fator de segurança aplicado, Ø o diâmetro de

furação e τc-s a tensão tangencial máxima que se pode desenvolver entre o solo e a coluna. Este

último fator pode ser determinado a partir dos seguintes ábacos representados na Figura 44,

para um dado tipo de solo, onde se relaciona com os valores de Nspt:

a) Argilas e siltes b) Areias e seixos

Figura 32 – Ábacos indicadores da tensão tangencial solo-cimento [16]

Para valores de NSPT superiores a 20 podem ser consultados os ábacos para microestacas

(sistema IRS).

As cargas limite de compressão e tração são igualmente determinadas tal como foi descrito para

as microestacas, considerando a resistência por ponta e por atrito lateral, segundo as Equação

16 e 17, transcritas de seguida.

𝑄𝐶 = 𝑄𝑃 + 𝑄𝐿 (16)

𝑄𝑇 = 𝑄𝐿 (17)

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51

Em que QC e QT representam, respetivamente, as cargas limite de compressão e tração da

microestaca e QP e QL representam a resistência de ponta e a resistência lateral.

À semelhança do que foi descrito para as microestacas, a resistência lateral (QL) deve ser

calculada como a soma das diferentes parcelas em cada estrato, de acordo com a Equação 5.

Em que Li corresponde ao comprimento da coluna que situa no estrato i e τc-si corresponde à

tensão tangencial entre a coluna e o solo no estrato i.

A resistência de ponta é determinada pela equação 6, tal como nas microestacas. Todavia na

fase de projeto é difícil contabilizar esta parcela com rigor, pelo que é usual limitar o seu valor à

tensão em condição de serviço na ordem dos 2 MPa.

4.2.3. Estado Limite Último de Resistência Estrutural

Tal como já foi referido anteriormente um obstáculo da aplicação desta técnica consiste na

dificuldade em definir as características finais do material que obtém.

Dada a complexidade das opções a serem tomadas, o projeto deve ser realizado por

profissionais qualificados e experientes, assim como o acompanhamento em obra. Devem ainda

ser feitas colunas teste, em especial em obras de caráter mais importante, por forma a determinar

in situ os parâmetros de resistência das colunas de jet Grouting, confirmando se vão de acordo

com o especulado em projeto e em caso contrário fazer as devidas alterações.

Na Figura 45 podem-se observar valores expetáveis da resistência à compressão não confinada

de colunas de jet Grouting, em função do tipo de solo e da dosagem de cimento.

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52

Figura 33 – Gama de valores expetáveis para a resistência à compressão não confinada de colunas de Jet Grouting em função do tipo de solo e da dosagem de cimento [16]

Nas Tabelas 5 e 6 constam valores indicativos para a resistência à compressão simples da

mistura solo-cimento em função do tipo de solo e do sistema de jet.

Tabela 5 - Resistência à compressão simples da mistura solo-cimento em função do tipo de solo e para o sistema de Jet Simples [14]

Resistência à compressão simples (MPa) em função do tipo de solo

Argila Silte Areia Cascalho

Langbehn (1986) 8 a 12 8 a 12 14 a 17 17 a 21

Mosiici e Guatteri (1986) 2 6 12 -

Xanthakos et alli (1994) 4 a 7 4 a 7 7 a 14 10 a 17

Baumann et alli (1984) 3 a 10 3 a 10 5 a 14 6 a 18

Fiorotto (sem data) 2 a 4 6 10 15

C – Argila

CM – Argila siltosa

MC – Silte argiloso

M – Silte

MS – Silte arenoso

SM – Areia siltosa

S – Areia

SG – Seixo

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53

Tabela 6 - Resistência à compressão simples da mistura solo-cimento em função do tipo de solo e para sistemas de Jet Duplo e Triplo [14]

Resistência à compressão simples (MPa) em função do tipo de solo

Argila Silte Areia Cascalho

Welsh (1991) 1 a 5 1 a 5 5 a 11 5 a 11

Baumann et alli (1984) - 3 a 10 5 a 14 6 a 18

Paviani (1989) 1 a 5 1 a 5 8 a 10 20 a 40

Relativamente à resistência à tração de uma coluna de jet grouting, dados os materiais que a

constituem, o solo que por convenção não resiste à tração e a calda de cimento que apresenta

fraca resistência à tração, conclui-se que a resistência do conjunto à tração será baixa.

Na Tabela 7 são apresentados alguns valores indicativos para a resistência à tração simples de

coluna de jet grouting consoante o tipo de solo onde são executadas. [14] É corrente utilizar

também como referência 10% do valor de resistência à compressão simples.

Tabela 7 - Resistência à tração simples de colunas de jet grouting [14]

Tipo de solo Resistência à tração simples (MPa)

Guatteri e Teixeira (1987)

Argila 0,20 a 0,50

Silte 0,20 a 0,50

Areia 0,20 a 0,65

JJGA (1995)

Argila Orgânica 0,07

Argila 0,20

Areia 0,13 a 0,33

As colunas de jet grouting são efetivamente indicadas para resistir a esforços de compressão no

entanto quando se prevê que a coluna vai ter que resistir à tração a solução consiste na

introdução de elementos que resistam a este esforço, como por exemplo microestacas. Neste

caso a resistência à tração corresponde à resistência do elemento introduzido.

Quando a fundação está sujeita a flexão composta o raciocínio é análogo ao aplicado nas

microestacas, o momento fletor é equilibrado através de um binário de forças que é conseguido

através de pares de colunas, provocando compressão numa delas e tração na outra. Nesta

situação, a tensão de compressão (𝜎𝐶) e a tensão de tração (𝜎𝑇) determinam-se de acordo com

as seguintes equações:

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54

𝜎𝐶 =𝑁/2

𝐴+

𝑀

𝑊 (18)

𝜎𝑇 =𝑁/2

𝐴−

𝑀

𝑊 (19)

Em que N e M representam, respetivamente, o esforço normal (que se divide pelas duas colunas)

e momento fletor, aplicados ao nível da sapata, tal como sugere a Figura 46. A e w representam,

respetivamente, a área da seção da coluna e o seu módulo de flexão.

Figura 34 – Sapata sujeita a esforço normal e momento fletor e distribuição destes esforços pelas colunas [14]

Alguns autores defendem que os esforços de tração devido a flexão são ligeiramente superiores

aos de tração simples, tal como consta na Tabela 8.

Tabela 8 - Resistência à tração devida a flexão de colunas de jet grouting [14]

Tipo de solo Resistência à tração simples (Mpa)

Guatteri e Teixeira (1987)

Argila 0,40 a 0,90

Silte 0,40 a 0,90

Areia 0,35 a 1,12

JJGA (1995)

Argila Orgânica 0,06

Argila 0,20

Areia 0,10 a 0,40

Para ações horizontais, é possível a execução de colunas inclinadas, à semelhança do que foi

sugerido para as microestacas.

Coluna reforçada

com armadura no

caso de 𝑀

𝑊≥

𝑁

𝐴

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55

Segundo Carreto [25] a resistência ao corte da mistura solo-cimento é comum ser assumida

como 10 a 15% da sua resistência à compressão simples. Há no entanto autores que

recomendam valores na ordem dos 0,5 MPa em solos granulares e 0,3 MPa em solos coesivos.

4.2.4. Estado Limite de Utilização (deformação axial)

No que diz respeito à verificação do Estado Limite de Utilização, as colunas de jet grouting podem

ser tratadas como uma estaca, considerando-se essencialmente a sua deformação axial elástica,

através da Teoria da Resistência dos Materiais, expressa pela seguinte equação:

∆𝑒𝑙=𝑁𝐿

𝐸𝐴 (20)

Em que N representa o carregamento axial atuante, L o comprimento da coluna e EA a rigidez

axial. Este último parâmetro, tal como os outros nas colunas de jet grouting, é de difícil precisão

na sua determinação.

No entanto, uma vez que naturalmente a deformabilidade da coluna se relaciona com a dosagem

de cimento utilizada na calda, é possível relacioná-la com a resistência à compressão simples

da mesma (Figura 47).

Figura 35 – Módulo de deformabilidade em função da resistência à compresão simples [24]

(1) Recomendação JJGA para todos os solos

(2) Lunardi, Mongilardi e Tornaghi, 1986 – areia fina a

média (Ródio – Itália)

(3) Paoli, et al, 1989 – solo turfoso (Ródio – Itália)

(4) Novatecna, 1994 – solo massapé (argila siltosa

expansiva) – 2 provas de cargas nas colunas

(para carga limite)

(5) Lunardi, Mongilardi e Tornaghi, 1986 – cascalho

com areia (Ródio – Itália)

(6) Novatecna, 1994 – solo massapé (argila siltosa

expansiva) – 2 provas de carga na coluna (para

0,4 da carga limite)

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56

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57

5. Caso de estudo

5.1. Enquadramento geral

O edifício em estudo no presente trabalho é um edifício construído em 2002, com oito pisos e

uma cave semi-enterrada. Na Figura 48 é possível visualizar a sua proximidade do mar e as suas

principais confrontações:

- Alçado poente: Via pública;

- Alçado Nascente: Logradouro;

- Alçado Norte: Lote vazio;

- Alçado Sul: Edifício adjacente.

Figura 36 – Localização geográfica do edifício em estudo e suas principais confrontações

Este edifício pertence a um conjunto de três edifícios de igual arquitetura, tal como se pode

observar na Figura 49, no entanto apenas este apresenta deslocamentos significativos. Estes

deslocamentos podem ser observados nas imagens da Figura 50.

O edifício aparenta ter um comportamento de corpo rígido, uma vez que não apresenta danos

típicos de um assentamento diferencial (como por exemplo, fendilhação abundante nos vãos

devido ao esforço de corte).

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58

Figura 37 – Vista da fachada poente do edifício em estudo

a) Deslocamento da fachada

principal relativamente ao

edifício adjacente

b) Deslocamento no topo da fachada principal

relativamente ao edifício adjacente

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59

Figura 38 – Deslocamentos visíveis no edifício em estudo

5.2. Análise das condições geológicas/geotécnicas

Devido ao contínuo movimento do edifício, em Junho de 2006, foi requerido por parte do

Condomínio um relatório geológico/geotécnico. No desenvolvimento deste trabalho não houve

acesso direto aos resultados desta campanha de reconhecimento do terreno mas foi possível

através de um parecer realizado obter parte desta informação.

Este relatório contou com os resultados de três ensaios de penetração dinâmica pesada do tipo

A (PDA), três sondagens a trado para recolha de amostras remexidas, a instalação de um

piezómetro e a execução de cinco carotagens para determinar a conformidade da geometria da

fundação com o descrito em projeto. Na Figura 51 pode-se observar a localização em planta das

sondagens realizadas.

Assim, segundo o relatório, com base nos resultados dos ensaios PDA e do material recolhido

foi possível detetar três zonas geológicas: uma primeira camada de aterro à superfície, seguida

de uma camada de aluvião, até ser atingido o plistocénico (Tabela 9). Foi ainda constatado que

a camada de aluvião apresenta uma geometria irregular, sendo mais espessa na zona da

fachada principal do edifício e diminuindo a espessura na direção do tardoz. Tal característica

poderá justificar os movimentos do edifício.

c) Deslocamento da fachada do

tardoz do edifício

relativamente ao edifício

adjacente

d) Fenda existente entre o tardoz

do edifício e a parede do

logradouro

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60

Figura 39 – Localização em planta das sondagens realizadas

Tabela 9 – Designação das diferentes zonas geológicas-geotécnicas

Camada Designação

Aterro ZG 1

Aluvião ZG2

Plistocénico ZG 3a

ZG 3b

Via

blic

a

Lote vago

Parqueamento

Perfil 1

Edifício em estudo

8 pisos

½ cave

Edifício adjacente

8 pisos

1+½ cave

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61

Na Figura 52 está esquematizada a estratificação do solo dos perfis 1 e 2, definidos na Figura

51.

Figura 40 – Perfil 1 na figura do lado esquerdo e perfil 2 na figura do lado direito (ver a localização em planta na Figura 51)

5.3. Análise do Projeto de Estabilidade e Fundações

No Projeto de Estabilidade e Fundações é descrita a solução estrutural adotada na construção

do edifício, assim como a solução de fundações, incluindo os respetivos cálculos justificativos.

Neste trabalho não houve acesso a este projeto, no entanto tal como no ponto anterior foi

possível obter alguma informação através do parecer realizado.

Segundo este parecer, no que diz respeito à caraterização geológica/geotécnica do local o

projeto é omisso, no entanto é indicado que “(…) Serão determinadas por ensaios a efectuar,

podendo dar origem a projecto de fundações especiais e contenção periférica se se revelar

necessário (…)”. Todavia é apontado que “(…) de acordo com a experiência aquando da

construção dos edifícios vizinhos prevê-se uma fundação do tipo ensoleiramento geral nervurado

inferiormente (…)”.

Analisando a informação relativa ao parágrafo anterior pode-se colocar a possibilidade do solo

de fundação deste edifício não ter sido alvo de prospeção, tendo os técnicos assumido que este

seria idêntico ao solo de fundação dos edifícios adjacentes, adotando assim o mesmo sistema

de fundações.

Partindo então do princípio que os edifícios vizinhos têm o mesmo sistema de fundações que o

edifício em estudo, coloca-se a questão de qual o motivo para que estes não apresentarem o

mesmo tipo de movimento. Verificou-se que o edifício adjacente tem mais uma cave e por esse

motivo a espessura da camada de solo aluvionar é inferior relativamente à do solo de fundação

do edifício em estudo, podendo ser essa a razão pelo qual não apresenta o mesmo movimento.

ZG1

ZG2

ZG3b

ZG1

ZG2

ZG3a

ZG3b

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62

A solução projetada para as fundações foi assim uma laje de ensoleiramento vigada com 0,35 m

de espessura com vigas de 1,20x0,60 m de seção, tal como é ilustrado na Figura 53 em planta

e na Figura 54 em corte.

Figura 41 – Planta esquemática do sistema de fundações do edifício em estudo

Figura 42 - Esquema de corte do sistema de fundações do edifício

Através das amostras recolhidas das carotagens realizadas, verificou-se ainda que a espessura

da laje não é a definida em projeto. Na Tabela 10 apresentam-se os resultados das espessuras

das cinco carotes recolhidas, onde se pode verificar que distam significativamente da espessura

definida no projeto de 35 cm.

Via

blic

a

Viga de fundação

Pilar

Painel de laje

Terreno de fundação

Lote vago

Corte 1-1

Edifício adjacente

8 pisos

1+½ cave

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63

Tabela 10 – Espessuras das carotes da laje de fundação

Carotes Espessura (cm)

C1 9.0

C2 9.0 + 35.0

C3 7.0

C4 15.0

C5 11.0

5.4. Análise da Monitorização Geométrica

Desde Janeiro de 2007 têm sido efetuadas medições topográficas das deformações que o

edifício tem vindo a apresentar. No decorrer deste trabalho não foram facultados os valores

destas medições, no entanto através do parecer realizado sobre este edifício sabe-se que, entre

Janeiro de 2007 e Março de 2010, este apresentou o seguinte comportamento:

A fachada principal do edifício assentou à taxa média de 3 mm/ano;

O alçado do tardoz desceu à taxa média de 0,81 mm/ano;

O edifício apresentou uma rotação, em planta, como é ilustrado na Figura 55.

Verifica-se que o cunhal da fachada principal com o lote vago apresentou um

deslocamento na direção da via pública, superior ao do cunhal da mesma fachada

principal com o edifício adjacente;

O topo da fachada principal apresentou uma taxa de deslocamentos na direção da

via pública, na ordem dos 6 mm/ano;

Todos os movimentos mostraram variações sazonais, com valores mais elevados

na época do Verão, devido à descida do nível freático e consequente aumento das

tensões efetivas no solo.

Sabe-se ainda que em Junho de 2006, isto é, após aproximadamente 4 anos após terminada a

construção do edifício, o deslocamento horizontal no topo do edifício rondava os 25 cm e em

2010 este deslocamento era aproximadamente 28,5 cm. Poderá assim constatar-se que a

camada aluvionar se encontra numa fase avançada do processo de consolidação e que,

mantendo as condições atuais, as taxas de assentamento serão menores.

Uma vez que o edifício apresenta um comportamento aproximado de “corpo rígido” o

deslocamento horizontal no topo de 28,5 cm traduz-se num assentamento da fachada principal

de aproximadamente 17,8 cm (tendo em conta a altura de 24 metros do edifício e uma largura

de empena de 15 metros). Estes valores determinam, aproximadamente, uma distorção de

L/160, bastante superior a L/500 e muito próximo a L/150, limites referidos no Eurocódigo 7 (NP

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64

EN1997-1 – Anexo H), para o Estado Limite de Utilização e para o Estado Limite Último,

respetivamente.

Este valor para a distorção justifica a inclinação percetível à vista desarmada e que apesar de se

prever que a taxa de assentamento agora seja mínima, pode ainda verificar-se graves problemas

de utilização do edifício, nomeadamente no mau funcionamento dos elevadores e das portas e

janelas.

Figura 43 – Esquematização da rotação, em planta, que o edifício tem vindo a apresentar

5.5. Retroanálise

Relativamente à camada do aluvião (ZG2) foi feito um estudo de retroanálise, sustentado nos

valores dos assentamentos obtidos através da monitorização, para determinação do valor do

indíce de compressibilidade (Cc) e do indíce de vazios inicial (e0). Os parâmetros geológicos-

geotécnicos estimados para esta camada, através dos ensaios de campo realizados, constam

na Tabela 11.

Tabela 11 – Parâmetros geológico-geotécnicos da camada ZG2 (aluvião)

Qd (MPa) Cu (kPa) Eu (MPa) ϒ (kN/m3) ks (m/s)

< 4 10 a 35 5 a 8 17 1x10-10

É conhecida ainda a estimativa do deslocamento vertical da fachada principal em 2006 de 15,6

cm. Assim, a retroanálise foi realizada com base no deslocamento de um ponto situado na

Lote vago

Parqueamento

Edifício adjacente

8 pisos

1+½ cave

Edifício

adjacente

8 pisos

1+½ cave

Edifício em estudo

8 pisos

½ cave

Edifício

adjacente

8 pisos

1+½ cave

Via

públic

a

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65

interface entre a camada ZG1 e a camada ZG2, no alinhamento da fachada principal, cujo

assentamento em 4 anos é de cerca de 15,6 cm (de 2002 até 2006).

Neste estudo aplicou-se a Teoria da consolidação hidrodinâmica unidimensional.

Desenvolveram-se as seguintes etapas:

Foram determinadas a tensão efetiva inicial e a tensão efetiva final nesse ponto. A tensão

inicial corresponde à tensão resultante do peso da camada de aterro de 3 metros

existente inicialmente e na tensão final foi considerado o peso de 3 cm de aterro e o peso

do edifício;

Determinou-se a variação do índice de vazios (∆e) através da seguinte equação:

∆𝑒 = −𝐶𝑐 ∆𝑙𝑜𝑔𝜎′ (21)

O valor de Cc foi uma das variáveis que foi alterada até se obter o valore de 15,6 cm para

o assentamento em 2006 e ∆𝑙𝑜𝑔𝜎′ foi obtido através das tensões efetivas inicial e final,

calculadas no ponto anterior;

Calculou-se o assentamento no final da consolidação hidrodinâmica (∆ℎ∞) através da

seguinte equação:

∆ℎ∞ = −∆𝑒

1 + 𝑒0

(22)

O valore de e0 foi a outra variável que se foi alterando com o intuito de obter um valor

próximo de 15,6 cm de assentamento em 2006;

Determinou-se o valor do grau de consolidação médio (𝑈) em 2006 através do quociente

entre o assentamento existente em 2006 e o assentamento existente no final da

consolidação hidrodinâmica, calculado no ponto anterior;

�̅� =ℎ2006

∆ℎ∞

Seguidamente determinou-se o fator tempo (Tv) através da seguinte equação:

𝑇𝑣 =

𝜋4

𝑈2

(1 − 𝑈5,6)0,357 (23)

Conhecido o valor do fator tempo (Tv) foi possível determinar o valor do coeficiente de

consolidação vertical (cv), através da seguinte equação:

𝑐𝑣 =𝑇𝑣 𝐻

2

𝑡 (24)

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66

Em que H é a espessura inicial da camada de aluvião e t é o tempo decorrido até à data

do assentamento em estudo (2006);

Conhecido o valor de cv foi possível determinar a curva de assentamentos ao longo do

tempo. Para tal recorreu-se à folha de cálculo onde se colocou uma coluna com o evoluir

do tempo e à sua direita os respetivos valores de Tv, 𝑈 e por fim do assentamento.

O mesmo procedimento foi tomado para verificação do desenvolvimento dos assentamentos ao

longo do tempo na fachada do tardoz do edifício. Neste caso considerou-se um ponto na interface

entre as camadas ZG1 e ZG2, no alinhamento da fachada do tardoz, considerando um

assentamento de 8,3 cm em 2010 (8 anos após o término da construção do edifício).

Todos os valores descritos neste procedimento são apresentados no Anexo I.

Obtiveram-se assim as seguintes curvas de assentamentos em função do tempo, representadas

na Figura 56.

Figura 44 - Assentamentos da fachada principal e da fachada do tardoz do edifício em função do tempo

Através desta análise pode-se observar que atualmente, passados aproximadamente 13 anos

do final da construção do edifício, o edifício já atingiu uma fase avançada da consolidação e as

taxas de assentamento daqui em diante serão muito reduzidas. De acordo com as curvas de

assentamento obtidas verifica-se que em termos de assentamento diferencial este não irá, nas

condições atuais, aumentar.

0

0,02

0,04

0,06

0,08

0,1

0,12

0,14

0,16

0,18

0,2

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30 32

ASS

ENTA

MEN

TO (

M)

ANOS PASSADOS (A PARTIR DE 2002)

fachada principal fachada tardoz

2015

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67

5.6. Modelo de Elementos Finitos

Com vista a avaliar a evolução do comportamento do solo de fundação foi feita a modelação por

elementos finitos, através do programa Plaxis. Este programa de cálculo automático permite

obter uma boa aproximação da deformação e estabilidade das obras geotécnicas tais como

escavações, fundações, aterros e túneis.

A precisão dos resultados está diretamente relacionada com a coerência do modelo adotado, no

que diz respeito à geometria, caraterização geológica e geotécnica e respetivos parâmetros do

solo.

Na utilização deste programa são adotadas algumas simplificações que promovem uma análise

mais simples e computacionalmente mais rápida. É exemplo disto a utilização de um modelo

bidimensional que implica a consideração de um estado plano de deformação. Os erros devidos

a esta aproximação são pequenos, mas no entanto não devem ser ignorados. (Carvalho 2013).

A escolha da seção de estudo teve como critério abranger a situação de piores condições

geotécnicas, isto é, onde a espessura da camada de aluvião varia mais e por isso a existência

de maiores variações entre os assentamentos das fachadas. Assim selecionou-se o corte

representado no Anexo II.

5.6.1. Geometria do modelo de cálculo, caraterização do solo e dos sistemas de fundação e contenção e das cargas atuantes

A secção do modelo em estudo tem um desenvolvimento transversal de 28,2 m e foi definida

uma janela de estudo com 130 m por 20 m para que fossem garantidas distâncias suficientes

nas margens, por forma a reproduzir o mais possível as condições reais. As condições de

fronteira do corte foram definidas através do comando Standard Fixities, que restrigem os

movimentos horizontais para os limites laterais e os movimentos horizontais e verticais para o

limite da base.

Longitudinalmente, e uma vez que se está perante uma análise 2D, assume-se que os campos

de tensões e deformações não variam, sendo a análise desenvolvida por metro linear.

Geologicamente a estratificação do solo foi definida de acordo com o corte representado no

Anexo II, delimitando as quatro zonas geotécnicas com o comando Geometry Line. Este

comando foi também utilizado para simular a fase de escavação da semi-cave na ZG1 (aterro).

A caraterização do solo é definida na Tabela 12 e foi sustentada pelos ensaios de campo e pela

retroanálise realizada no ponto anterior.

A estrutura de contenção da semi-cave e o sistema de fundações foram definidos através dos

elementos plate, para os quais foi necessário definir as suas caraterísticas mecânicas.

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68

Tal como já foi referido no ponto 5.3. do presente trabalho, o sistema de fundações é constituído

por uma laje de ensoleiramento vigada. Na modelação simplificou-se considerando um elemento

uniforme com uma espessura equivalente correspondente ao conjunto de lajes e vigas. Uma vez

que os carotes não apresentaram a espessura de projeto da laje de valor 0,35 m, na

determinação da espessura equivalente adotou-se um valor mais baixo de 0,25 m. Obteve-se

assim uma espessura equivalente de 0,47 m.

Seria importante nesta situação, para uma maior precisão na modelação, extrair mais carotes

para confirmar esta redução da espessura da laje, face ao que foi projetado. Os valores das

características mecânicas para definir o plate horizontal respeitante ao sistema de fundação,

estão definidos na Tabela 13.

Tabela 12 – Caraterização do solo de fundação

ZG1 ZG2 ZG3a ZG3b

Modelo Hardening Soil Hardening Soil Hardening Soil Hardening Soil

Tipo de material Drenado Não drenado Drenado Drenado

ϒUNSAT (kN/m3) 18 17 19 20

ϒSAT (kN/m3) 21 20 22 23

kx=ky (m/s) 5x10-3 1x10-10 1x10-6 1x10-6

E50ref (kN/m2) 10000 - 40000 80000

Eoedref (kN/m2) 10000 - 40000 80000

Eurref (kN/m2) 30000 - 120000 240000

𝜑′ (º) 28 20 32 38

Cc - 0,92 - -

Cs - 0,092 - -

e0 - 0,8 - -

Tabela 13 – Caraterísticas mecânicas utilizadas para definir o sistema de fundação

Tipo de material EA (kN/m) EI (kNm2/m) W (kN/m2) ν

Elástico 14076923 258285 11,73 0,15

Relativamente às paredes de contenção da semi-cave não foi obtida qualquer informação pelo

que se admitiu uma espessura de 30 cm. Os valores das características mecânicas para definir

o plates verticais respeitantes às paredes de contenção, estão definidos na Tabela 14.

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69

Tabela 14 – Caraterísticas mecânicas utilizadas para definir as paredes de contenção

Tipo de material EA (kN/m) EI (kNm2/m) W (kN/m2) ν

Elástico 9000000 67500 7,5 0,15

No Anexo III são apresentados os cálculos que levaram aos valores apresentados nas Tabelas

13 e 14.

Para definição do carregamento a atuar, por forma a representar a situação existente uma vez

que se pretendem alcançar os assentamentos reais, as cargas não foram majoradas e as

sobrecargas não foram aplicadas na totalidade.

Assim para determinação da carga atuante em cada piso considerou-se:

Pp = 5 kN/m2

rcp = 3 kN/m2

sc = 2 kN/m2

Uma vez que não se considerou a sobrecarga na sua totalidade, obteve-se uma carga atuante

de 8,75 kN/m2 por piso.

As cargas a aplicar foram divididas em dois tipos: a carga do tipo A, de intensidade

correspondente à carga de um piso (8,75 kN/m2), que é aplicada em toda a laje do edifício e do

piso de estacionamento; e a carga do tipo B que corresponde aos restantes sete pisos (61,25

kN/m2) e é aplicada apenas na zona do edifício.

Na Figura 57 está representado o modelo com as cargas aplicadas.

Figura 45 – Modelo no programa Plaxis com as cargas aplicadas

5.6.2. Definição da malha de elementos finitos e das condições iniciais

Definida a geometria e as caraterísticas dos materiais do modelo de cálculo e das cargas

atuantes, segue-se a geração da malha de elementos finitos. Para tal recorreu-se ao comando

Generate Mesh, que divide a geometria do solo definida em elementos finitos triangulares.

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70

Após a geração da malha o modelo de elementos finitos está completo, no entanto é preciso

definir as condições iniciais. Para tal foi definido o nível freático à cota de 2,6 m, que se manteve

sempre igual em todas as fases, para geração das pressões intersticiais e seguidamente a

geração de um campo de tensões iniciais, a partir dos valores introduzidos do peso volúmico e

do coeficiente de impulso em repouso.

5.6.3. Fases de cálculo

Após a definição da malha e das condições iniciais procedeu-se à execução do faseamento

construtivo. Foram definidas as seguintes fases:

Initial Fase – é uma fase pré-definida pelo software em que são geradas as tensões

iniciais do terreno em repouso;

Escavação – corresponde à fase de escavação até ao nível da semi-cave, incluindo os

taludes de escavação necessários para execução da escavação em segurança;

Laje de fundação e paredes de contenção – é a fase em que se coloca os plates

correspondentes à laje de fundação e às paredes de contenção, incluindo

posteriormente o aterro do solo retirado para execução dos taludes.

1º Carregamento – é a fase em que se introduz o carregamento correspondente a um

piso, na zona do edifício e na zona de estacionamento (no tardoz do edifício);

2º Carregamento – é a fase em que se introduz o carregamento correspondente aos

restantes pisos, apenas na zona do edifício;

Consolidação hidrodinâmica – é feita nesta fase uma análise de consolidação

hidrodinâmica ao longo do tempo, com o 1º e 2º carregamento;

Consolidação secundária – corresponde a uma análise de consolidação secundária, com

o 1º e 2º carregamento.

5.6.4. Resultados da modelação

Definido o faseamento construtivo foi possível obter os esforços e deslocamentos resultantes em

cada fase. Na Figura 58 pode-se ver a deformação do solo, relativamente ao corte em estudo,

na situação atual.

Figura 46 – Deformação obtida através da análise de consolidação hidrodinâmica no programa Plaxis

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71

Obteve-se ainda as curvas do assentamento da fachada principal e da fachada do tardoz ao

longo do tempo, representadas na Figura 59.

Figura 47 - Curvas de assentamento da fachada principal e da fachada o tardoz do edifício obtidas através da modelação no programa Plaxis

Com esta modelação pretendia-se desenvolver um modelo em que se atingissem os

assentamentos verificados na monitorização e posteriormente verificar em que fase se encontra

atualmente a consolidação hidrodinâmica da camada aluvionar.

Verificou-se que com esta análise não se obtiveram exatamente os valores da monitorização, no

entanto chegou-se a valores próximos. Nas Tabelas 15, 16 e 17 apresenta-se a confrontação

entre os resultados da análise numérica, os resultados da monitorização e os resultados obtidos

por retroanálise com a teoria da consolidação hidrodinâmica unidimensional.

Tabela 15 - Assentamentos da fachada principal obtidos através das diferentes análises

Monitorização Retroanálise Plaxis

Assentamentos da fachada principal (cm)

2006 15,8 15,8 13

2010 17,8 17,8 17,5

2015 - 18,3 22

Final da consolidação hidrodinâmica

- 18,5 25

Tabela 16 - Assentamentos da fachada do tardoz obtidos através das diferentes análises

Monitorização Retroanálise Plaxis

Assentamentos da fachada do tardoz (cm)

2010 8,3 8 7

2015 - 9 8

Final da consolidação hidrodinâmica

- 11 9

2006

0,13 m

2010

0,07 m 0,08 m

0,22 m

Uy (m)

Tempo (dia) 2015

Fachada

principal

Fachada

do

tardoz

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Tabela 17 – Assentamento diferencial

Monitorização Retroanálise Plaxis

Assentamento diferencial (cm)

2010 9,5 9,8 10,5

2015 - 9,3 14

Final da consolidação hidrodinâmica

- 7,2 16

Verifica-se alguma disparidade entre os valores obtidos nas diferentes análises, no entanto é

unânime que a consolidação hidrodinâmica está atualmente numa fase avançada e que o

assentamento diferencial não irá, nas condições atuais, aumentar de forma relevante.

A diferença entre os resultados espelha também a falta de informação com que se trabalhou

nestes modelos. Para uma análise mais precisa seria importante aceder a mais informação sobre

os parâmetros geológicos/geotécnicos do solo de fundação, nomeadamente da camada

aluvionar, assim como da geometria do perfil geotécnico. O facto de uma análise ser

unidimensional e a outra bidimensional também pode justificar a disparidade entre os valores.

5.7. Solução de reforço proposta Neste ponto foi dimensionada uma solução de reforço das fundações do edifício em estudo. Os

elementos que constituem esta solução são microestacas cuja função é transferir as cargas

provenientes do edifício a um substrato de solo mais profundo e competente, os maciços de

encabeçamento para transferir as cargas da superestrutura para as microestacas, vigas de

fundação para absorver os momentos gerados pelas microestacas e barras do tipo Gewi com a

finalidade de optimizar a ligação entre as fundações existentes e os maciços de encabeçamento.

No Anexo IV está representado o desenho em planta e corte desta solução.

5.7.1. Caraterização das microestacas

As microestacas foram definidas de acordo com os critérios de dimensionamento descritos no

ponto 4.1. Como tal primeiramente foi definida a secção, verificando que os esforços axiais

atuantes (Nsd) são inferiores aos esforços axiais resistentes (Nrd).

Para determinação da secção das microestacas majoraram-se as cargas permanentes de 1.35

e as sobrecargas de 1.5, tal como se pode verificar na equação seguinte.

𝑃𝑠𝑑 = 1,35 × (5 + 3) + 1,5 × 2 = 13,80𝑘𝑁

𝑚2/𝑝𝑖𝑠𝑜

Considerando os oito pisos do edifício tem-se:

𝑃𝑠𝑑 = 13,80 × 8 = 110,4 𝑘𝑁/𝑚2

Com base nesta carga definiu-se a secção das microsestacas que se apresenta na Tabela 18.

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73

Tabela 18 - Dimensionamento das microestacas

Microestaca Área de influência (m2) Psd (kN) Secção

M1 3,5 386,4 ∅73x5,5 mm

M2 6,5 772,8 ∅73x7,5 mm

M3 6,5 772,8 ∅73x7,5 mm

M4 6,5 772,8 ∅73x7,5 mm

M5 1,7 300,3 ∅73x5,5 mm

M6 4,08 412,9 ∅73x5,5 mm

M7 1,02 112,6 ∅73x5,5 mm

M8 1,02 112,6 ∅73x5,5 mm

Seguidamente é determinado o comprimento de selagem. Definiu-se que a selagem será feita

na camada ZG3B, da qual se conhecem as caraterísticas geológicas/geotécnicas representadas

na Tabela 19.

Tabela 19 - Caraterísticas geológicas/geotécnicas da camada ZG3B

Qd (MPa) 𝜑′ (º) E’ (MPa) ϒ (kN/m3) Ks (m/s)

ZG3 >30 38 80 20 1,00E-6

De acordo com a bibliografia [29] verifica-se que a camada ZG3B apresenta as caraterísticas de

uma areia compacta, a que corresponde um valor de NSPT próximo de 30. Este valor foi utilizado

no ábaco para areias e seixos da Figura 40, para determinação da tensão tangencial (𝜏𝑐−𝑠) entre

o solo e a calda. Considerando o sistema IRS obtém-se assim um valor da tensão tangencial de

250 kPa.

Através da equação (2) determinaram-se os comprimentos de selagem. Os valores assumidos

nesta equação foram:

FS=2,0

𝛼=1,45

∅=0,15

𝜏𝑐−𝑠=250 kPa

Uma vez que se utilizou o fator de segurança global (FS), utilizaram-se as cargas não majoradas.

Os valores dos comprimentos de selagem adotados são apresentados na Tabela 20.

Tabela 20 - Comprimentos de selagem das microestacas

Microestaca Ls (m)

M1 4,0

M2 7,0

M3 7,0

M4 7,0

M5 4,0

M6 4,0

M7 4,0

M8 4,0

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74

5.7.2. Introdução das microestacas no modelo no Plaxis

Foram introduzidas as microestacas definidas anteriormente, no modelo desenvolvido no

programa Plaxis no ponto 5.6. Pretende-se verificar quais os assentamentos no edifício se,

inicialmente, tivessem sido introduzidas as microestacas no sistema de fundações.

Para dimensionar o comprimento livre das microestacas utilizou-se o comando node to node

anchor, considerando um comportamento axial, e para dimensionar o bolbo de selagem utilizou-

se o comando embedded pile row. Este último comando é normalmente utilizado em estacas e

neste caso foi adaptado às microestacas considerando a resistência lateral predominante e a

resistência de ponta muito pequena.

Na Figura 60 verifica-se que introduzindo as microestacas o assentamento máximo na fachada

principal é cerca de 1,2 cm e na fachada do tardoz é de cerca de 0,2 cm. Desta forma pode

constatar-se que teria sido vantajoso a introdução das microestacas desde raiz, evitando o

desempenho inadequando do sistema de fundações.

Figura 48 – Assentamentos do edifício com a introdução das microestacas no sistema de fundações

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6. Análise de custos

Pretende-se analisar os custos associados ao sistema de fundações existente no edifício em

estudo juntamente com a solução de reforço proposta, por forma a comparar com a situação em

que as microestacas seriam introduzidas na solução de fundações inicialmente.

Tal como foi descrito no ponto 5.3 a solução projetada para as fundações foi uma laje de

ensoleiramento vigada com 0,35 m de espessura com vigas de 1,20x0,60 m de seção.

Para esta solução estimaram-se os custos apresentados na seguinte tabela:

Tabela 21 – Custos associados às fundações existentes no edifício em estudo

Volume (m3) Valor unitário/m3 (€) Valor parcial (€)

Vigas de fundação 210,384 400 84.153,6

Laje de fundação 132,745 400 53.097,8

Total 137.251,4

Total/m2 361,9€

Para o reforço das fundações existentes com microestacas estimam-se os seguintes custos

apresentados na Tabela 22.

Tabela 22 - Custos associados à execução de reforço das fundações proposto

(m3) Valor unitário/m3 (€) Valor parcial (€)

Maciços de encabeçamento (h=0,8m) 44,592 400 17.836,8

Vigas a executar (h=0,8m) 21,152 400 8.460,8

Unidades Comprimento unitário médio (m)

Comprimento total (m)

Valor unitário/m (€)

Valor parcial (€)

Microestacas ᶲ88,9x9,5 mm API-5A N80

87 15 1305 80,0 104.400,0

Barras tipo Gewi ᶲ32 mm

35 1,0 34,5 60,0 2.070,0

Total 132.767,6 €

Total/m2 350,1 €

Através desta análise verifica-se que o reforço das fundações é tão dispendioso quanto a solução

de fundações existente. Este custo poderá ainda aumentar se forem adicionados macacos

hidráulicos para elevar o edifício.

Verifica-se assim que teria sido bastante mais económico executar as microestacas desde raiz,

mesmo que investindo na prospeção do solo para detetar essa necessidade. Também nesse

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76

caso o rendimento da execução das microestacas seria maior uma vez que haveria mais

espaço e mobilidade para os equipamentos.

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77

7. Conclusões 7.1. Considerações finais

Neste trabalho verificou-se que o mau desempenho das fundações de um edifício pode

comprometer a utilização e numa última instância, a segurança do mesmo. Foram enunciadas

diferentes causas que podem afetar o comportamento do sistema de fundações e salienta-se a

importância do reconhecimento geológico/geotécnico por forma a evitar a concepção de um

projeto inadequado e consequentemente anomalias no edifício. O reconhecimento do solo deve

ser encarado como um investimento e não como um custo uma vez que a sua realização diminui

a possibilidade de vir a ser necessário executar reforços nas fundações, que se podem tornar

mais dispendiosos e causar transtorno aos utilizadores do edifício. Perante a existência de um

comportamento deficiente do sistema de fundações de um edifício é necessário inspeccioná-lo

com o intuito de detetar a origem das anomalias. Esta avaliação é de extrema importância e deve

ser feita com a maior precisão possível uma vez que a deteção das causas das anomalias

permite uma intervenção mais adequada e eficaz.

As técnicas de reforço de fundações são hoje em dia bastante desenvolvidas e com uma vasta

aplicabilidade, não só em situações de mau desempenho do sistema de fundações como

também nos casos em que existem alterações nas estruturas ou na sua envolvente. Podem

passar pela desativação da fundação existente ou reforço da mesma. É possível ainda optar pelo

reforço do solo de fundação, melhorando a sua resistência e deformabilidade.

Nos casos em que os edifícios apresentam patologias provenientes de um comportamento

inadequado do sistema de fundações, os reforços devem adequar-se ao tipo de fundações e às

patologias existentes. De entre os vários tipos de reforços de fundações destacam-se as

microestacas e o jet grouting pela sua versatilidade.

As microestacas por produzirem poucas vibrações e perturbações no solo podem ser uma boa

solução de reforço em edifícios. O jet grouting é uma técnica de melhoramento do solo que é

aplicável a uma vasta gama de solos, no entanto comparativamento com as microestacas exige

um maior nível de monitorização devido às elevedas pressões dos jatos, por forma a não criar

deformações à superfície do solo.

No caso do edifício em estudo verificou-se que a solução de fundações existente não era

adequada ao solo de fundação. No entanto através da prospeção do solo teria sido possível

identificar que a camada de aluvião tem espessura variável e que, com a solução de fundações

que foi projetada, existeriam comportamentos indesejados no edifício. Não há certeza de que o

edifício adjacente e os outros edifícios nas proximidades estejam sobre fundações superficiais

no entanto é possível que assim seja e que o solo nessas zonas não tenha esta particularidade

e seja apenas uma singularidade existente na zona do edifício em estudo. Pode concluir-se com

este caso que a experiência dos edifícios vizinhos pode ser uma referência mas não deve ser

tomada como verdade absoluta.

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Verificou-se com a realização da análise de custos que teria sido mais económico executar as

microestacas desde raiz, mesmo com o investimento nos ensaios de prospeção, do que realizar

um reforço das fundações à posteriori.

É de notar que existe pretensão de se construir um edifício no lote vazio, adjacente ao edifício

em estudo. Nesta situação é de extrema importância que o edifício a construir seja fundado com

fundações indirectas, de modo a não introduzir qualquer fenómeno de consolidação no solo

aluvionar.

7.2. Desenvolvimentos futuros

Por fim, por forma a completar o estudo desenvolvido, são sugeridos alguns aspetos a desenvolver

futuramente:

Análise sísmica do edifício em estudo nas condições atuais e após executado o reforço das

fundações;

Simulação da construção de um edifício “equivalente” ao edifício em estudo, no lote vazio e análise

dos assentamentos ao longo do tempo de ambos os edifícios. Sugere-se a simulação da

construção do novo edifício com fundações diretas e outra solução com fundações indiretas e

comparação de ambas as situações;

Realização de um estudo mais preciso das caraterísticas do solo por forma a possibilitar uma

melhor aproximação dos seus parâmetros e assim desenvolver um modelo constitutivo do solo

mais próximo da realidade.

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i

Anexos

Anexo I - Retroanálise para obtenção dos parâmetros Cc e e0 da camada de solo de

fundação ZG2

Dados obtidos no estudo de retroanálise

cc 0,92

cs 0,092

e0 0,8

𝜎𝑖′ (kN/m2) 54

𝜎𝑓′ (kN/m2) 75,4

∆𝑙𝑜𝑔𝜎′ 0,145

∆𝑒 -0,13

Obtenção do valor de cv - fachada principal

∆ℎ∞ (m) 0,185

∆ℎ2006 (m) 0,156

Hi/2(m) 2,5

𝑈 (2006) 0,84

Tv 0,66

Cv (m2/s) 3,294E-08

Assentamento da fachada principal ao longo do tempo

Ano Tv 𝑈 ∆h (m)

2002 0 0 0

2004 0,332407 0,640602 0,118671

2006 0,664814 0,843265 0,156214

2008 0,997221 0,928354 0,171977

2010 1,329628 0,963156 0,178424

2012 1,662035 0,978633 0,181291

2014 1,994442 0,986268 0,182705

2016 2,326849 0,990388 0,183468

2018 2,659257 0,992772 0,18391

2020 2,991664 0,994229 0,18418

2022 3,324071 0,995157 0,184352

2024 3,656478 0,995767 0,184465

2026 3,988885 0,996176 0,184541

2028 4,321292 0,996455 0,184592

2030 4,653699 0,996647 0,184628

2032 4,986106 0,996778 0,184652

2034 5,318513 0,996867 0,184669

2036 5,65092 0,996925 0,184679

2038 5,983327 0,996961 0,184686

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ii

Assentamento da fachada do tardoz ao longo do tempo

Tv Anos 𝑈 ∆h (m)

0 2002 0 0

0,109226 2004 0,372656 0,042801

0,218452 2006 0,52481 0,060277

0,327678 2008 0,636399 0,073093

0,436904 2010 0,722591 0,082993

0,54613 2012 0,789061 0,090627

0,655356 2014 0,839537 0,096425

0,764583 2016 0,877306 0,100763

0,873809 2018 0,905328 0,103981

0,983035 2020 0,926084 0,106365

1,092261 2022 0,941522 0,108138

1,201487 2024 0,953097 0,109467

1,310713 2026 0,961864 0,110474

1,419939 2028 0,968581 0,111246

1,529165 2030 0,973787 0,111844

1,638391 2032 0,977868 0,112313

1,747617 2034 0,981104 0,112684

1,856843 2038 0,983695 0,112982

Obtenção do valor de cv - fachada do tardoz

∆ℎ∞ (m) 0,115

∆ℎ2010 (m) 0,083

Hi/2(m) 1,55

𝑈 (2010) 0,72

Tv 0,44

Cv (m2/s) 4,161E-09

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iii

Anexo II – Planta do edifício em estudo e corte esquemático do solo de fundação

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A

B

C

D

E

F

1 2 3 4 5 6 7 8

Edifício adjacente

8 piso elevados +

1

2

cave

(A confirmar)

Vigas de fundação existentes

(1,20 x 0,60 m2)

Pilar

Via Pública

Lote vago

A A'

Escala 1:200

LEGENDA:

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Edifício em estudo

ZG2

ZG1

ZG3a

ZG3b

5

3,4

Corte AA'

?

?

?

(Escala 1:200)

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iv

Anexo III – Cálculos para obtenção das características mecânicas dos plates

utilizados na modelação

Cálculo da espessura equivalente do sistema de fundação (laje de fundação e vigas de

fundação)

Espessura da laje de fundação = 0,25 m

Espessura das vigas de fundação = 0,6 m

Comprimento da laje de fundação = 4 m

Comprimento da viga de fundação = 1,2 m

Comprimento total = 5,2 m

𝑒𝑒𝑞𝑢𝑖𝑣𝑎𝑙𝑒𝑛𝑡𝑒 =0,25 × 4 + 0,6 × 1,2

5,2= 0,47 𝑚

Cálculo das características mecânicas dos elementos de fundação

A = 0,47 m2

I = 0,00861 m4/m

E= 30 000 000 kN/m2

EA = 14076923 kN/m

EI = 258285,2 kNm2/m

w = 25 x 0,47 x 1 = 11,73 kN/m2

Cálculo das caraterísticas mecânicas das paredes de contenção

Espessura das paredes de contenção = 0,30 m

A = 0,30 m2

I = 0,00225 m4/m

E= 30 000 000 kN/m2

EA = 9 000 000 kN/m

EI = 67500 kNm2/m

w = 25 x 0,3 x 1 = 7,5 kN/m2

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v

Anexo IV – Desenho em planta da solução de reforço proposta

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A

D

2

B

C

6

E

F

81

Edifício adjacente

8 piso elevados +

1

2

cave

(A confirmar)

3 4 5

Pilar

7

Vigas de fundação existentes

(1,20 x 0,60 m2)

Barras tipo GEWI,

ou equivalente, Ø32mm

Maciço de encabeçamento

Zona de forro do pilar

Vigas de fundação a executar

(0,8 x 0,4 m2)

Micrestaca Ø 73X7,5 mm

API-5A N80

LEGENDA:

Via Pública

Lote vago

Escala 1:200