Contenção periférica – Parede moldada e Estacas moldadas

Contenção Periférica e Fundações por Estacas

Moldadas

Edifício Metropolis – Campo Grande, Lisboa

Sérgio Furtado Mil-Homens

Dissertação para obtenção do Grau de Mestre em

Engenharia Civil

Júri

Presidente: Prof. Doutor Jaime Alberto dos Santos

Orientador: Prof. Alexandre da Luz Pinto

Vogal: Prof. Doutor Rui Pedro Carrilho Gomes

Junho de 2012

Resumo

Como consequência do crescimento do espaço urbano subterrâneo e execução de contenções

periféricas, é por vezes verificado problemas para as edificações e infra-estruturas adjacentes

que podem passar por perdas de funcionalidade e consequentemente riscos de segurança e

económicos.

Os objectivos nesta dissertação passaram pela análise das situações construtivas em obra,

com o acompanhamento exaustivo de todos os tipos de trabalhos e processos de execução

relacionados com fundações e geotecnia em obra.

A obra apresentada é a nova sede da ZON Multimédia no Campo Grande, em Lisboa.

Continuando, de entre os objectivos da dissertação pontuava-se obter noções de direcção de

obra, interiorizar as funções executadas pelo Engenheiro em obra e, a sua complementaridade

com os encarregados e as subempreitadas, ou seja, a gestão de empreitada.

Outro ponto bastante focado na dissertação é a orçamentação de obra, com noções, do

rendimento dos vários trabalhos executados e a mescla entre as várias componentes de mão-

de-obra, equipamentos e materiais.

Os principais trabalhos realizados em obra foram a contenção periférica com recurso a parede

moldada e a fundação indirecta dos edifícios por estacas moldadas. A escavação da obra

realizou-se fundamentalmente com recurso à tecnologia de „top down‟, embora haja uma zona

de obra com recurso a ancoragens. Realizaram-se ainda trabalhos de instrumentação e micro

estacas de fundação de uma grua.

Palavras-chave: orçamentação de obra, direcção de obra, parede moldada, estacas moldadas,

ancoragens provisórias, instrumentação

Abstract

As a result of the growth of urban underground sometimes occurred problems on buildings and

nearby infrastructures. That can result in loss of functionality and therefore economic and

security risks.

The objectives of this dissertation are the analysis of the site main issues, including the

exhaustive monitoring of all types of works and implementation processes related to

geotechnical works.

The work presented is the new headquarters of ZON Multimedia in Campo Grande, Lisbon.

Further, the aim of this dissertation was also the construction management, pointing out the

functions performed by the engineer on site, and its complementarities with commissioners and

subcontractors.

Also important was the analysis of the performance of the various works carried out and

focused on various components of manpower, equipment and materials.

The main works carried out were peripheral earth retaining solution with resource to diaphragm

wall and the indirect foundation of the building with bored piles. The excavation works were

performed using the technology of „top down‟, though there is a zone of work with resource to

temporary anchors. There were also work regarding instrumentation and micro piles for

foundation of a crane.

Keywords: project budget, construction management, diaphragm wall, bored piles, temporary

ground anchors, instrumentation, micro piles

Agradecimentos

Primeiro que tudo, gostaria de agradecer o contributo importantíssimo prestado pelos meus

pais, Sílvia e Miguel, ao longo de toda a minha vida, com quem sempre tive uma relação

impecável e insubstituível, este curso é dedicado a eles. Agradecer também ao meu irmão

André, que também esteve sempre presente na minha vida.

Um agradecimento muito especial aos decanos da minha família, os meus avós Ercília, Amélia

e Francisco, pelo seu forte e constante apoio prestado, sendo ainda contínua a aprendizagem

deles conseguida.

Agradeço por fim à restante família, são todos eles indefectíveis.

Uma menção muito honrosa para os meus amigos, que foram sempre solícitos em termos de

ajuda, e que me deram sempre mais do que eu lhes dei.

Ao nível da dissertação, quero começar por agradecer a ajuda do meu orientador Alexandre

Pinto, que se mostrou sempre disponível na execução e mostrou compreensão na velocidade

irregular com que esta decorreu.

A execução desta dissertação não teria sido possível sem a ajuda da Mota-Engil que se

mostrou disponível para que eu realizasse um estágio e consequentemente a dissertação.

Agradecimentos por todos os conhecimentos nela adquiridos e pelos poucos entraves

colocados na execução da dissertação. Destacar na Mota-Engil, os Sr. Manuel Alves e Sr.

Mário Simões, encarregados de estacas e de parede moldada, respectivamente. Agradecer ao

Director de Obra Dr. Gonçalo Leitão e ao Dr. Domingos Ndeque, responsável pela

instrumentação. Por fim, agradecer ao Dono de Obra, a empresa Multidevelopment.

Índice 1.Introdução ................................................................................................................................... 1

2.Gestão e direcção de obra ......................................................................................................... 3

2.1 Controlo de execução da obra ............................................................................................ 5

2.2 Controlo económico e financeiro ......................................................................................... 6

2.3 Controlo do tempo e planeamento ...................................................................................... 6

2.4 Controlo de qualidade ......................................................................................................... 7

2.5 Facturação........................................................................................................................... 8

3.Descrição da obra estudada ...................................................................................................... 9

3.1 Condicionamentos ............................................................................................................. 10

3.1.1 Condicionamentos geológicos – geotécnicos ............................................................ 10

3.1.2 Condicionamentos hidrogeológicos ........................................................................... 11

3.1.3 Condicionamentos relativos a condições de vizinhança ............................................ 11

3.2 Solução adoptada ............................................................................................................. 13

3.3 Zonamento das soluções .................................................................................................. 13

3.3.1 Zonas tipo A1, A2 e A5 .............................................................................................. 13

3.3.2 Zona tipo TD1 („top down‟) – Zona Norte ................................................................... 15

3.3.3 Zona tipo TD2- Zona Este .......................................................................................... 16

3.3.4 Zona Tipo TD3 – Zona Sul ......................................................................................... 16

3.3.5 Zona tipo A3 e A4 – lado Oeste ................................................................................. 17

3.4 Concepção estrutural do edifício ....................................................................................... 19

3.4.1 Generalidades ............................................................................................................ 19

3.4.2 Fundações e contenção periférica ............................................................................. 19

3.4.3 Laje térrea .................................................................................................................. 19

3.4.4 Elementos relativos a estruturas e infra-estruturas vizinhas ..................................... 20

3.4.5 Fases de trabalho e modo de execução .................................................................... 20

4.Movimentos associados a escavações suportadas por estruturas de contenção flexíveis ..... 22

4.1 Factores à parte da escavação que podem afectar os movimentos ................................ 22

4.2 Alterações das condições de água no solo ....................................................................... 22

4.3 Construção da cortina ....................................................................................................... 23

4.4 Relações entre os deslocamentos da parede da retenção e da superfície do terreno .... 24

4.5 Influência das características do maciço nos movimentos associados à escavação....... 25

4.5.1 O estado de tensão inicial .......................................................................................... 25

4.5.2 Resistência e deformabilidade do maciço .................................................................. 25

4.6 As duas componentes dos movimentos associados à escavação ................................... 26

4.6.1 Os deslocamentos da cortina acima do nível de escavação ..................................... 26

4.6.1.1 Sequência do processo construtivo. Mão-de-obra.............................................. 26

4.6.1.2 O pré-esforço dos elementos de apoio da cortina .............................................. 27

4.6.2 Os deslocamentos da cortina abaixo do nível de escavação .................................... 28

4.7 Sistemas de contenção de grande rigidez ........................................................................ 29

5.Estacas moldadas de fundação com fluido estabilizador ........................................................ 30

5.1 Rendimentos médios dos vários trabalhos de fundações ................................................ 30

5.2 Nota prévia dos trabalhos de estacas ............................................................................... 30

5.3 Descrição........................................................................................................................... 31

5.4 Condições geológicas ....................................................................................................... 31

5.5 Recursos ........................................................................................................................... 32

5.5.1 Equipamentos e ferramentas ..................................................................................... 32

5.5.2 Materiais ..................................................................................................................... 32

5.5.3 Mão-de-obra ............................................................................................................... 34

5.6 Processo de execução ...................................................................................................... 34

5.6.1 Implantação ................................................................................................................ 34

5.6.2 Posicionamento .......................................................................................................... 35

5.6.3 Furação ...................................................................................................................... 35

5.6.4 Colocação da armadura ............................................................................................. 37

5.6.5 Instalação da coluna de betonagem .......................................................................... 38

5.6.6 Betonagem ................................................................................................................. 38

5.6.7 Montagem do pilar ...................................................................................................... 41

5.6.8 Corte e encabeçamento das estacas ......................................................................... 42

Esquema de plano de controlo executado em obra ............................................................ 43

5.6.9 Registo ....................................................................................................................... 44

5.7 Ensaios cross-hole ............................................................................................................ 45

Custos dos ensaios ......................................................................................................... 45

5.8 Custos das estacas moldadas .......................................................................................... 45

5.9 Comentário aos trabalhos de estacas ............................................................................... 46

6.Contenção periférica - Parede Moldada .................................................................................. 47

6.1 Apontamentos teóricos sobre paredes moldadas ............................................................. 47

6.1.1 Aplicação das paredes moldadas .............................................................................. 47

6.1.2 Processo construtivo .................................................................................................. 49

6.1.3 Implantação em obra .............................................................................................. 50

6.1.4 Muros-guia .............................................................................................................. 50

6.1.5 Preparação e regeneração de lamas ..................................................................... 51

6.1.6 Furação dos painéis ............................................................................................... 53

6.1.7 Sistemas de escavação por baldes de maxilas ..................................................... 54

6.1.8 Betonagem ............................................................................................................. 54

6.2 Descrição geral ................................................................................................................. 56

6.3 Recursos ........................................................................................................................... 57

6.3.1 Equipamentos e ferramentas ................................................................................. 57

6.3.2 Materiais ................................................................................................................. 57

6.3.3 Fluido estabilizador (lamas bentoníticas) ............................................................... 59

6.3.4 Mão-de-obra ........................................................................................................... 59

6.4 Processo de execução implementado .............................................................................. 59

6.4.1 Implantação ............................................................................................................ 59

6.4.2 Execução dos muros guia ...................................................................................... 60

6.4.3 Escavação .............................................................................................................. 60

6.4.4 Colocação da armadura ......................................................................................... 60

6.4.5 Instalação da coluna de betonagem ...................................................................... 60

6.4.6 Betonagem e curvas de betonagem ...................................................................... 60

6.5 Custos das paredes moldadas .......................................................................................... 66

6.5.1 Custos unitários dos painéis de paredes moldadas de contenção ............................ 66

6.5.2 Custos unitários das lamas bentoniticas a deixar na furação (inclui sobre consumos

de lamas) das barretas estruturais ...................................................................................... 66

7.Ancoragens provisórias injectadas com pressão. Furação com trado .................................... 67

7.1 Descrição geral ................................................................................................................. 68

7.2 Recursos ........................................................................................................................... 68

7.2.1 Equipamento e ferramentas ....................................................................................... 68

7.2.2 Materiais ..................................................................................................................... 69

7.2.3 Mão-de-obra ............................................................................................................... 69


7.3.1 Implantação ................................................................................................................ 70

7.3.2 Posicionamento .......................................................................................................... 70

7.3.3 Furação ...................................................................................................................... 70


7.3.5 Injecção ...................................................................................................................... 72

7.3.6 Fabrico da calda ..................................................................................................... 72

7.3.7 Injecção primária .................................................................................................... 73

7.3.8 Injecções repetidas (injecções por multi-válvulas) ................................................. 74

7.3.9 Tensionamento ........................................................................................................... 75

7.4 Ensaios prévios ................................................................................................................. 77

7.5 Algumas notas importantes sobre ancoragens, o seu processo construtivo e

particularidades surgidas em obra no âmbito destes trabalhos .............................................. 78

7.5.1 Lavagem / Impermeabilização do furo ................................................................... 78

7.5.2 Durações dos vários processos ............................................................................. 80

7.5.3 Descrição detalhada dos ensaios de recepção das ancoragens e exemplos ....... 80

7.6 Custos dos trabalhos de ancoragens provisórias ............................................................. 86

8.Microestacas de fundação – Injectadas com pressão ............................................................. 87

8.1 Descrição geral ................................................................................................................. 87

8.2 Condições geológicas ....................................................................................................... 87

8.3 Recursos ........................................................................................................................... 87

8.3.1 Equipamentos e ferramentas ..................................................................................... 87

8.3.2 Materiais ..................................................................................................................... 88

8.3.3 Mão-de-obra ............................................................................................................... 88


8.4.1 Implantação ................................................................................................................ 89

8.4.2 Posicionamento .......................................................................................................... 89

8.4.3 Furação ...................................................................................................................... 89


8.4.5 Injecção ...................................................................................................................... 89

8.4.5.1 Fabrico da calda .................................................................................................. 89

8.4.5.2 Injecção primária ................................................................................................. 89

8.4.5.3 Injecções repetidas ............................................................................................. 90

8.5 Custos unitários das micro estacas .................................................................................. 91

9.Plano de instrumentação e observação ................................................................................... 92

9.1 Dispositivos e observação ................................................................................................. 93

9.2 Instrumentação .................................................................................................................. 94

9.2.1 Instrumentação da parede moldada (processo executado por empresa externa à

Mota-Engil) .......................................................................................................................... 94

9.2.2 Instrumentação dos terrenos envolventes à escavação ............................................ 94

9.2.3 Instrumentação das estruturas adjacentes à escavação (processo executado por

empresa externa à Mota-Engil) ........................................................................................... 94

9.3 Observações ao plano de instrumentação e observação ................................................. 95

9.4 Instrumentos analisados ................................................................................................... 96

9.4.1 Inclinómetros verticais ................................................................................................ 96

9.4.2 Células de carga ........................................................................................................ 97

9.4.3 Piezómetros................................................................................................................ 97

9.5 Instalação dos equipamentos............................................................................................ 98

9.5.1 Equipamento e materiais ............................................................................................ 98

9.5.2 Mão-de-obra ............................................................................................................... 98

9.6 Processos de execução .................................................................................................... 98

9.6.1 Inclinómetros verticais / processo de execução ......................................................... 98

9.6.2 Furação com trado ................................................................................................. 99

9.6.3 Instalação da calha ................................................................................................ 99

9.6.4 Selagem ................................................................................................................. 99

Fabrico da calda .......................................................................................................... 99

Selagem .................................................................................................................... 100

9.6.5 Células de carga ...................................................................................................... 100

9.6.6 Piezómetros.............................................................................................................. 100

9.6.7 Alvos topográficos .................................................................................................... 101

9.6.8 Prismas topográficos ................................................................................................ 102

9.6.9 Marcas de nivelamento ............................................................................................ 102

9.6.10 Marcas de superfície .............................................................................................. 102

9.7 Inspecção prévia ............................................................................................................. 102

9.8 Leitura dos equipamentos instalados .............................................................................. 102

9.8.1 Equipamento ............................................................................................................ 102

9.8.2 Processos de execução de leitura ........................................................................... 103

9.8.2.1 Inclinómetros verticais ....................................................................................... 103

9.8.2.2 Células de carga ............................................................................................... 104

9.8.2.3 Piezómetros....................................................................................................... 105

9.8.3 Periodicidade das leituras ........................................................................................ 106

9.8.4 Níveis da alerta ........................................................................................................ 106

9.9 Resultados da instrumentação ........................................................................................ 108

10.Considerações finais ............................................................................................................ 116

10.1 Introdução...................................................................................................................... 116

10.2 Desenvolvimentos futuros ............................................................................................. 118

11.Bibliografia ............................................................................................................................ 119

12.Anexos .................................................................................................................................. 121

Índice de tabelas

Tabela 1 – Quadro resumo do zonamento geotécnico ............................................................... 11

Tabela 2 – Controlo de qualidade de estacas moldadas ............................................................ 43

Tabela 3 – Valores de sobreconsumos de betão, em função de cada barreta .......................... 63

Tabela 4 – Quadro resumo das ancoragens executadas ........................................................... 68

Tabela 5 – Procedimento dos ensaios prévios das ancoragens ................................................ 77

Tabela 6 – Equipamento usado na instrumentação de obra ...................................................... 96

Tabela 7 – Deslocamentos admissíveis, em mm do inclinómetro vertical 1 ............................ 106

Tabela 8 – Deslocamentos admissíveis, em mm do inclinómetro vertical 2 ............................ 106

Tabela 9 – Deslocamentos admissíveis, em mm dos inclinómetros verticais 3, 4, 5 e 6 ......... 107

Tabela 10 – Deslocamentos admissíveis, em mm do inclinómetro vertical ............................. 107

Tabela 11 – Deslocamentos admissíveis, em mm dos inclinómetros verticais 8 e 9 ............... 107

Tabela 12 – Deslocamentos admissíveis, em mm do inclinómetro vertical 10 ........................ 107

Índice de figuras

Figura 1 – Planta geral da contenção periférica com definição do zonamento (A – ancoragens,

TD- top down) ................................................................................................................................ 2

Figura 2 – Alçado da estrutura (14/6/2012) .................................................................................. 9

Figura 3 – Condicionante em obra da Estação de Metro adjacente (23/07/2012) ..................... 12

Figura 4 – Zona de escavação sem recurso a lajes de „top down‟ (09/08/2012) ....................... 14

Figura 5 – Zona „Top Down’, junto ao viaduto do Metropolitano (25/07/2012) ........................... 17

Figura 6 – Zona TD3, junto à Avenida Padre Cruz (23/09/2012) ............................................... 18

Figura 7 – Descrição das fases de betonagem da laje do piso -1, tecnologia „top down‟ .......... 21

Figura 8 – Equipamento de furação Soilmec SR 60 ................................................................... 31

Figura 9 – Implantação das estacas moldadas em obra ............................................................ 35

Figura 10 – Pormenor da armadura de estaca ........................................................................... 37

Figura 11 – Furação para estaca ................................................................................................ 37

Figura 12 – Fim da betonagem da estaca .................................................................................. 37

Figura 13 – Colocação do centralizador metálico para posterior colocação de pilar definitivo .. 37

Figura 14 – Pormenor dos trados utilizados na furação e aspecto final da estaca-pilar ............ 39

Figura 15 – Colocação de pilar na estaca ................................................................................... 39

Figura 16 – Tubos trémie e tremonha ......................................................................................... 39

Figura 17 – Curva de betonagem da estaca nº27 ...................................................................... 40

Figura 18 – Pormenor do perfil UNP no topo do pilar ................................................................. 41

Figura 19 – Saneamento do topo da estaca para execução do maciço ..................................... 42

Figura 20 – Ficha de registo das estacas ................................................................................... 44

Figura 21 – Execução do pré-furo em barretas individuais de fundação.................................... 49

Figura 22 – Execução do muro-guia para guiamento da ferramenta de escavação .................. 50

Figura 23 – Escavação do terreno com recurso a balde de maxilas .......................................... 50

Figura 24 – Betonagem do painel de parede moldada ............................................................... 50

Figura 25 – Execução da viga de coroamento ............................................................................ 50

Figura 26 – Reciclagem das lamas bentoníticas ........................................................................ 53

Figura 27 – Preenchimento de ficha de controlo das lamas bentoníticas .................................. 53

Figura 28 – Tanque de armazenamento das lamas ................................................................... 53

Figura 29 – Equipamento de ensaio das lamas .......................................................................... 53

Figura 30 – Grua de elevação e equipamento de escavação (balde de maxilas) ...................... 54

Figura 31 – Barreta de fecho (17m de altura e 8m de ficha) ...................................................... 58

Figura 32 – Curva de betonagem da barreta nº44 ...................................................................... 62

Figura 33 – Curva de betonagem da barreta nº46 ...................................................................... 62

Figura 34 – Execução de carote na parede para posterior furação da ancoragem ................... 67

Figura 35 – Realização da furação da ancoragem ..................................................................... 67

Figura 36 – Colocação da ancoragem no furo ............................................................................ 67

Figura 37 – Aspecto da ancoragem previamente à execução da selagem ................................ 67

Figura 38 – Equipamento de furação Klemm .............................................................................. 71

Figura 39 – Limpeza dos tubos de reinjecção com água, para posterior utilização ................... 71

Figura 40 – Reinjecção de uma ancoragem ............................................................................... 71

Figura 41 – Aspecto Equipamento de reinjecção – agitador e misturador ................................. 71

Figura 42 – Nivelamento do equipamento de furação para a inclinação da ancoragem............ 73

Figura 43 – Pormenores dos tubos dos cabos de pré-esforço, selagem e reinjecção ............... 73

Figura 44 – Ancoragens na Zona A3 e A4 – lado Oeste ............................................................ 73

Figura 45 – Ancoragem posteriormente à colocação da cabeça de ancoragem (antes do puxe)

..................................................................................................................................................... 73

Figura 46 – Esquema tipo das ancoragens usadas .................................................................... 74

Figura 47 – Ficha de controlo das ancoragens – ensaio de recepção ....................................... 76

Figura 48 – Bomba hidráulica para puxe dos cabos de pré-esforço das ancoragens................ 81

Figura 49 – Ficha de controlo das caldas de cimento a usar nas ancoragens ........................... 81

Figura 50 – Ciclo de carga de ancoragem de 400 KN durante o ensaio de recepção da mesma

..................................................................................................................................................... 83

Figura 51 – Ciclo de blocagem de ancoragem de 400 KN ......................................................... 84

Figura 52 – Esquema de execução de microestacas injectadas com pressão .......................... 91

Figura 53 – Alvo topográfico ....................................................................................................... 95

Figura 54 – Campanha de leituras de inclinómetro vertical ........................................................ 97

Figura 55 – Célula de carga de ancoragem (leitura manométrica) ............................................. 97

Figura 56 – Nova campanha de leituras dos inclinómetros ........................................................ 99

Figura 57 – Esquema tipo de um piezómetro de tubo aberto ................................................... 101

Figura 58 – Variação de carga, em KN, da célula de carga 1, ao longo do tempo .................. 105

Figura 59 – Variação da cota de nível de água no piezómetro 5, em metros, ao longo do tempo

................................................................................................................................................... 105

Figura 60 – Perfil de deslocamentos horizontais da cortina de contenção, inclinómetro 1, na

zona A5 (viaduto do Metro). Deslocamentos acumulados e relativos ...................................... 109

Figura 61 - Perfil de deslocamentos horizontais da cortina de contenção, inclinómetro 2, na

zona TD2 (estação de Metro, fora do perímetro da obra). Deslocamentos acumulados e

relativos ..................................................................................................................................... 110


zona TD1 (adjacente á estação, junto à parede moldada). Deslocamentos acumulados e

relativos ..................................................................................................................................... 111


zona TD3 (adjacente á Av. Pe. Cruz, junto à parede moldada). Deslocamentos acumulados e

relativos ..................................................................................................................................... 112

Figura 64 - Perfil de deslocamentos horizontais da cortina de contenção, inclinómetro 10, na

zona A5 (adjacente á Av. Pe. Cruz – lado Oeste). Deslocamentos acumulados e relativos ... 113

Simbologia

γ – Peso volúmico do solo

ϕ‟ – ângulo de atrito interno efectivo

c‟ – coesão efectiva

K – coeficiente de permeabilidade de um terreno

E – módulo de deformabilidade de um terreno

K0 – coeficiente de impulso em repouso

Eu – módulo de deformabilidade não drenado

M – coeficiente adimensional da fórmula de Eu

Cu – resistência não drenada de um terreno

σhf – tensão horizontal do terreno final

σh0 – tensão horizontal de repouso do terreno

σha – tensão horizontal activa do terreno

ϕ – diâmetro

Rm – resistência média de cubo de betão aos 28 dias

Rmin – resistência mínima de cubo de betão aos 28 dias

fck - tensão de cedência do betão característica

TM – tracção máxima no pré-esforço do ensaio prévio de ancoragens

NF – nível freático

1

1.Introdução

A presente dissertação, de nome Caso de Estudo – Contenção periférica e fundações por

estacas moldadas – Edifício Metropolis no Campo Grande foi realizada no âmbito de um

estágio de cerca de 4 meses na Mota-Engil Fundações, entre Julho e Outubro do ano

transacto, onde estive associado na quase totalidade da execução dos trabalhos de fundações.

Desde já, um muito obrigado à empresa por me ter possibilitado esta oportunidade.

A Mota-Engil Fundações funciona, de certa forma, como uma empresa independente dentro da

Mota-Engil Engenharia, trabalhando como subempreiteiro mesmo no caso de obras da Mota-

Engil, possibilitando com isso, que possa realizar obras para as mais variadas empresas a

nível nacional e internacional, não se cingindo só à empresa-mãe.

Os trabalhos ao nível das fundações efectuados foram: paredes moldadas, estacas moldadas,

ancoragens injectadas com pressão, micro estacas de fundação e instrumentação. Esta

dissertação vai-se dividir no capítulo 2 com considerações de direcção de obra, de que modo

se organizava todos os processos em obra a nível burocrático, no capítulo 3, apresentam-se

fundamentos gerais sobre a obra em estudo, com uma segunda parte com o estudo da obra

em si, como decorreu, as particularidades do cenário geológico, as condicionantes ao nível do

espaço e a solução adoptada. No capítulo seguinte, o quarto, apresentam-se fundamentos

teóricos sobre movimentos associados a escavações suportadas por cortinas. Os capítulos

seguintes, fazem a explanação exaustiva dos processos de execução dos trabalhos

geotécnicos, em forma de acompanhamento de obra, tais como a contenção em parede

moldada, a fundação por estacas moldadas, as ancoragens provisórias, entre outros. Os

aspectos mais focados nestes capítulos são os processos e técnicas construtivas, a mão-de-

obra, equipamento e materiais empregues, os seus rendimentos, a orçamentação da obra e as

várias particularidades que surgiram na obra. De entre os objectivos desta tese, pontua-se uma

integração ao ambiente de obra, tendo esta, uma índole mais prática e inteligível. Procurou-se

assim, transmitir noções teóricas ao nível da tecnologia de execução, através do

acompanhamento de obra. Na figura 1 apresenta-se a planta geral da contenção.

2

Figura 1 – Planta geral da contenção periférica com definição do zonamento (A – ancoragens, TD- top down)

3

2.Gestão e direcção de obra

As tarefas do director de obra de Fundações, podiam ser divididas em cerca de 3 tipos: diárias,

semanais e mensais.

Ao nível das tarefas realizadas diariamente contavam-se:

Verificar se os meios de produção (mão de obra, equipamentos e ferramentas) eram

as adequadas ao ritmo de obra e aos trabalhos em curso.

Detectar com antecipação a inexistência de elementos de projecto, em especial na

pormenorização de modo a que não houvesse interrupções de trabalhos por

indefinições.

Detectar a existência de trabalhos a mais a reclamar ao Director de Obra Geral e

posteriormente ao Dono de Obra, através da Fiscalização.

Ter em atenção os factores de segurança, em especial a utilização de equipamentos

de segurança colectiva, principalmente aquando da colocação das armaduras nos

furos de escavação, ao nível das paredes e estacas moldadas.

Estar a par dos incidentes a reclamar ao dono de obra ou a terceiros.

Tomar nota de atrasos por causa do Empreiteiro Geral, também Mota-Engil, que era o

fornecedor dos materiais, ou por causas próprias, por deficiente planeamento, como

exemplo, os atrasos na entrega de cimento para execução das caldas das

ancoragens.

Tomar nota de atrasos por causas alheias, nomeadamente por indefinições do dono

de obra, por trabalhos a mais, por falta de licenças (frequente nesta obra, devido à

multiplicidade de infra-estruturas a desactivar, da Estação de Metro adjacente, na

execução das paredes moldadas).

Como na maioria das empreitadas, as reuniões de coordenação entre todos os intervenientes

decorriam geralmente com uma periodicidade semanal. Eram frequente obter resoluções, de

modo escrito, relativamente a alterações nos projectos ou planeamento e à aprovação de

preços de trabalhos a mais. A fiscalização estava especialmente atenta a questões relativas ao

desenvolvimento dos trabalhos e alterações ao planeamento preconizado.

Os assuntos que o Director de Obra se defrontava semanalmente eram geralmente as

seguintes:

Análise das diferenças entre os valores obtidos para os custos de produção e o

orçamento resultante da reorçamentação.

Ajustar as encomendas de materiais às alterações de projecto e desvios surgidos

em obra.

Verificar as datas de entrega de materiais e equipamentos a aplicar em obra.

4

O Director de Obra Geral tinha de verificar os meios, pessoal e desempenho dos

subempreiteiros nos trabalhos e no cumprimento das normas de segurança.

Controlo da entrada de subempreiteiros em obra, encetando contactos

previamente.

Os dois itens apresentados anteriormente dizem respeito somente ao Director de Obra Geral, e

não ao Director de Obra de Fundações, que pertencia a subempreitada.

Controlo das folhas diárias do trabalho e ao cumprimento dos horários, função esta que

era efectuada pelo encarregado diariamente, e só semanalmente, pelo Director de

Obra.

Controlo da recepção dos materiais, conferência das guias de transporte e devoluções.

Os trabalhos realizados pelo Director de Obra, com periodicidade mensal eram, os abaixo

apresentados:

Apresentação do auto de medição das quantidades realizadas no mês transacto.

O mesmo para o auto dos trabalhos a mais realizados no mês anterior.

Apresentação de revisões de preços provisórias e definitivas.

Facturação após aprovação pela Fiscalização.

O controlo económico da obra era também feito mensalmente, de acordo com (1):

Gastos com a manutenção do estaleiro (embora não frequente, é exemplo, as

máquinas de furação das ancoragens, devido a não ser um equipamento permanente

em obra, poderiam ser afectas a outras obras, e isso, significava diferentes custos, que

tinham de ser facturados de modo distinto).

Os materiais adquiridos e consumidos.

A mão-de-obra utilizada (os trabalhos de ancoragens devido ao seu carácter pontual,

variava muito mensalmente, dependia, em muito do avanço da escavação geral).

A facturação das subempreitadas (respeitante ao director de empreitada geral).

O aluguer de equipamentos, os equipamentos embora sendo da Mota-Engil, pagava-se

um aluguer mensal ao Estaleiro para efeitos de facturação (Custos de amortização).

Conseguia-se assim um maior controlo de custos, com atenção a que as máquinas de

pequeno diâmetro não tinham empreitada permanente e os seus custos tinham de ser

afectos a várias obras.

5

2.1 Controlo de execução da obra

O controlo de produção, citando (1) consistia na comparação dos custos unitários de produção,

nos seus aspectos reais e de orçamento. A comparação devia ser efectuada com o orçamento

realizado em obra, normalmente designado de reorçamento, e não o orçamento que serviu de

base à proposta. Porque a proposta tinha condicionantes de vários factores, tais como a

estratégia comercial, desfasamento entre a proposta e o início de execução da obra, e

eventuais erros na avaliação dos custos.

O controlo da produção era feito através de vários documentos que circulavam em obra:

Guias de remessa – acompanhavam os materiais enviados pelos fornecedores ou

armazém central, e constituíam as provas de que os materiais chegavam à obra e

serviam de base à emissão das facturas. Os materiais entregues em obra eram

conferidos pelo apontador para averiguar se estariam de acordo com as

quantidades e qualidade preconizadas em projecto. As guias de remessas mais

comuns, ao nível dos trabalhos de fundações, eram as de betão.

Balancetes – consistiam no resumo das despesas mensais organizadas por tipo de

recurso (mão de obra, materiais e equipamentos, subempreiteiros).

Controlo das quantidades executadas – são as medições dos trabalhos executados

mês a mês, para efeitos de facturação dos trabalhos realizados.

Balizamentos – Fixação e registo das datas de início e fim de cada tarefa e das

percentagens dos trabalhos executados.

Mapas de produção – São documentos que resultam da decomposição das tarefas

de produção em materiais, mão-de-obra, equipamentos e subempreitadas,

podendo ou não cada recurso ser afecto em diferentes períodos.

O controlo à entrada, das guias de remessas em estaleiro, pode ser muito importante ao nível

de custos, pois não são raras as empreitadas, em que o número de guias de remessas é

superior ao efectivamente colocado em obra, resultando em custos fictícios. Deve-se assim

realizar a confirmação e comparação detalhada das guias e os materiais efectivamente

entrados em estaleiro, para não redundar em desvios do orçamento realizado.

O controlo das subempreitadas não é realizado pelo Director de Obra de Fundações, visto esta

ser uma subempreitada, essa função compete ao Director de Obra Geral da Empreitada.

6

2.2 Controlo económico e financeiro O valor de venda pressupõe sempre a consideração de determinada margem de lucro, este

controlo consistia na comparação de preços de custo da realização da tarefa com os custos

reais de execução da tarefa, tendo em conta a determinação periódica da margem de lucro, de

acordo com (1).

As variações eram calculadas por comparação com o custo do produto acabado e o custo de

produção. Uma variação era o valor da diferença entre o custo do produto e o custo calculado

(reorçamento) com registos apropriados. Calculavam-se variações e sub-variações nos

seguintes itens:

Preço do material.

Utilização do material.

Taxa laboral.

Produtividade.

Despesas Fixas e Variáveis.

Volume de produção.

O responsável pela obra com estes registos, comparava o custo previsto com o custo real de

cada actividade e sabia em termos de custo directo onde ganhava, onde perdia, ou onde

estava a gastar como previsto, e assim poder agir em conformidade.

Um aspecto em que se pode adulterar os custos com mão-de-obra, era não mencionar nos

cartões de cada trabalhador, o número efectivo de horas que cada um trabalhou, sendo o valor

mencionado por defeito. É um aspecto a ter em conta, num futuro próximo, ao nível da

produtividade, pois posteriormente a motivação do trabalhador pode diminuir de modo

considerável.

2.3 Controlo do tempo e planeamento O director de obra todos os meses avaliava as percentagens de obra realizada em função da

dificuldade de execução e comparava com o plano de trabalho previamente realizado.

Verificava aí quais as actividades que estava a ser realizadas no prazo previsto e quais as que

estava a ter desvios. No caso da existência de desvios que conduziam a maiores prazos eram

analisados os recursos que estão a afectar os desvios, que tinham de ser recalculados de

modo a ser possível atingir o prazo proposto.

Estes desvios eram influenciados pela escassez de mão-de-obra (em menor escala, em obras

de fundações, de grande diâmetro, em que a produtividade das máquinas é em geral

condicionante). No caso de os desvios serem causados pela insuficiência de máquinas, pode-

se aumentar a sua quantidade, mas isso era pouco crível, pois os seus custos são bastante

7

elevados. Em geral, os desvios são causados pela avaria das máquinas, exemplificado pela

rotura dos cabos das gruas e baldes de maxilas na escavação do furo, nas paredes moldadas;

por causas alheias à subempreitada, fornecimento em menores quantidades de betão em dias

de betonagem das lajes de top-down (muito pernicioso); atrasos na entrega de cimento (em

ancoragens) e por atrasos no tratamento da frente de trabalho, da responsabilidade da

empresa de terraplenagens, que estava afecta a outras funções da empreitada geral. Como

exemplo, as estacas de fundações preconizavam como rendimento diário cerca de 2 a 3

estacas moldadas, em média, havendo vários dias em que se realizava no máximo, cerca de

uma estaca, devido ao diminuto espaço em estaleiro (as armaduras da parede moldada já

preparadas ocupam um espaço muito grande em estaleiro) e pouca oferta de betão. Nas

estacas só se iniciava a escavação, após a encomenda à central da quase totalidade do betão,

pois uma estaca não pode ficar, de modo algum, parcialmente betonada. A hipótese de

incremento da mão-de-obra não era, em geralmente vantajosa, não representando aumentos

significativos da produtividade, de modo isolado, só faria sentido com o aumento do número de

equipamentos de escavação, solução mais cara, e o hipotético aumento do volume horário

máximo de betão que se pode colocar em obra, que é difícil de obter. Exemplificou-se assim,

as várias interdependências, que existiam em obra, ao nível de mão-de-obra, equipamento e

materiais.

2.4 Controlo de qualidade O dever do Director de Obra era acompanhar a processo construtivo, desde a decisão de

construir, até à utilização em boas condições da obra uns anos depois da obra concluída. A

qualidade dos materiais era, em certa parte, controlada através de ensaios directos, mas a

tendência presente passa pela substituição por certificados de origem do fabricante/fornecedor.

Era uma solução mais económica e mais rápida, embora fique sempre a dúvida sobre a origem

e a veracidade do documento de homologação.

O seguimento mensal do plano do controlo de qualidade devia conter:

Verificação se o organigrama de obra se mantinha, assim como a identificação das

pessoas que ocupam cada uma das funções nele referido.

Proceder à actualização da listagem de revisão do contrato, devendo reflectir todas as

alterações de prazos e/ou trabalhos a mais ou menos. Este documento era suportado

por documentos (carta, actas de reuniões, comunicações entre os diferentes

intervenientes (e-mails)).

Análise de actividades predefinidas se estavam a ser submetidas a controlo dentro dos

parâmetros previstos.

Verificação se a lista de compras, incluía a identificação dos fornecedores, seus

contactos ou notas de encomenda, e se as datas de fornecimento estavam a ser

cumpridas.

8

Verificação se os equipamentos empregues em obra submetidos a controlo estavam

devidamente calibrados e se a validade dos certificados estava ainda dentro dos

prazos, com carácter obrigatório para o seu uso.

Análise da lista de não conformidades abertas verificando se as mesmas estavam

devidamente identificadas e qual a sua situação. A lista de não conformidades devia

contemplar também o custo associado à sua correcção.

2.5 Facturação O esquema de facturação e condições de pagamento proposto era o seguinte, atendendo a (7):

Por situações mensais, função dos trabalhos executados. As facturas eram liquidadas

em cheque ou numerário até 60 dias após a data da sua emissão.

Sobre o valor da facturação não incidiu qualquer desconto para depósito de garantia ou

a qualquer outro título.

Para efeitos de facturação, considera-se:

- O comprimento da parede moldada como a distância entre a extremidade

inferior da furação e a cota superior do muro guia.

- O comprimento das ancoragens como a distância entre a extremidade inferior

da furação e o extradorso da boca do furo.

- O comprimento da estaca como a distância entre a extremidade inferior da

furação e a cota da plataforma de trabalhos.

9

3.Descrição da obra estudada A presente obra localiza-se junto ao Estádio José de Alvalade e à estação de metro do Campo

Grande, e será a futura sede da ZON Multimédia, estando localizada na Avenida Padre Cruz.

O edifício na sua globalidade servirá para escritórios e terá estacionamento nos pisos

enterrados.

Tratava-se de um edifício com cerca de 6000 m2 de implantação, com 8 pisos elevados e 4

caves. A cave ocupava a área de implantação na sua totalidade, ao passo que o edifício

elevado era mais pequeno e com área variável. Ao nível do piso 1, o edifício tinha cerca de

106x16 m2, que aumentava até à cobertura, com cerca de 106x22 m

2. O edifício tinha ainda

uma área vazada que atravessava toda a profundidade do edifício, com cerca de 30m de

desenvolvimento, entre os pisos 0 e 3. Na figura 2 é apresentado o alçado Oeste do edifício.

Na concepção do processo construtivo da contenção periférica foram adoptados critérios de

segurança tais que, durante as fases provisórias, seja garantida a segurança das infra-

estruturas circundantes do terreno, como as estradas e edifícios adjacentes.

Descreve-se agora a descrição das condicionantes, opções tomadas, soluções adoptadas e

metodologias adoptadas, tem em especial atenção a análise da influência da escavação sobre

a Estação de Metro do Campo Grande e Viaduto de acesso do Metro.

Figura 2 – Alçado da estrutura (14/6/2012)

10

3.1 Condicionamentos

3.1.1 Condicionamentos geológicos – geotécnicos

Foi realizada uma campanha de prospecção para caracterização do horizonte geológico –

geotécnico do terreno, feito pela empresa TECNASOL, de acordo com (2). Foram feitos 20

furos de sondagens para esta obra, em particular acompanhados de ensaios SPT, com ensaios

laboratoriais e ensaios de permeabilidade de Lefranc, cujos resultados aparecem na tabela 1.

Os resultados da campanha mostraram um terreno com horizonte relativamente heterogéneo,

quer a nível horizontal quer vertical.

O cenário geológico – geotécnico vai ser apresentado mais detalhadamente mais à frente, em

cada processo construtivo e para zona de obra, ficando aqui um pequeno resumo.

A litologia detectada tinha duas origens essenciais: superiormente apareciam terrenos

recentes, nomeadamente, argilas e aluviões, com uma possança vertical máxima de 8m,

sobrejacentes a diversos estratos (arenosos, argilosos e calcários) que pertenciam ao

Miocénico.

Com base nos resultados decorrentes dos ensaios e nos trabalhos de prospecção, foi definido

um zonamento geotécnico das formações existentes, dividindo-se em quatro zonas

geotécnicas, ZG1 a ZG4, que aqui são descritas e são apresentadas na tabela 1:

Zona Geotécnica 4 (ZG4) – Era a zona superficial, constituída por aterros e aluviões, de

natureza arenosa, argilosa e siltosa com seixos até 10 cm e nódulos calcários fossilífero.

Zona Geotécnica 3 (ZG3) – Era caracterizada por terrenos do Miocénico constituídos na sua

grande parte por areias siltosas, por vezes argilosas, com fragmentos de calcários margoso

fossilífero. Esta zona estava dividida em subzonas ZG3B e ZG3A, cujos valores de NºSPT

eram, respectivamente, inferiores a 30 e entre 30 e 60.

Zona Geotécnica 2 (ZG2) – Era caracterizado por argilas siltosas e siltes argilosos por vezes

com níveis carbonosos. De modo geral ocorriam também fósseis, passagens litificadas,

intercalações calcárias e calcareníticas e seixos associados a estes níveis. Foi igualmente

subdividida nas sub-zonas ZG 2B e ZG 2A, cujos valores de NºSPT eram inferiores a 30 e

entre 30 e 60, respectivamente.

Zona Geotécnica 1 (ZG1) - Era representado pelas formações rochosas do Miocénico

constituídas pelos calcários margosos e calcarenitos, com ou sem fósseis, e caracterizava-se

por apresentar valores de Nº SPT superiores a 60 pancadas, quando era possível a sua

realização dado os diferentes estados de alteração das formações

11

Zona geotécnica N(SPT) γ Φ‟ c‟ K E

(-) (-) (KN/m3) (º) (kPa) (m/s) (MPa)

ZG4 ≥ 2 19.0 25 0.0 10-5

10

ZG3B ≤ 30 20.0 32-35 10.0 10-6

30-40

ZG3A 30-60 20.0 35-38 10.0 10-6

50-60

ZG2B ≤ 30 20.0 28-30 15.0 10-7

15-25

ZG2A 30-60 20.0 30-32 20 10-7

25-40

ZG1B ≥ 60 21.0 32-35 40-50 10-6

50-60

ZG1A ≥ 60 22.0 38-40 60-70 10-6

80-100

Tabela 1 – Quadro resumo do zonamento geotécnico

3.1.2 Condicionamentos hidrogeológicos

Devido ao factor importante em obra, que era o nível de água, foram instalados também

piezómetros em alguns furos de sondagens, de modo a aferir o nível de água. De modo a que

não houvesse enviesamento dos resultados e se estivesse a medir níveis efectivos de água,

foram feitas medições em quatro meses consecutivos, de Setembro a Dezembro de 2000.

Constatou-se que o nível freático variava entre as cotas +74 e +78, nas diversas sondagens,

tendo-se assumido em cálculo um nível médio das águas em +76 metros de cota.

Posteriormente, durante a execução da obra, foram instalados igualmente como parte

integrante do plano de instrumentação e observação, novos piezómetros.

3.1.3 Condicionamentos relativos a condições de vizinhança

Em obra, a solução construtiva adoptada foi condicionada pelo local em que a obra se insere.

No lado Norte - Nordeste, a escavação estava condicionada pelo edifício da Estação de Metro

do Campo Grande e Viaduto do Metro, ver figura 3. Nestes locais, a escavação desenvolveu-se

a uma distância mínima de 7,35m da Estação do Metro, que tinha fundações indirectas sob a

forma de estacas. Devido ao facto do espaçamento entre estacas do edifício do Metro ser

reduzido, era impossibilitado o recurso a sistema de suporte provisório no exterior da

escavação, nomeadamente, ancoragens.

No lado Norte – Noroeste, a escavação estava condicionada pelo Viaduto do Metro. Nesta

zona, a escavação decorreu na proximidade de pilares do Viaduto do Metro (distância mínima

de 11,0m). O Viaduto do Metro encontrava-se fundado em barretas, contudo, o afastamento

entre elas, permitiu o recurso a ancoragens, correctamente localizadas, para equilibrar as

acções do terreno em fase provisória.

12

No lado Este, a escavação era condicionada pela Via pública e por um edifício de 18 pisos

elevados e 5 caves. Nesta zona a escavação decorreu a uma distância mínima de 2,0m do

limite do lote e a cerca de 22m do limite das caves dos edifícios.

No lado Sul, a escavação era condicionada pela Avenida Padre Cruz e por condutas de gás e

da EPAL. Nesta zona, a escavação desenvolveu-se na proximidade de condutas de gás e da

EPAL, que na zona mais gravosa se encontram a uma distância de 1,45m do limite da

escavação. Esta situação desaconselhava assim o uso de ancoragens neste lado da obra,

essencialmente nos primeiros níveis de escavação e adoptou-se a solução de „top down‟.

No lado Oeste, a escavação estava igualmente condicionada pela Avenida Padre Cruz e por

colectores de águas pluviais e esgotos. Devido a nesta zona, os colectores se encontrarem a

uma distância mínima de 11m do limite da escavação, não havendo outra condicionante que

influencie a escavação nesta zona. A distância dos colectores à escavação permitiu assim o

recurso a ancoragens. O terreno nesta zona, era previsível que fosse de menor qualidade, pois

nesta zona, encontravam-se 2 colectores, que foram previamente desactivados, tendo assim o

terreno desta zona, sido previamente remexido.

Figura 3 – Condicionante em obra da Estação de Metro adjacente (23/07/2012)

13

3.2 Solução adoptada A execução da escavação geral do edifício obrigou à remoção de uma altura de terreno até aos

10,00 metros de profundidade.

De acordo com (3), as condicionantes dos diversos alçados vistas anteriormente, levaram a

que fossem definidas duas soluções para a escavação do edifício.

A escavação na sua grande maioria decorrerá com recurso ao sistema „top down’, em que as

lajes dos pisos serviam de escoramento já definitivo da escavação e outra parte, minoritária,

fez-se recurso a ancoragens.

São definidas assim as zonas de obra:

Zonas tipo A1 a A5 – Escavação ao abrigo de parede moldada ancorada.

Zonas tipo TD1 a TD3 – Escavação com recurso ao sistema „top down‟, ao abrigo de

parede moldada.

3.3 Zonamento das soluções

3.3.1 Zonas tipo A1, A2 e A5

Estas zonas estavam compreendidas junto ao Viaduto do Metro no lado Norte – Noroeste,

assim com um afastamento mínimo de 11,0 m entre as fundações do viaduto (barretas) e o

limite de escavação, permite realizar a escavação com recurso a ancoragens provisórias ao

solo. Tendo havido um entendimento com o Metropolitano de Lisboa, ficou definido um

afastamento mínimo de 5,0m das fundações do viaduto do Metro, minimizando o risco de

existência de interacção entre os bolbos de selagem e as fundações do viaduto.

Neste alçado limitou-se a tensão das ancoragens a cerca de 500 KN, também de forma a

minimizar o efeito das operações de injecção dos bolbos de selagem sobre as estruturas do

Metropolitano. A tecnologia de injecção dos bolbos de selagem das ancoragens empregue, de

acordo com a experiência acumulada em obras anteriores para eventuais cenários

geotécnicos, foi a IRS em detrimento da IGU devido a ser uma injecção mais controlada, com

bolbos de selagem com menor dimensão para a mesma capacidade de carga, e uma

experiência por parte dos empreiteiros de já longos anos.

Em ancoragens, havia que estar alerta para os riscos da injecção, tendo de se controlar os

volumes de calda injectados, limitando a pressão máxima de injecção que teria de ser

aprovada pela fiscalização (5).

Na zona A1, a escavação desenvolveu-se entre as cotas +79,35 e +70,05 ao abrigo de parede

moldada com 0,60 m de espessura, com ficha 8,0 m abaixo do fundo da escavação. Foram

realizados 4 níveis de escavação, puxadas a 400 KN nos dois primeiros níveis e 500 KN nos

restantes, com uma inclinação de 30º nos primeiros dois níveis e 35º nos restantes, ver figura

4.

14

Na zona A2, a escavação desenvolveu-se entre as cotas +79,35 e +70,05 ao abrigo de parede

moldada com 0,60 m de espessura, com ficha 8,0m abaixo do fundo de escavação. Foram

feitos 4 níveis de ancoragens, puxadas a 400 KN nos dois primeiros níveis e 500 KN nos

restantes dois, com uma inclinação de 30º nos dois primeiros níveis e 35º nos restantes. A

distância mínima entre o limite das ancoragens e a fundação do pilar era de cerca de 6,3m,

ficando assim o compromisso com o Metropolitano salvaguardado.

Na zona tipo A5, a escavação desenvolveu-se entre as cotas +79,35 e +70,05 ao abrigo de

parede moldada com 0,60m de espessura, com ficha 8,0m abaixo do fundo da escavação e

afastada 16m da fundação do pilar do viaduto do metro. Foram realizados 4 níveis de

ancoragens, puxadas a 500 KN, com uma inclinação de 35º nos dois primeiros níveis e 40º nos

restantes dois. Assim, a distância mínima entre o limite das ancoragens e a fundação do pilar é

de cerca de 5,0m.

Com o objectivo de reduzir a descompressão do terreno provocado pela construção das

barretas, estas foram construídas em duas fases. Na primeira fase serão construídas as

barretas primárias, com largura máxima de 4m e em segunda fase as barretas secundárias,

com uma largura máxima de 6m.

Esta recomendação era válida para todas as zonas que irão ser descritas nesta obra, no

âmbito da contenção periférica.

Figura 4 – Zona de escavação sem recurso a lajes de „top down‟ (09/08/2012)

De acordo com as sondagens realizadas, foi efectuado um cenário geológico – geotécnico:

Camada superior: composta por terrenos aos quais se atribuiu características ZG4,

com desenvolvimento vertical desde a superfície e limite inferior a variar entre as cotas

+77,00 e +73,00. Na zona mais a Sul (lado direito) surgiu uma pequena intercalação de

camada ZG2B.

15

Camada intermédia: composta por terrenos aos quais se atribuiu características ZG2A

e ZG3A, o limite superior coincidia com o limite inferior da camada superior e possança

variava entre os 12 e 15m.

Camada inferior: Composta por terrenos a que se atribuiu características ZG1 e

desenvolvia-se entre o limite superior da camada superior e a base do modelo.

3.3.2 Zona tipo TD1 (‘top down’) – Zona Norte

Nesta zona a escavação desenvolveu-se a uma distância mínima de cerca de 7,35m da

Estação de Metro, ver figura 5. A proximidade ao edifício vizinho impossibilitou o recurso a

sistemas de suporte instalados no tardoz da estrutura, tendo-se optado por uma solução em

„top down‟ para conseguir desenvolver a escavação.

A escavação foi feita ao abrigo da parede moldada com 0,60m de espessura, entre as cotas

+80,00 e +70,05 com uma ficha de 8m abaixo da cota de fundo da escavação geral para

implantação do edifício.

O apoio horizontal à parede moldada foi garantido pelas lajes dos pisos -1 e -2 e pelo terreno à

frente da parede, abaixo da cota de escavação. A escavação para atingir os pisos -3 e -4, foi

feita simultaneamente, à posteriori.

O apoio vertical em fase construtiva às lajes era garantido pelas estacas e pilares (metálico ou

em betão armado) previamente instalados, com a execução das estacas. O apoio horizontal às

lajes era garantido pela parede moldada do alçado oposto, o recurso a escoras não era viável

técnica e economicamente devido à grande distância entre alçados e o recurso a ancoragens

era inviabilizado devido a factores já previamente apresentados.

A sequência da execução das barretas foi feita em duas fases, com vista a reduzir a

descompressão do terreno. Esta era uma vantagem muito importante das paredes moldadas,

pois permitia uma grande maleabilidade do processo construtivo, pois ser executada em

diversas frentes.

Feito de acordo com as sondagens realizadas e o zonamento proposto, passa-se a descrever a

zona:

Camada superior: composta por terrenos aos quais se atribuiu características ZG4

(pontualmente ZG2B) com desenvolvimento vertical desde a superfície e limite inferior

à cota +78,00 nas zonas mais a norte (lado esquerdo) e diminuindo progressivamente

para a cota +73,00 na zona mais a sul (lado direito do modelo) da área.

16

Camada intermédia: composta por terrenos a que se atribuiu características ZG2A ou

ZG3A, o limite superior coincide com o limite inferior da camada superior, e o limite

inferior varia entre a cota +64,00 e +60,00.

Camada inferior: composta por terrenos aos quais se atribuiu características ZG1B,

desenvolvia-se entre o limite inferior da camada intermédia e a base do modelo.

3.3.3 Zona tipo TD2- Zona Este

Nesta zona a escavação desenvolve-se a uma distância mínima de 22m das caves do edifício

adjacente, o que permitiu o uso de ancoragens. Mas como a sua localização era entre dois

alçados que não poderiam comportar ancoragens, o seu uso no alçado Este poderia em risco o

sistema „top down’. Sendo assim adoptou-se o „top down‟ também nesta zona.

A escavação foi realizada ao abrigo de parede moldada com 0,60m de espessura, entre as

cotas +80,00 e +70,05, com uma ficha de 6m abaixo da cota de fundo da escavação geral para

implantação do edifício.

A questão dos apoios das paredes, e por conseguinte, das lajes é idêntico à zona TD1,

dispensando a mesma explicação.

De acordo com as sondagens efectuadas e zonamento proposto, é descrito o cenário desta

zona:

Camada superior: composta por terrenos que se atribuíram características ZG4, com

desenvolvimento vertical desde a superfície e limite inferior à cota +70.

Camada intermédia: composta por terrenos que se atribuíram características ZG2A e

ZG3A, com cerca de 7m de possança.

Camada inferior: composta por terrenos aos quais se atribuiu características ZG1B

entre o limite inferior da camada intermédia e a base do modelo.

3.3.4 Zona Tipo TD3 – Zona Sul

A problemática desta zona era que a escavação desenvolvia-se na proximidade de condutas

de gás e da EPAL, sendo a distância mínima entre a escavação e as infra-estruturas de 1,5m,

o que desaconselhava o recurso a ancoragens nesta zona, tendo-se usado o sistema „top

down’, ver figura 6.

A escavação foi realizada ao abrigo de parede moldada com 0,60m de espessura, entre as

cotas +79,35 e +70,05 com uma ficha de 6m abaixo da cota de fundo do nível de escavação.

Conforme definido com o Metropolitano de Lisboa, as barretas deste lado oposto ao do Metro,

foram realizadas antes da barretas das zonas A1, A2, A4 e TD1 (adjacentes ao Metro),

possibilitando assim aferir que os deslocamentos impostos por esta operação na sua

envolvente estariam dentro dos valores admissíveis, executando esta operação numa zona

menos condicionante.

17


Camada superior: composta por terrenos a que se atribuíram características ZG 4, com

desenvolvimento vertical desde o topo até à cota +75,00.

Camada intermédia: constituída por terrenos que se adequavam a características ZG

2A com uma possança de cerca de 12,5 metros.

Camada inferior: composta por terrenos com características ZG 1B entre o limite da

camada intermédia e a base do modelo.

Figura 5 – Zona „Top Down’, junto ao viaduto do Metropolitano (25/07/2012)

3.3.5 Zona tipo A3 e A4 – lado Oeste

Neste local não existiam obstáculos à realização de ancoragens provisórias no tardoz da

escavação. A escavação foi feita ao abrigo de parede moldada com 0,60m de espessura, com

uma ficha de 4,0m abaixo do fundo de escavação. O uso de ancoragens deveu-se também a

que esta zona seja afecta à entrada e saída de camiões, com uma frequência muita alta,

devido à larga extensão da obra e dos volumes de escavação, precisando assim de um amplo

espaço.

Na zona A3, a escavação desenvolveu-se entre as cotas +79,35 e +70,05, onde foram feitos 3

níveis de ancoragens, puxadas a 500 KN no 1º nível e 750 KN nos dois restantes níveis com

uma inclinação de 25º.

Na zona A4, a escavação desenvolveu-se entre as cotas +79,35 e +70,05. Foram realizados 3

níveis de ancoragens, puxadas a 550 KN no primeiro nível e 750 KN nos dois níveis restantes.


Camada superior: composta por terrenos a que se atribuíram as características ZG4

com um desenvolvimento médio de 6 m entre a superfície e a camada inferior.

18

Camada inferior: composta por terrenos a que se atribuíram as características da zona

geotécnica ZG2A, sendo argilas siltosas e siltes argilosos com o número de pancadas

SPT compreendido entre 30 e 60. Na maior parte deste alçado não existia camada

intermédia, havendo do lado mais a Norte uma pequena intercalação de terrenos

atribuíveis a ZG1B, num nível inferior.

Figura 6 – Zona TD3, junto à Avenida Padre Cruz (23/09/2012)

19

3.4 Concepção estrutural do edifício

3.4.1 Generalidades

Os pisos eram constituídos por lajes fungiformes aligeiradas, acima do piso 0 inclusive, e

fungiformes maciças abaixo do mesmo. Os pilares formavam uma malha regular de dimensões

aproximadas de 7,5 x 7,5 m2, excepto numa zona do nível 1, onde os pilares estavam

afastados 12 metros numa direcção.

3.4.2 Fundações e contenção periférica

A solução de fundações proposta para o edifício, consistiu na solução mista de fundações

indirectas por meio de estacas em betão armado moldadas no terreno e fundações directas por

meio de sapatas de betão armado. A utilização de estacas na metade Norte do Edifício Sul

resultou do processo construtivo proposto, que obrigou à realização de estacas para

construção „top down‟. Na metade Sul do Edifício as fundações foram directas por meio de

sapatas.

Em todo o perímetro do edifício, foi construída uma parede moldada com 60 cm de espessura.

Esta parede asseguraria a contenção de terras nas diversas fases provisórias e definitivas da

obra. Em alguns casos seria construída perto de construções vizinhas (por exemplo a estação

de metro), pelo que se teria de minimizar os possíveis deslocamentos horizontais do solo.

3.4.3 Laje térrea

A solução para a laje do piso -4 foi a de uma laje projectada sem quaisquer impulsos

hidrostáticos. Embora o nível freático estivesse cerca de 8 m acima da cota desta laje,

considerava-se que com a permeabilidade reduzida do terreno e a execução das paredes

moldadas o caudal afluente à base de escavação, embora sempre existente, seria

praticamente nulo.

As componentes presentes na laje térrea foram as seguintes, de baixo para cima:

Terreno natural compactado.

20 cm de brita (Dmáx = 3 cm).

30 cm de tout-venant.

Filme de polietileno.

Laje de 20 cm de betão armado com características de betão C25/30 XC2 S3.

Esta laje com 20 cm de espessura, foi ligada aos pilares como forma de assegurar uma melhor

transferência dos esforços horizontais e de modo a assegurar um impulso hidrostático acidental

de 1 metro de coluna de água devido à avaria temporária do sistema de bombagem ou ao

entupimento de algum dreno. Esta solução estava do lado da segurança, pois os terrenos

atravessados tinham uma permeabilidade de 10-7

m/s, muito baixa, que impedia na quase

totalidade a percolação.

20

3.4.4 Elementos relativos a estruturas e infra-estruturas vizinhas

Relembrando, a face norte do edifício estava muito próxima da estação de metro do Campo

Grande, pelo que se colocavam duas condicionantes: a escavação junto à estação não poderia

ser suportada provisoriamente por ancoragens e os movimentos da parede moldada teriam que

ser reduzidos de forma a evitar danos nas fundações e superstrutura da estação de Metro do

Campo Grande e a linha de Metro adjacente. Assim, o processo construtivo proposto para a

contenção periférica e escavação nessas zonas teve em conta as condicionantes apontadas.

Existem ainda, do lado nascente alguns edifícios altos, relativamente próximos da área de

escavação. Deveria por isso existir especial cuidado nas escavações desse lado.

Os movimentos em edifícios vizinhos deviam ser limitados a 8 mm durante a execução da

parede e 25 mm durante e após a execução da escavação. De igual modo os movimentos nos

terrenos circundantes à área de escavação devem ser limitados a 15 mm com uma deformação

horizontal máxima de 10 mm, citando a bibliografia (4).

O desvio de infra-estruturas interiores à área de escavação, foi objecto de projecto próprio.

Pelo que, estas foram previamente desviadas, de modo que a construção das paredes

moldadas, instalação de ancoragens e escavação se pudesse executar sem conflitos com as

mesmas (7).

Da mesma maneira, a demolição dos edifícios actualmente existentes dentro da área de

implantação do edifício, foi objecto de projecto próprio. Pelo que também estas estruturas

(incluindo as fundações), seriam retiradas antes do início desta empreitada.

3.4.5 Fases de trabalho e modo de execução

Em geral seriam adoptados 2 processos construtivos diferentes, consoante se tratasse de

faces contíguas ao metro, ou não. Nas faces sem condicionantes relativas a estruturas

vizinhas, o faseamento construtivo seguiu o que é corrente em obras afins. Nesta obra, todavia,

atendendo às grandes dimensões que envolvia, houve diversas frentes de trabalho em

simultâneo, as quais, situando-se em diferentes zonas da obra, não terão necessariamente que

ter a articulação, nomeadamente no que respeita aos sucessivos níveis de escavação, que são

normalmente exigidos em obras similares de menor escala, sendo esta uma vantagem das

paredes moldadas.

Durante a escavação que seria realizada devia ter-se em atenção a existência de estratos

intermédios permeáveis que poderiam conduzir a afluência abundante de água à escavação

que seria necessário drenar. Nestas situações, intercalações de areias e siltes, terrenos com

maior permeabilidade, realizaram-se pequenos poços onde afluía a água e procedeu-se à

bombagem para o colector pluvial municipal.

O recurso a bombagem de água na escavação desta obra, devido ao facto dos estratos

permeáveis terem uma possança reduzida, evitou problemas no que respeita à possível

consolidação do maciço, com consequente assentamento do terreno.

21

Como curiosidade, apresenta-se os dados dos volumes de escavação efectuados. O volume

de terras preconizado a ser retirado diariamente era de 700 m3, e na prática conseguiu-se

escavar cerca de 1100 m3 por dia, muito acima do estipulado, devido ao tempo seco

encontrado naquela altura do ano. Cada camião tinha como capacidade máxima legal de

transporte de 18 m3. A escavação totalizou cerca de 79.000 m

3.

Figura 7 – Descrição das fases de betonagem da laje do piso -1, com respectivas datas de execução, tecnologia „top down‟

22

4.Movimentos associados a escavações suportadas por

estruturas de contenção flexíveis

As principais funções de um projectista de escavação são resolver duas questões essenciais,

de acordo com (5).

Assegurar a estabilidade da estrutura de suporte e do maciço envolvente.

Acautelar que os deslocamentos associados à escavação não ocasionem danos nas

estruturas e infra-estruturas próximas.

A aplicação de modelos computacionais baseados no método dos elementos finitos ao estudo

das escavações suportadas por estruturas flexíveis traduziu-se num notório incremento na

capacidade de previsão do comportamento destas estruturas geotécnicas, mas os movimentos

da escavação ainda são de difícil previsão.

4.1 Factores à parte da escavação que podem afectar os

movimentos Os movimentos da escavação que vêm sendo referidos estão associados à retirada do solo e

da água dentro da geometria de corte. Outros factores são a construção ou instalação da

cortina e a demolição e retirada de antigas fundações no maciço a escavar, assim como

variações do nível freático no maciço envolvente associado a bombagens no interior do corte,

ou ainda a construções de fundações no interior ou nas proximidades da escavação que

podem ocasionar, sem não forem tomadas as precauções devidas, importantes movimentos.

Isto tudo, faz com que os deslocamentos do terreno sejam imprevisíveis, pois não se

relacionam somente com a escavação.

4.2 Alterações das condições de água no solo A alteração das condições de água no solo durante a escavação, através de bombagens, é

perigosa, e tem de ser estudado com especial cuidado. Nesta obra, este problema não se

colocou, pois grande parte dos solos eram razoavelmente impermeáveis, à excepção de

pequenos estratos permeáveis intermédios, de pequena possança.

O rebaixamento do nível freático pode causar importantes assentamentos de superfície do

terreno, quando se está na presença de areias soltas ou siltes e argilas compressíveis. E,

mesmo, para areias densas esses assentamentos podem ocorrer se devido a um deficiente

controlo do sistema de drenagem se permitirem flutuações do nível de água. Por outro lado,

mesmo em estruturas assentes em estacas profundas fundadas em estratos rijos o

rebaixamento do nível freático pode causar importantes danos no caso de assentamento das

camadas superficiais gerar forças de atrito negativo importantes.

23

Quando se procede à bombagem de água no interior da escavação a utilização de poços de

recarga para a manutenção do nível freático no exterior tanto quanto possível na posição inicial

é uma boa medida para se evitar substanciais assentamentos. Este processo exige um

controlo rigoroso através de uma rede de piezómetros. É apontado como sendo aconselhado

que água bombada, antes de ser canalizada para os esgotos pluviais da cidade ou injectada

fora da escavação, passar por tanques de sedimentação para se conhecer a quantidade de

partículas do solo transportadas, que sendo grande, pode causar erosão interna do solo, logo

assentamentos indesejáveis, e também a obturação dos tubos de injecção.

4.3 Construção da cortina A construção da cortina pode ocasionar em certos casos, movimentos importantes. Peck (9)

chama a atenção para a influência que pormenores construtivos podem ter nos movimentos

registados. Em termos de paredes moldadas, a sua construção implica a abertura por troços de

valas com a espessura da parede a construir e cuja estabilidade é garantida por meio de um

fluido denso de sustentação, habitualmente a lama bentonítica.

Ensaios em modelo reduzido e observações de obras indicam claramente que os movimentos

associados à abertura de valas crescem substancialmente com o decréscimo do respectivo

coeficiente de segurança à rotura. Este coeficiente cresce com: a densidade da lama, a

diferença entre o nível da lama na vala e o nível freático, as razões entre a largura e o

desenvolvimento e entre a largura e a profundidade da vala.

Outro factor é a facilidade de substituição das lamas pelo betão, a densidade não deve exceder

11 KN/m3, não é possível obter um acréscimo significativo do coeficiente de segurança através

de um aumento da densidade do fluido de sustentação, sendo mais eficaz a intervenção nos

outros factores. De notar que as objectivos do uso das lamas bentoníticas são antagónicos,

uma vez que o objectivo inicial é realizar a sustentação do furo de escavação, suster os

impulsos activos do terreno e dos impulsos hidrostáticos (a considerar, embora haja baixa

percolação nos terrenos observados, solução conservadora) e o outro objectivo a alcançar é

que haja uma fácil bombagem das lamas, pelo que há que se arranjar uma solução de

compromisso entre as duas, e por vezes, de difícil quantificação.

Em situações particulares, caso o nível freático esteja a pequena profundidade, isto pode exigir

a elevação de uma certa altura da superfície do terreno na periferia das valas para a

construção dos muros-guia a uma cota mais elevada de forma a aumentar a diferença dos

níveis de lama e freático, não sendo o caso desta obra, em que o NF estava em média entre 3

a 5 metros de profundidade.

Se o caso for um terreno particularmente difícil, pode-se usar como vantagem a redução do

desenvolvimento do painel, que no mínimo poderá ser igual ao do maquina escavadora. Aquela

redução incrementa a contribuição do efeito de arco que redistribui para o solo nas

24

extremidades do painel parte das pressões que antes se exerciam no solo escavado, factor

exemplificado em obra, executando inicialmente os painéis primários, com cerca de 4 metros

de largura máxima, enquanto que os painéis secundários ou de fecho, tinham uma largura

máxima de 6 metros. Está provado por Di Biagio e Myrvoll (1972), o crescimento de

movimentos com o tempo, segundo uma taxa tanto maior quanto menor era a densidade do

fluido que preenche a vala.

Em resumo, em condições normais, os movimentos associados à construção de paredes

moldadas no terreno são reduzidos. Os factores que permitem que os deslocamentos sejam

aceitáveis são: a rápida betonagem dos painéis; a redução do desenvolvimento dos mesmos; a

utilização de lamas de densidade elevada, embora não superior a 11 KN/m3; a manutenção de

uma diferença apreciável entre o nível da lama e o nível freático (mínimo 1 a 2 metros de

diferença); a redução ao indispensável da circulação de maquinaria pesada junto às valas

antes da presa do betão. Este factor é muitas vezes desprezado devido à betonagem, em que

sucessivas betoneiras se tem de aproximar bastante da vala, sendo consideradas cargas

variáveis que têm de ser sustidas pelos muros-guia, por isso, em projecto, atribuiu-se uma

sobrecarga de 10 KN/m2.

Assim, as alterações do estado de tensão – deformação no solo pela construção de paredes

moldadas, se não podem ser eliminadas, podem ser consideravelmente atenuadas e, em

casos difíceis, pelo risco e valor das estruturas adjacentes que não permitem danos, tem o

projectista várias opções para que o objectivo seja conseguido.

4.4 Relações entre os deslocamentos da parede da retenção e da

superfície do terreno Verifica-se existir uma estreita relação entre os deslocamentos laterais da parede de suporte e

os assentamentos no terrapleno, não sendo possível reduzir estes sem adoptar as medidas

convenientes para minimizar aqueles, de acordo com (5).

Na fase autoportante, isto é, quando nenhuma escora (neste caso, as lajes das caves) ou

ancoragem está instalada, os deslocamentos da parede crescem de forma aproximadamente

linear da base do topo.

Com o progresso da escavação e a colocação em serviço dos diversos níveis de ancoragens

esta situação modifica-se progressivamente: os deslocamentos de topo deixam de ser

máximos, verificando-se agora um crescimento daqueles desde o topo até uma certa

profundidade, para depois descerem até ao pé da parede. A face exposta desta assume, uma

certa convexidade, que é tanto mais acentuada quanto maior for a flexibilidade da cortina e a

rigidez e os pré-esforços dos seus apoios, que são as ancoragens e as lajes, no caso presente.

Estando o pé de parede adequadamente apoiado (verificado neste caso, em que as paredes

moldadas tem uma ficha mínima de 8 metros no bedrock), os seus assentamentos serão

consideravelmente reduzidos. Assim, na superfície de contacto da parede com o maciço

25

suportado aquela exercerá sobre este forças tangenciais de sentido ascendente, que garantem

a redução dos assentamentos de superfície do terreno na zona mais próxima da escavação.

Os assentamentos máximos verificar-se-ão então a uma certa distância da face do corte,

assumindo a superfície uma certa concavidade.

Caso a parede não possua boas condições de apoio no pé, situação não encontrada nesta

obra, a convexidade da sua face exposta tenderá a desaparecer. As tensões tangenciais que a

parede exerce sobre o maciço suportado passam a ser menores, invertendo até o seu sentido

quando o assentamento da parede, em consequência, por exemplo, das componentes verticais

dos pré-esforços das ancoragens, é superior ao do maciço suportado. Neste caso, a superfície

do terreno assumirá uma forma grosseiramente convexa, passando os assentamentos a serem

máximos junto à face do corte, esta situação não se verificava nesta obra, em que tinha boas

condições de apoio, fica a constatação da sua possibilidade noutros casos de obra.

4.5 Influência das características do maciço nos movimentos

associados à escavação O comportamento da escavação e da estrutura de suporte, e os consequentes movimentos

associados à escavação, dependem primordialmente de três factores relativos aos maciços: a

sua resistência, a sua deformabilidade (ou relações tensões-deformações) e o seu estado de

tensão inicial.

4.5.1 O estado de tensão inicial

As escavações de entre a vasta variedade de obras geotécnicas, é aquela em que o estado de

tensão inicial no maciço, traduzido pelo coeficiente de impulso em repouso, Ko, assume maior

importância. Este coeficiente irá determinar as tensões que vão ser libertadas pela escavação,

logo de modo indirecto, as deformações e os deslocamentos a este associados.

A libertação de elevadas tensões iniciais horizontais (solos com Ko maior que 3,0) leva a

deslocamentos no maciço suportado também essencialmente horizontais que se estendem

para trás da face de corte até distâncias de 4 a 5 vezes a profundidade daquele, ainda que a

estrutura de suporte seja muito rígida, caso da parede moldada.

Existe assim um pior desempenho por parte de cortinas ancoradas, já que as zonas de

selagem, mesmo situadas numa zona bastante afastada da cortina, experimentam movimentos

significativos.

4.5.2 Resistência e deformabilidade do maciço

Nas argilas moles, um parâmetro que se reveste de grande dificuldade para ser quantificado, é

o módulo de deformabilidade não drenado, Eu, devido à sua quantificação poder apenas ser

feita em laboratório, em ensaios triaxiais, e de ser bastante sensível à recolha da amostragem.

Este parâmetro Eu, é avaliado na bibliografia (6), como sendo correlacionável com a resistência

não drenada (obtida em laboratório ou in situ, por ensaio de corte rotativo). Tendo a seguinte

expressão:

26

𝐸𝑢 = 𝑀 × 𝐶𝑢

O factor é adimensional, e tem um intervalo de variação de 150 a 1500, sendo M dependente

fortemente do índice de plasticidade e do grau de sobreconsolidação (Duncan e Buchignani,

1976).

Existem dificuldades na previsão de deslocamentos quando em presença de maciços

essencialmente granulares, já que a impossibilidade de recolher amostras indeformadas para

ensaios em laboratório daqueles solos obriga a adoptar diversos parâmetros definidores do

comportamento mecânico, e em especial o módulo de deformabilidade, na base de correlações

empíricas com resultados de ensaios in situ, que forneceram valores diferentes dos reais.

Concluindo, os deslocamentos são bastante sensíveis aos valores de módulo de

deformabilidade adoptados, sendo muito importante a consideração de dependência daquele

módulo em relação à trajectória de tensões. Este ponto é fulcral no caso presente de cortinas

ancoradas, já que as fases alternadas de escavação e de pré-esforço das ancoragens

implicam sucessivos ciclos de tensões no maciço com as trajectórias de tensão variando de

fase para fase.

4.6 As duas componentes dos movimentos associados à escavação Os deslocamentos da cortina de encontro à escavação podem considerar-se como resultados

de duas componentes principais: os deslocamentos verificados abaixo do nível de escavação

cada nível, e os ocorridos acima daquele nível.

Os primeiros dependem essencialmente das propriedades do solo e, em menor escala da

altura enterrada, rigidez e condições de apoio do pé da cortina; os últimos, embora

dependendo também das propriedades dos maciços, são largamente condicionados pelo

sistema de suporte e pelo processo construtivo.

A importância relativa dos dois tipos de movimento varia, claro, de caso para caso. Segundo

D’Appolonia (1971) que analisou escavações em argilas moles e médias suportadas por

escoras, conclui que os deslocamentos abaixo do nível de escavação variam entre 60% e 80%

dos totais.

4.6.1 Os deslocamentos da cortina acima do nível de escavação

4.6.1.1 Sequência do processo construtivo. Mão-de-obra

Quando a escavação desce abaixo de certa profundidade, todos os deslocamentos

experimentados pela cortina e pelo solo a esse nível nos passos seguintes da realização da

obra, dependem decisivamente das características da estrutura de suporte e da forma e da

rapidez com que esta é colocada em serviço. Os deslocamentos verificadas com a colocação

da estrutura de suporte nunca são nulos, e a sua minoração pode ser obtida com a adopção de

certas medidas preventivas.

27

Um aspecto de importância fulcral nos deslocamentos acima do nível de escavação para que

possam ser reduzidos consiste em limitar cada fase de escavação para a instalação de um

dado nível de ancoragens ao mínimo indispensável e proceder à instalação logo que o volume

escavado o permita. Quando a escavação excede em certa medida a profundidade do nível

dos apoios a instalar diz-se que se verificou „sobre escavação‟. Esta „sobre escavação‟ é pouco

usual nas ancoragens pois a base de escavação é a plataforma ideal para executar o processo

construtivo e aplicação de pré-esforço, o ponto de execução da ancoragem é criteriosamente

obtido através de métodos topográficos e altimétricos. Além disso, a escavação termina

geralmente a meia altura do alçado suportado pela ancoragem, sendo assim difícil a ocorrência

desta situação.

Outra condicionante é o factor tempo, que condiciona qualquer obra geotécnica. Não é o tempo

total que é condicionante, mas sim o tempo decorrido durante determinadas fases críticas do

processo construtivo, que devem ser prioritárias no planeamento de obra de modo a terem

ritmo aceitável.

Uma eventual paragem dos trabalhos, pode ser menos perigosa, se foi posto em serviço

determinado nível de ancoragem e a profundidade abaixo deste é reduzida, do que numa fase

em que a escavação tenha seguido bastante abaixo desse nível e nenhum outro inferior foi

colocado.

4.6.1.2 O pré-esforço dos elementos de apoio da cortina

Particularizando, instaladas as ancoragens, os movimentos acima do nível da escavação

passam a depender do pré-esforço a que são submetidas e a rigidez da mesma.

O pré-esforço, com maior importância nas ancoragens, procura-se quantificá-lo de modo a

minimizar os movimentos da estrutura e consequentemente, do maciço.

Em tempos idos, admitiu-se que através das componentes horizontais dos pré-esforços das

ancoragens se aplicasse à cortina e esta, por sua vez, ao maciço suportado, forças

estaticamente equivalentes a um diagrama de pressões semelhante ao diagrama de impulsos

em repouso, os deslocamentos finais na face do corte seriam nulos, mas não estava correcto.

Na literatura actual, é consensual que o diagrama de esforços a considerar é trapezoidal ao

invés de triangular (9), sendo o primeiro mais eficaz; e a taxa de redução dos deslocamentos

com o nível de pré-esforço é também maior no caso de distribuição trapezoidal, sendo mais

acentuadas as diferenças entre o caso de trapezoidal e triangular com o crescimento do pré-

esforço.

A adopção de pré-esforços na base de distribuição trapezoidal é mais adequada porque a

aplicação de pré-esforços mais elevados nas ancoragens dos níveis mais acima, quando a

escavação se encontra em fase inicial vai garantir nas fases seguintes, novos níveis de

ancoragens, condições favoráveis ao nível de:

28

As pressões passivas que o maciço subjacente à escavação exerce sobre a cortina

serem menores, e logo serão menores também as forças estabilizadoras daquela que

serão retiradas pelas fases de escavação posteriores.

A primeira fase de escavação acarreta um decréscimo de tensão horizontal no maciço

suportado enquanto se mantém constante a tensão vertical. O maciço evolui no sentido

do estado limite activo, crescendo neste as tensões de corte. O pré-esforço da primeira

ancoragem imediatamente a seguir destina-se a contrabalançar a descompressão

lateral, impondo uma inversão da trajectória de tensões, ou seja um acréscimo da

tensão horizontal, logo uma redução das tensões de corte. A adopção de pré-esforços

mais elevados nas ancoragens mais próximas do topo da parede garante que as

tensões distorcionais no maciço se mantenham, nas fases seguintes do processo

construtivo, em níveis mais baixos, logo aquele que exiba uma deformabilidade

também mais baixa (não verificado nesta obra, em que os pré-esforços adoptados dos

níveis inferiores são superiores aos dos níveis superiores, cerca de 20 a 25%).

Estas duas condições permitem que no caso de distribuição trapezoidal dos pré-esforços as

fases de escavação se traduzam, na aplicação de forças mais reduzidas a uma estrutura mais

rígida, e consequentemente, com menores deslocamentos globais. Assim se distribuídos

obedecendo a uma distribuição triangular, os pré-esforços mais elevados nas ancoragens a

maior profundidade não conseguem, devido ao tempo tardio em que são aplicados, anular,

nem inverter, as diferenças que nas fases anteriores se foram gerando.

É assim conveniente basear a adopção dos pré-esforços das ancoragens em diagramas de

forma triangular ou rectangular e grandeza idêntica aos de Terzaghi e Peck utilizados em

grande parte em estruturas entivadas, citando a bibliografia (5).

4.6.2 Os deslocamentos da cortina abaixo do nível de escavação

Considerando uma escavação em que as ancoragens já estão instaladas e impedem qualquer

deslocamento de parede acima do nível de escavação. Considerando ainda quatro elementos

de solo:

O elemento A, subjacente à escavação mas consideravelmente afastado da face de

corte.

O elemento B, igualmente do lado da escavação mas mais próximo da estrutura de

suporte.

O elemento C, próximo de B, mas do outro lado da cortina.

O elemento D, bastante afastado da escavação de modo a que o seu estado de tensão

não seja por ela afectado.

O elemento C evolui relativamente ao estado de tensão de D, no sentido do estado activo com

a escavação, enquanto B evolui, relativamente ao estado de tensão instalado em A, no sentido

do estado passivo, com a escavação. Esta alteração de estados de estados de tensão leva à

29

ocorrência de deformações, logo a deslocamentos abaixo do nível de escavação. O equilíbrio

atingir-se-à para uma tensão horizontal σhf maior que σho e superior a σha , correspondente ou

não à mobilização integral da resistência ao corte naqueles elementos.

Mas o equilíbrio pode não ser possível, pode acontecer que as tensões horizontais não se

igualem, estando na presença de um caso de rotura de fundo, que implica a rotura da cortina

de contenção.

Se, a parede tiver uma grande rigidez, como no caso presente da parede moldada,

complementada com o encastramento do pé no estrato competente (bedrock), deixa de ser

obrigatório que as tensões horizontais se igualem, pois a cortina passa a ter capacidade de

redistribuir as tensões excessivas do lado da escavação, quer para a parte superior

rigidamente apoiada, complementada pela viga de coroamento, quer para o estrato inferior

mais resistente, bedrock.

4.7 Sistemas de contenção de grande rigidez É possível realizar escavações, sem originar deslocamentos elevados, com coeficiente de

segurança à rotura do fundo, inferiores à unidade, desde que a cortina consiga anular as

pressões que o maciço do lado de escavação é incapaz de fornecer, transmitindo-as aos seus

pontos de apoio, que são ancoragens, ou escoramento através das lajes, e ao seu pé.

De modo conservativo, a ligação parede - laje preconiza-se geralmente como sendo apoio

simples, em que só são transmitidos esforços transversais dos pavimentos que incrementam

assim o esforço normal da parede. Isto deve a que devido às condições de execução, tanto em

termos de betão como de armaduras, não garantem uma adequada transmissão de momentos,

ficando-se assim do lado da segurança, tanto em termos de esforços como de deformações.

Em termos de qualidade de execução, recomenda-se o uso de armadura superior na zona de

ligação laje – parede, de modo a prevenir pequenas tracções, que possa levar a fendilhações,

de acordo com a bibliografia (6).

As cortinas em geral conseguem manter os deslocamentos abaixo do nível de escavação

dentro de limites aceitáveis, através da sua grande rigidez, conferida pelo sistema de

travamento, e boas condições de apoio na extremidade inferior, permitindo a realização de

obras que noutros casos levariam a movimentos de grandeza incomportável. O encastramento

da extremidade da parede, e ao seu conservador sistema de travamento, dão a possibilidade

às paredes moldadas de suportar grandes solicitações do solo experimentando movimentos do

solo relativamente reduzidos.

Os assentamentos das paredes moldadas podem ser significativos e superiores aos

deslocamentos laterais da parede, e serem resultado da consolidação do maciço associado a

bombagens de água do terreno abaixo do nível freático dos estratos mais permeáveis

subjacentes, fenómeno não verificado na presente obra em estudo, os estratos permeáveis

eram de reduzida significância.

30

5.Estacas moldadas de fundação com fluido estabilizador

5.1 Rendimentos médios dos vários trabalhos de fundações Como nota prévia à apresentação dos trabalhos de fundações, referem-se os rendimentos

médios diários expectáveis dos principais trabalhos executados em obra, atendendo a (7).

Estacas ϕ1200mm: 35 ml/dia.

Estacas ϕ1500mm: 30 ml/dia.

Parede moldada com 60cm de espessura: 80m2 /dia.

Ancoragens: 70 ml/ dia.

Micro estacas: 50 ml /dia.

5.2 Nota prévia dos trabalhos de estacas

Previamente ao inicio dos trabalhos, o subempreiteiro (Mota-Engil Fundações) forneceu à

Fiscalização todos os pormenores do sistema que utilizará. A Mota-Engil Fundações

demonstrou aí que o sistema de execução e equipamento proposto eram apropriados a este

projecto, nomeadamente, quanto à capacidade de penetração no estrato de fundação.

O subempreiteiro apresentou uma descrição detalhada do método construtivo:

A experiência na execução das estacas deste tipo em condições semelhantes.

O equipamento e os métodos para determinar a profundidade e verticalidade das

estacas.

O método de escavação em solo e rocha (se necessário, não foi necessário nesta

obra, faria o rendimento cair significativamente), incluindo detalhes do equipamento de

furação, uso e controlo das lamas bentoniticas, meios utilizados na limpeza do fundo

de escavação, devido às estacas moldadas funcionarem essencialmente por ponta.

A forma de assegurar penetração mínima de 3 ϕ no terreno designado, pelo relatório

geotécnico, de ZG1B, zona do bedrock.

O método de betonagem.

O tipo de tremonha usado, o método de garantir que esta é sempre mantida abaixo da

superfície de betão.

Pormenores sobre a primeira betonagem de modo a garantir que materiais estranhos

não ficassem acumulados na sua base.

O método de descarga do betão na tremonha.

O método de empalme das armaduras da estaca.

O método para garantir que as estacas são construídas não excedendo tolerâncias

horizontais e verticais.

As propriedades das lamas tixotrópicas a utilizar e a caracterização dos ensaios a

realizar sobre as mesmas.

31

Figura 8 – Equipamento de furação Soilmec SR 60

5.3 Descrição Nesta obra foram executadas estacas de ϕ1200 e 1500 mm. As estacas foram projectadas

para encastrar 3ϕ na zona ZG1, considerado de bedrock, que consiste num Miocénico com

argilas muito duras. As estacas foram betonadas num comprimento aproximado de 12 m.

5.4 Condições geológicas O local de execução da obra caracterizava-se à superfície por aterros heterogéneos, com

espessuras máximas de 8 metros e apresentavam uma natureza muito variada entre a

arenosa, a argilosa e a siltosa, por vezes com fragmentos de tijolo, calcários fossilíferos e

seixos. Subjacente ao aterro, observavam-se depósitos de aluvião com espessura máxima de

8m, constituídos por areias micáceas, siltosas e argilas siltosas ou arenosas com seixos de

quartzo e fragmentos de calcário por vezes fossilífero, de acordo com (2).

Subjacente a estes depósitos recentes detectaram-se os depósitos Miocénicos, constituídos

pelas Areolas da Estefânia e as Argilas e Calcários dos Prazeres, representados por areias,

argilas e/ou siltes, calcários e calcarenitos.

O nível freático foi intersectado a diversas profundidades entre os 3 e os 7m de profundidade.

32

5.5 Recursos

5.5.1 Equipamentos e ferramentas

Os equipamentos e ferramentas podem ser subdivididos, de acordo com a sua função:

De furação

Equipamento de furação (Soilmec SR 60), ver figura 8.

Vara Kelly.

Ferramenta de furação (trados e baldes ϕ1200mm).

Ferramenta de furação (trados e baldes ϕ1500mm).

De betonagem

Grua auxiliar.

Tubos e tremonha trémie.

Auto-betoneira.

Estaleiro de fluido estabilizador

Misturadora.

Depósitos para armazenamento do fluido estabilizador.

Bombas de membranas.

Desarenador.

Tubagens para circulação de fluidos estabilizadores.

5.5.2 Materiais

Os materiais utilizados em obra foram os seguintes:

Betão

Teve de cumprir os seguintes parâmetros:

Dimensão máxima de inertes de 25mm.

Valores de slump (abatimento do betão no ensaio de Cone de Abrams) compreendidos

entre 18 e 22 mm.

O período máximo de armazenamento do cimento era 3 meses (condição para o betão

produzido na central).

Os inertes tinham de ser siliciosos, sãos e lavados. Podiam-se utilizar aditivos, desde

que fossem aprovados pela Fiscalização.

A dosagem e composição dos betões tinha de ser aferido previamente ao inicio da obra, tendo

o Empreiteiro geral realizado um estudo de composição dos betões de modo a estimar várias

características tais como: tensão característica de rotura, diâmetros dos inertes, valor

33

característico da tensão de rotura à compressão e a trabalhabilidade do betão, de acordo com

(8).

Assim, o betão devia satisfazer a mínima dosagem de ligante, máxima razão água/ligante,

classe de resistência mínima do betão previsto. A composição granulométrica teve de ser tal

que não se verificassem fenómenos de segregação. O controlo do betão era muito importante,

a análise através do slump por vezes é insuficiente, mas o betão desde que observado por

pessoa experiente, como os trabalhadores que faziam a sua recepção, pode ser aceitável.

Através do controlo visual podia-se detectar a segregação e a perda de goma.

Aço: definido nas Especificações Técnicas do Cadernos de Encargos

Fluido estabilizador (lamas bentoniticas)

Para estabilização das paredes de escavação recorreu-se à utilização de fluido estabilizador,

sendo composto por:

Bentonite

O tipo de bentonite usado era designado por C2. A bentonite era misturada com água numa

dosagem que varia entre 25 e 35 kg/m3. As lamas bentonitícas frescas deviam cumprir os

seguintes parâmetros:

Densidade 1,00 a 1,05 g/cm3.

Viscosidade 32 a 50 segundos.

Filtrado inferior a 30 cm3.

Teor em areia nulo.

Cake inferior a 3 mm. *

pH entre 7 e 11.

* Nota: Os terrenos argilosos, como os estratos inferiores atravessados, não formam

geralmente cake, atendendo a (9), este parâmetro serve então para os primeiros metros de

escavação, camada de aterro e aluvião, constituídos por areias e siltes.

Durante a escavação a lama era poluída pelos elementos finos do terreno (siltes e argilas) que

actuavam por contaminação física, aumentando o teor em água livre e a viscosidade da lama.

A regeneração correspondia à separação mecânica (peneiração e centrifugação) podendo ser

completada pela adição de certos aditivos como colóides orgânicos como alginatos,

carboximetilcelulose (CMC) e amido para aumentar a viscosidade, procedimento não adoptado

em obra.

Uma contaminação sistemática inerente ao processo era a contaminação pelo cimento, que

muitas vezes se pode tratar preventivamente com a adição de bicarbonato de sódio. A lama

34

recuperada durante a escavação pôde ser reutilizada (pois é um produto muito caro) após

tratamentos apropriados, com os seguintes parâmetros médios:

Densidade inferior a 1,20, esta após a saída do furo, pode atingir até 1,50.

Viscosidade de Marsh (conceito explicado posteriormente) compreendida entre 35 e 90

segundos.

O teor em areia, sendo difícil fixar um valor rigoroso, era condicionado pela natureza

dos terrenos escavados, em especial pelo seu teor em elementos finos. Podiam ser

considerados valores superiores com justificação baseada na decantação.

Filtrado inferior a 40 cm3.

Cake inferior a 5 mm.

5.5.3 Mão-de-obra

A mão-de-obra podia subdividir-se em permanente e não permanente em obra:

Permanente:

1 Encarregado / Chefe de equipa.

1 Condutor Manobrador.

3 Ajudantes de manobrador.

Não permanente:

1 Director de obra.

1 Encarregado geral.

5.6 Processo de execução O processo de execução compreendeu as seguintes fases, atendendo a bibliografia (10):

Implantação.

Posicionamento.

Furação.

Colocação da armadura.

Instalação da coluna de betonagem.

Betonagem.

5.6.1 Implantação

A implantação compreendeu a materialização no terreno do eixo de cada estaca, através de

uma ponta de varão e de um bloco de betão quadrado para centrar a vara de furação, vazado

35

no centro, e posicionados por meios topográficos. Esta ocupação foi executada após a

plataforma de trabalho estar nivelada e em condições para a movimentação e posicionamento

de equipamentos. De realçar que após a execução da estaca, fez-se um maciço de

encabeçamento no topo desta, após corte e preparação da cabeça da estaca, após a execução

da escavação geral completa. O mapa de implantação das estacas está na figura 9.

Figura 9 – Implantação das estacas moldadas em obra

5.6.2 Posicionamento

Após colocação da ferramenta apropriada (trado e, de seguida, aquando atingisse o NF, o

balde) na extremidade inferior da vara telescópica (Kelly bar) fazendo-se coincidir o eixo da

ferramenta com o eixo da estaca.

A verticalidade da vara Kelly foi controlada através de níveis colocados em dois planos

perpendiculares. De forma a garantir um posicionamento exacto, foi colocado no local de

execução da estaca, um maciço em betão armado, de forma quadrada, com 20 cm de altura,

pré-fabricado, que era possível colocar em poucos minutos, para centralização do trado e

posteriormente, balde. De início, o processo foi distinto, pois realizava-se para cada estaca um

maciço de betão armado novo, o que tornava o processo de execução da estaca muito mais

demorado e caro. Este maciço, para além de assegurar a implantação do furo, servia também

para posterior colocação do centralizador metálico, que serviu para posicionamento do pilar

dos pisos subterrâneos.

5.6.3 Furação

Esta operação consistiu na extracção do terreno à rotação, com auxílio do trado e balde, em

movimentos ascendentes e descendentes da vara Kelly, ver figura 11. As características

técnicas do equipamento de furação encontram-se na figura anexo 8 e 9. Nos primeiros

metros, a seco, acima do NF, foi utilizado o trado, e quando se atingiu o NF, era parada a

furação e trocava-se o equipamento de furação, para balde. Iniciava-se igualmente a

bombagem de lamas bentoníticas para o furo, atendendo a que as lamas têm de estar sempre

com uma altura de 2 metros acima do nível piezométrico máximo das águas do terreno, de

modo a garantir a segurança, segundo o Eurocódigo, anexo relativo a estacas moldadas.

36

Garantindo-se assim a estabilidade do terreno no estrato superior, que é geralmente o mais

gravoso, pois é aquele que se encontra mais descomprimido, sendo composto de aterros,

conseguindo-se compensar as pressões hidrostáticas e os impulsos do terreno, citando (11).

Da figura anexo 21 a 24, apresenta-se a nota técnica relativa à estabilidade do furo de

escavação. No caso de terrenos com NF muito próximos do topo deste, por vezes tem de se

aterrar para atingir que as lamas estejam 2m acima do NF. Há que ter muita atenção ao nível

de lama dentro do furo, de modo a averiguar um nível geralmente constante das lamas, pois

um rebaixamento rápido das lamas, ou seja, a sua perda para o terreno, pode ter graves

consequências, e como medida de contingência, o procedimento é aterrar, de imediato, o furo

de escavação, de acordo com (12).

A furação prossegue até se atingir a cota de fundo da estaca, garantindo uma penetração de

3ϕ na zona ZG1, com um mínimo de 7m abaixo da cota geral de implantação, tendo sido

posteriormente feita a limpeza cuidadosa do fundo do furo utilizando o balde conveniente,

procedimento complexo em estacas furadas com lamas, e que exige um controlo de qualidade

elevado. Este é outro aspecto com margem para melhorar, pois a sua concretização reveste-se

de elevada importância, em estacas moldadas com um funcionamento essencialmente por

ponta. De modo prático, este procedimento foi realizado, através do balde que permaneceu

naquela zona do furo durante mais tempo, procedendo assim à limpeza. Não foi necessário

recorrer a ferramentas de corte de rocha para atravessamento de zonas mais compactas ou

rijas.

Mencionar, de igual modo que o tempo decorrido entre a limpeza e o fim da betonagem não

pode, em média, ser superior a duas horas, para minimizar as descompressões do terreno.

É da mais elevada importância, para efeitos de produtividade, efectuar uma recolha dos dados

de duração de cada um destes processos, para memória futura de obras e orçamentos

similares. Pode-se assim aferir um rendimento médio de acordo com, um dado tipo de terreno

e equipamento. Além de cronometrar todos os processos envolvidos na processo, é

importante, realizar as curvas de betonagem, para averiguar inevitáveis desvios em relação à

curva teórica de betonagem, e obter quais as reais quantidades de betões para cada tipo de

terreno. Os maiores desvios ocorrem nos estratos mais permeáveis, menos coesivos, onde

ocorre quedas de terreno para o local de escavação. Estes terrenos precisariam eventualmente

de encamisamento do furo, mas que devido à sua baixa representatividade não foi adoptado

esse procedimento, sendo a solução com recurso a lamas a melhor.

O subempreiteiro teve de providenciar à Fiscalização a inspecção da escavação nas seguintes

fases, citando (12)

37

Quando atingida a rocha (na eventualidade).

Quando atingida a cota da fundação.

Antes da colocação das armaduras.

Figura 10 – Pormenor da armadura de estaca

Figura 11 – Furação para estaca

Figura 12 – Fim da betonagem da estaca

Figura 13 – Colocação do centralizador metálico para posterior colocação de pilar definitivo

5.6.4 Colocação da armadura

Após a furação, com o auxílio de uma grua, foi colocada a armadura previamente moldada e

montada em muitos casos com comprimentos superiores a 12m, sendo nesses casos

necessário recorrer a empalmes, com comprimento variável, ver pormenor da armadura na

figura 10. É necessário colocar durante a descida da armadura no furo, em 3 níveis, um

conjunto de espaçadores de modo a garantir o recobrimento mínimo de 60 mm, não sendo

permitidos ganchos. Geralmente em estruturas enterradas, o recobrimento é majorado em 30

mm, em relação à estrutura comum. No caso dos empalmes, devidamente aprovados pela

Fiscalização, a ligação do troço principal ao seguinte fez-se por soldadura por eléctrodo

revestido, que compreende o recurso a eléctrodos, em forma de varetas que formava um

cordão de soldadura em cada varão de aço. A armadura transversal da estaca, de forma

helicoidal, provinha montada de fábrica, com pequenos pontos de soldadura, tendo de em obra

se fazer o reforço destas soldaduras, para uma melhor segurança. Para poder colocar a

10 11

12 13

38

armadura no furo, com o auxílio da grua, teve de se soldar cabos na parte superior da

armadura da estaca servindo assim para o transporte, sendo posteriormente cortados e

deixados no interior do furo. O comprimento mínimo de sobreposição dos empalmes foi de 70 ϕ

e não pode ser emendado mais de 50% da área da armadura total na mesma secção. Atenção

que a armadura da estaca não pode estar em contacto com o fundo do furo, para evitar isso,

com o auxílio dos varões de suspensão e com dois ferros, a armadura fica segura no topo do

furo, sendo os varões de suspensão cortados após a betonagem. Admita-se uma distância de

cerca 20 cm entre a armadura e fundo do furo, para assim evitar uma possível patologia da

estaca.

5.6.5 Instalação da coluna de betonagem

A coluna de betonagem (tubos trémie) era descida pelo interior do furo por troços, centrada

com o eixo da estaca, começando com o número máximo de tubos. Teve de haver cuidado

redobrado do manobrador, ao longo da betonagem, com a retirada dos tubos, em posicionar

correctamente a coluna, de modo a que esta não ganhasse impulsão, ficando o betão com má

qualidade. O ideal era que a coluna ficasse 20 a 30 cm do fundo do furo, no fim da instalação

para a 1ª betonagem.

5.6.6 Betonagem

Após verificar que o betão tinha as características requeridas (slump, de 18 a 22cm e dimensão

do inerte, até 25mm), era realizada a betonagem de baixo para cima, por descarga directa da

auto-betoneira para a tremonha de recepção do betão, de realçar que a betonagem devia

ocorrer durante o menor tempo possível após a mistura e antes da cura do betão, ver figura 12.

O betão cuja cura já tenha ocorrido, mesmo que parcialmente, não podia ser usado nas

estacas, não havendo nessas situações eficiente solidarização entre o betão (10).

Mencionar também que no início de cada betonagem, colocava-se uma tampa no fundo da

tremonha, e só quando esta tivesse com uma certa quantidade de betão, se retirava a tampa,

de modo a que a betão ganhe velocidade na descida e assim se minorasse os vazios, embora

o betão fosse já de classe S4 (slump), ou seja, tinha grande trabalhabilidade e tenha através

desta propriedade capacidade auto-nivelante.

Fazia-se o controlo do nível do betão na estaca com uma sonda, à medida que este ia subindo

no furo com as sucessivas betonagens, sendo retirados troços de coluna sempre que

necessário garantindo-se que a coluna estava, pelo menos 2m mergulhada no betão, ver figura

16.

É boa prática, medir no fim e para cada betonagem, com o auxílio de uma sonda, a altura de

estaca betonada, sendo esta uma análise preliminar, da qualidade de execução da betonagem.

Uma leitura numa zona por betonagem é suficiente, pois a área da estaca é diminuta e não

existiam grandes discrepâncias na mesma secção.

39

Simultaneamente o fluido estabilizador era bombeado para tanques metálicos de recepção.

Nesses casos, as lamas bentoníticas, podiam ser reutilizadas passando previamente por um

desarenador, cuja função era separar e remover as partículas de terreno existentes nas lamas,

estando estas contaminadas. A betonagem era dada como terminada, quando o betão atingia a

cota necessária para o efectivo encastramento do pilar, sendo muito posteriormente à

execução da estaca-pilar, após a execução total da escavação feito o saneamento da estaca,

numa altura de cerca de 1ϕ da mesma estaca. Atenção que o saneamento apenas se procedeu

na face exterior da estaca, pois teve que se preservar a integridade do pilar encastrado na

estaca. O conceito estaca-pilar, tinha relação com a solução de „top down’, em que se fazia

logo as estacas e os pilares dos pisos subterrâneos em simultâneo.

O tempo de furação da estaca, conforme seja ϕ1,5m ou ϕ1,2m, não difere muito. Neste caso,

com o recurso a lamas, a furação pode demorar cerca de 1h45 a 2 horas.

Como material auxiliar, utilizou-se dois pequenos perfis em I no topo do furo, em baixo da

tremonha, para evitar que a tubo trémie se introduza no furo da estaca.

Podia ser motivo de rejeição da estaca o facto de durante a betonagem se verificar

deslocamentos da armadura, diminuição da secção de betão ou lavagem por água exterior, de

acordo com (8) e (12).

Figura 14 – Pormenor dos trados utilizados na furação e aspecto final da estaca-pilar

Figura 15 – Colocação de pilar na estaca

Figura 16 – Tubos trémie e tremonha

14

16

15

40

As tolerâncias máximas admissíveis na execução das estacas eram: ao nível de localização

0,10 ϕ (ϕ - diâmetro da estaca), a verticalidade da estaca podia exceder no máximo 30mm por

cada 3m de estaca.

Em termos de controlo de qualidade jamais era permitido que alguma estaca fosse

parcialmente betonada, mesmo que isso implicasse trabalho em horas extraordinárias,

devendo o subempreiteiro incluir isso nos preços unitários de concurso.

Ainda ao nível do controlo de qualidade, há que destacar a comparação e registo do volume de

betão usado em relação ao volume de betão calculado, tendo uma margem aceitável de 10%

de betão excedentário (o valor pago apenas era o volume teórico, o remanescente tinha de se

diluir nos preços unitários).

Para aferir da qualidade do betão da estaca, o adjudicatário devia obter tarolos de betão com

55mm de diâmetro no mínimo, para fornecer à Fiscalização, os trabalhos só seriam pagos se

os tarolos fossem aprovados, de acordo com (12).

Abaixo, na figura 17, apresenta-se a curva de betonagem da estaca nº27, com comprimento

aproximado de betonagem de 10 metros. O excedente de betão em relação ao calculado foi

cerca de 13,2%, um desvio razoável, talvez um pouco acima do expectável. Atenção que a

altura 0 metros corresponde ao fundo de escavação, sendo esta zona a que não tem

sobreconsumos de betão, sendo os 4 m superiores a que corresponde o sobreconsumo de

betão.

Figura 17 – Curva de betonagem da estaca nº27

0

5

10

15

20

25

0 2 4 6 8 10 12

Vo

lum

e d

e b

etã

o(m

3)

Altura betonada (m)

Curva de betonagem da estaca nº 27

Betão real

Betão teórico

41

5.6.7 Montagem do pilar

Sendo esta obra efectuada em „top down‟, tinha-se de início realizar as estacas e pilares dos

níveis subterrâneos em simultâneo.

Assim tinha de se colocar o pilar encastrado na estaca, no momento do fim da betonagem

deste, tendo um período de cerca de uma hora para realizar este processo, pois após isso o

betão da estaca ganhava presa. Assim, era encastrado o pilar na estaca num comprimento

referente ao diâmetro da estaca, assim se a estaca tivesse 1,5 m de diâmetro, o comprimento

de encastramento do pilar na estaca seria 1,5 m. Para efectuar este processo, recorre-se a um

centralizador metálico colocado no maciço de posicionamento da estaca, com um furo

rectangular no centro correspondente às dimensões do pilar, ver figuras 13, 15 e 18.

Figura 18 – Pormenor do perfil UNP no topo do pilar

A montagem da estrutura metálica de centralização e o pilar demorava cerca de 45 minutos a 1

hora, condicionado pela presa do betão. Após a betonagem e colocação do centralizador e

pilar, o tempo de permanência de centralizador teria de ser, no mínimo, cerca de 24 horas,

podendo ser adoptado 48 horas para uma maior segurança, de modo a que não houvesse

possíveis desvios de verticalidade do pilar.

Passadas 10 a 12 horas da betonagem da estaca, colocava-se no fuste, entre o pilar e o

terreno, areia de modo a que não existisse contaminação do betão e confirmar que não havia

desvios de verticalidade.

Em relação à bentonite, após a sua utilização na furação da estaca, esta demorava entre 30

minutos a 1 hora, para que fosse reciclada. O processo de reciclagem das lamas era dado

como concluído, quando o resíduo resultante da reciclagem nos tanques não aparentasse

visualmente ter areias.

42

Como informação complementar, o tanque de armazenamento das lamas, tinha uma

capacidade de sensivelmente 200 m3, e uma estaca em média necessitava de 50 m

3 de lamas,

em que cerca de metade, em média, conseguia bombear-se novamente para o tanque de

armazenamento, de modo a poder ser reaproveitada, de acordo com o encarregado de

estacas.

5.6.8 Corte e encabeçamento das estacas

Após a execução da escavação até ao nível final previsto, era efectuado o encabeçamento das

estacas entre o pilar e a própria estaca, ver figura 19. Na actuação da ferramenta de corte para

demolir o betão que era de menor qualidade, o martelo pneumático devia actuar na

horizontalou de preferência de baixo para cima, visto ser a direcção em que o betão oferece

menor resistência. Se actuasse na outra direcção, corria-se o risco de fender o fuste da estaca.

A forma da cabeça das estacas depois de cortada devia ficar convexa de modo, a poder ser

lavada, fazendo-se assim o saneamento definitivo, citando (8).

Figura 19 – Saneamento do topo da estaca para execução do maciço

O maciço de encabeçamento no contacto entre o mesmo e o terreno, devia assentar numa

camada de betão de regularização, não se podendo cobrir a superfície superior da estaca de

modo a que o contacto entre a estaca e o betão dos maciços se fizesse directamente. A cota

da cabeça das estacas depois de cortada devia ficar a uma cota ligeiramente acima do nível

previsto para a base de encabeçamento, cerca de 10 cm, citando. Ao nível dos varões da

armadura, deve-se levantá-los para penetração vertical no encabeçamento. O endireitamento

era feito com chave de dobrar ferro, para evitar assim o esmagamento ou desagregação do

betão da cabeça das estacas. Por vezes, os varões das estacas tinham de ser prolongados,

para além das cabeças, para obter uma conveniente ligação da cabeça ao encabeçamento,

devendo-se considerar um prolongamento dos varões de 50ϕ.

43

Esquema de plano de controlo executado em obra

Material/Actividade Inspecção/Ensaio Equip.Inspecção Critério Frequência Obs

Betão pronto Verificar o tipo de betão pela

guia de remessa NA C30/37 XC2 Todos os carros de betão Material fornecido pelo Cliente

Slump Cone de Abrahams 20+/- 2cm 1 ensaio por carro de betão Ensaio da responsabilidade do

cliente

Resistência à compressão Ensaio de laboratório Rm≥(fck+1) MPa;

Rmin≥(fck-4) MPa NA

Ensaio da responsabilidade do

cliente

Armadura Constituição da armadura NA 36ϕ20 ϕ12//0,20 (ϕ1500mm);

24ϕ20 ϕ12//0,20 (ϕ1200mm) Todas as armaduras

O aço já é armado e é

fornecido pelo Cliente

Fluido estabilizador –

lamas bentoníticas

(no fabrico)

Densidade Balança de lamas <1,10 g/cm3

NA Viscosidade Cone de Marsh 32 a 50 segundos

pH Fita de pH 7 a 11

Lamas bentoníticas (antes

da betonagem)

Densidade Balança de lamas <1,15 g/cm3

NA Viscosidade Cone de Marsh 30 a 50 segundos

Teor em areia Provete <4%

Furação

Verticalidade da vara Kelly Nível de 2 bolhas 90º Cada estaca

A implantação das estacas e

a sua verificação é da

responsabilidade do Cliente

Verticalidade da vara Kelly Nível de 2 bolhas 90º Cada estaca

Profundidade Sonda da Soilmec L≥Projecto Cada estaca

Confirmação sondagens NA Estratos atravessados

coincidem com as sondagens Por área de influência da estaca

Colocação da armadura Verificar o recobrimento NA Centralizador Cada estaca NA

Betonagem Verificar a cota do topo do

betão Sonda

0,5 a 1,0 m acima da cota da

base do maciço

Cada estaca NA

Tabela 2 – Controlo de qualidade de estacas moldadas

(Nota: A Mota-Engil Fundações funciona em todas as obras como subempreiteiro mesmo as da Mota-Engil, daí a tabela mencionar Cliente, que é a Mota-

Engil Engenharia).

44

5.6.9 Registo

Era mantido um registo diário de dados das estacas executadas, assinado pelos

representantes do subempreiteiro e da fiscalização e que devia ser apresentado

semanalmente, e devia conter estes itens (8), ver figura 20:

Projecto.

Número de referência da estaca.

Diâmetro nominal da secção transversal da estaca.

Diâmetro nominal da base da estaca.

Nível freático no local.

Data de perfuração (com hora).

Data da betonagem (com hora).

Cota do terreno no local antes da perfuração.

Cota do terreno no local da base da máquina de executar estacas.

Profundidade da base da estaca.

Cota da base da estaca.

Cota do topo da betonagem.

Cota do corte.

Comprimento e pormenor das armaduras da estaca.

Composição, classe de resistência e classe de consistência do betão da estaca.

Volume de betão colocado.

Detalhe de obstáculos e atrasos .

Figura 20 – Ficha de registo das estacas

45

5.7 Ensaios cross-hole Como premissa inicial para a execução das estacas era exigido ao empreiteiro geral, uma

plataforma de trabalhos horizontal, com largura mínima de 10 metros (12).

Em 10% das estacas, deixou-se no seu interior 3 tubos metálicos com diâmetro mínimo de

50mm e um tubo com um mínimo de 75mm de modo a que fossem executados os ensaios de

cross-hole e carotagem do fundo das estacas. Os tubos de 50 mm eram mantidos firmes na

posição desde a cabeça até à base da estaca. O tubo de 75 mm era mantido firme na posição

desde a cabeça da estaca até 1 metro acima da base da estaca. Os tubos a instalar nas

estacas tinham de ser metálicos. Deviam ser tamponados no seu extremo interior para evitar

obstruções, enquanto na parte superior era tapado provisoriamente.

Para verificação do interface estaca/material era efectuada uma carotagem através dos tubos

de 75mm desde 1m acima da base da estaca até 3m abaixo desta.

Custos dos ensaios

Os custos eram contabilizados, por número de campanhas de ensaios de cross-hole diários,

sendo 6, o número de ensaios cross-hole efectuados, (7).

Custo por campanha: 1200,00€.

5.8 Custos das estacas moldadas Os custos das estacas têm os seguintes pressupostos: furação para a execução de estacas de

betão armado moldadas no terreno, incluindo todos os trabalhos acessórios necessários,

sendo a unidade o metro linear (ml), comprimento médio estimado (7).

Estacas de ϕ1500 mm, com 12m de estaca efectiva média + 9,30m pilar, com 340,8 ml,

custo unitário por ml de 94,76€, perfazendo um total de 32.294,21€.

Estacas de ϕ1200 mm, com 12m de estaca efectiva média + 9,30m pilar, com 1405,8

ml, custo unitário por ml de 74,52€, totalizando 104.760,22€.

Para além destes custos, havia ainda os custos dos alugueres dos equipamentos,

desmontagens e transporte.

Equipamento de estacas 1 conjunto, total de 7360,00€.

Equipamento de estacas: desmontagens e transporte, total de 3220,00€.

Era também necessário, aquando da execução da proposta de execução, estabelecer um valor

para contrapartidas por equipamento, para o caso de paragem dos trabalhos por razões não

imputáveis ao subempreiteiro.

O valor desta contrapartida para execução de estacas moldadas, por hora, era de 175,00€.

46

5.9 Comentário aos trabalhos de estacas Os trabalhos de execução decorreram como previsto com resultados satisfatórios, mas

melhoráveis. Existiu um aspecto em obra, que inviabilizou que o rendimento das estacas fosse

superior ao estipulado. Esse aspecto era que apenas existiam 2 centralizadores metálicos da

estaca pilar em obra para cada diâmetro de estaca. Tendo em conta, que na sua grande

maioria, as estacas eram de 1,2m de diâmetro, ao fim de realização de duas estacas de 1,2m

de diâmetro, os trabalhos de estacas eram dados como terminados para aquele dia, pois o

centralizador tinha de ficar colocado na estaca, no mínimo 24 horas. Este era um aspecto, em

que poderia melhorar o rendimento com a introdução de um novo centralizador para estacas de

1,2 m de diâmetro, que eram a grande maioria.

Como proposta de melhoria, defendo que todos os processos fossem cronometrados e que

haja uma melhor afectação de recursos à equipa de fundações, pois por motivos externos a

equipa passava longos períodos de paragem, devido a atrasos na implantação do local da

estaca, atrasos na entrega de betão, difícil comunicação com a grua principal de obra, existindo

assim sempre em obra um largo número de interdependências que têm de ser optimizadas no

futuro, e que poderão ter um importante impacto ao nível de custos. O efeito mais rapidamente

visível nos atrasos na entrega de betão era um posterior sobre consumo de betão, devido à

descompressão e consequente queda de terreno para o furo de escavação, aumentando

consequentemente o volume de betão necessário e que houvesse uma perda de qualidade da

estaca.

Existiram em obra algumas estacas em que a eficiência do processo construtivo não foi

excelente, exemplificando-se no deficiente controlo das lamas bentoníticas, em que os testes

não foram efectuados com a periodicidade devida. O facto do controlo de qualidade das lamas

recicladas não ser muito exaustivo levou a que as quedas de terreno dos furos das estacas

fossem mais recorrentes, levando a uma diminuição da qualidade de execução das estacas.

Outro factor muito importante era os largos períodos de demora entre betonagens da mesma

estaca, havendo casos de intervalos de mais de 6 horas que afectavam igualmente a qualidade

das estacas.

Outra situação, desta vez exógena ao empreiteiro, acontecia quando a zona de implantação da

estaca era atravessado por condutas desactivadas, que era um indício do terreno ter sido já

previamente descomprimido, em profundidades situadas até 5 m de profundidade, zonas

referentes a aterros, onde o nível de lamas bentoníticas podia escoar-se do furo, levando ao

sobreconsumo de betão e consequentemente na redução da qualidade da estaca.

Ao nível da limpeza do fundo da estaca, existia margem para melhoria na qualidade de

execução, já que o funcionamento estrutural das estacas moldadas é essencialmente por

ponta. Isso podia conseguido através da permanência mais demorada no fundo de escavação.

47

6.Contenção periférica - Parede Moldada

6.1 Apontamentos teóricos sobre paredes moldadas A execução de paredes moldadas passa pela abertura de valas com uma técnica particular.

Como na maioria dos ramos das fundações, a sua génese teve como precursor a indústria do

petróleo, e consiste em conseguir suster paredes de um furo, à medida que este é executado,

à custa de um determinado fluido estabilizador. O tipo de fluido estabilizador utilizado tem a

forma de gel, quando em repouso, e líquido, quando agitado, esta propriedade é chamada de

tixotropia. O fluido estabilizador consiste na mistura adequada de água e um tipo específico de

argila, em geral denominado lamas bentoníticas. Assim é possível eliminar a tubagem de

revestimento, que até aí era utilizada, e foi possível furar em contínuo, com o auxílio destas

lamas bentoníticas (13).

Este método tem reconhecidas vantagens económicas, e a consequentemente disseminação

desta técnica para obras públicas permitiu obter novas formas e estruturas – paredes

contínuas, elementos de apoio de grande secção, cortinas de impermeabilização, etc.

Este foi o advento de elementos e contenção profundos. Em primeira fase, o início deu-se na

construção de estacas em betão ou betão armado. Só à posteriori se derivou para as paredes

moldadas, com a adaptação do equipamento de secção de furação.

6.1.1 Aplicação das paredes moldadas

Este tipo de construção consiste em elementos executados no terreno, que se desenvolvem

em profundidade, a partir da plataforma de trabalho estabelecida de acordo com a execução

dos trabalhos. Com esta técnica construtiva consegue-se obter vantagens comparativas (14),

tais como:

Minimizam a perturbação do terreno.

Permitem escavações até profundidades maiores.

Aplicabilidade à maioria dos terrenos, dependendo da escolha adequada de

equipamento de escavação, lama estabilizadora e geometria do painel de escavação.

Menor permeabilidade.

Tem melhores condições de segurança e de trabalho, pode ser feito apenas com

algumas tábuas, a cobrir o furo.

Permitem várias frentes de trabalho, e variabilidade na programação dos painéis.

Apresentam bom comportamento sísmico.

Em certas ocasiões, não necessita de acabamento interior.

48

Tem igualmente várias desvantagens, tais como.

Solução torna-se cara, principalmente devido ao uso de lamas bentoníticas (fabrico,

recuperação e reciclagem).

Ocupação de grande espaço em estaleiro.

Requer equipamento e mão-de-obra especializado, encarecendo substancialmente.

Em circunstâncias especiais, em que o estrato competente estiver a grande

profundidade, e quando se pretende a total estanqueidade, a solução fica anti-

económica.

As paredes moldadas no terreno podem ter diferentes funções:

Fundação: de modo a transmitir ao terreno esforços verticais.

Suporte: em contenções periféricas, de modo a absorver os seus impulsos horizontais

Impermeabilizantes: a parede moldada aqui funciona como barreira à passagem de

água, função de barragem.

As paredes moldadas no terreno podem ter duas formas:

Estruturas individuais: constituídas por um só painel, ou barretas, ou por um pequeno conjunto

de painéis formando secções horizontais em I, H, L, U – e são alternativas à execução de

fundações por via de estacas, através de painéis entre os 0,4 e os 0,8m de espessura, largura

entre os 2m e os 5m, e com profundidades até dezenas de metros, sendo a variabilidade da

espessura e largura, duas importantes vantagens, ver figura 21.

49

Figura 21 – Execução do pré-furo em barretas individuais de fundação

Estruturas de cortina de contenção: constituído por um conjunto de painéis adjacentes são

executados de acordo com uma determinada sequência. Sendo uma estrutura de contenção, o

material é em betão armado, formando paredes de paredes de espessura variável, o mais

provável é entre os 0,4 e 0,8m, mas pode perfeitamente atingir 1,0 a 1,2m. As profundidades

podem atingir até cerca de 40 metros.

6.1.2 Processo construtivo

Em função da finalidade pretendida e das condições geotécnicas poderão observar-se

diferentes pormenores nos processos construtivos das paredes moldadas. O processo

construtivo tem os seguintes aspectos (9):

Implantação da obra.

Muros – guia.

Preparação e regeneração de lamas.

Betonagem.

Operações após betonagem.

50

Figura 22 – Execução do muro-guia para guiamento da ferramenta de escavação

Figura 23 – Escavação do terreno com recurso a balde de maxilas

Figura 24 – Betonagem do painel de parede moldada

Figura 25 – Execução da viga de coroamento

6.1.3 Implantação em obra

Antes de proceder qualquer trabalho, será necessário conhecer o local e geometria que a

contenção irá assumir.

Nesta fase inicial, é fulcral assinalar as diversas estruturas que se encontrem enterradas e que

intersectem o desenvolvimento periférico da contenção (canalizações, condutas, cabos

eléctricos, cabos de fibra óptica). A par dessa marcação deverão ser promovidas as medidas

necessárias ao respectivo desvio ou desactivação dessas estruturas. Pode ser moroso este

processo em obra, e levar a atrasos e custos, mesmo durante a execução da obra, ao não ter

todas as licenças garantidas e os equipamentos desactivados.

6.1.4 Muros-guia

Conhecendo em planta, a localização da contenção, escava-se uma vala ao longo do

desenvolvimento periférico da parede, ver figura 22. Esta vala terá as dimensões que permitam

construir dois muretes em betão armado, um a par do outro, e que ficam afastados entre si

22 23

24 25

51

duma distância igual à espessura da parede mais cerca de 0,05 m, uma pequena folga, para

facilitar a manobra do equipamento de escavação.

Este tipo de muros costuma ter uma altura que varia entre 0,8 e 1,5m. Estes muros, tal como o

nome indica têm a função de guiar a ferramenta de escavação, protegendo as paredes laterais

da vala na zona superior (15).

No caso mais geral de muro-guia, a parte interior do muro não faz usufruto de cofragem, sendo

betonado contra o terreno. No caso de terrenos que tenham baixa resistência, costuma-se

fazer uso de muros em L.

6.1.5 Preparação e regeneração de lamas

As técnicas construtivas de painéis tiram partido dos efeitos estabilizadores das lamas, que são

essencialmente soluções aquosas de bentonite, daí ser essencial o controlo da sua

composição. De acordo com a natureza química do terreno, ou da água de utilização, e com as

quantidades tixotrópicas necessárias, assim deve-se adequar o tipo de lama ou calda

bentonitica a utilizar (9).

Após estabelecida a composição das lamas, há que dispor de um sistema para a preparação

de mistura, através de meios mecânicos (misturadores) e armazenamento em tanques com

suficiente capacidade, ver figura 28. A dimensão dos tanques depende do volume das valas,

de modo a que se disponha da quantidade de calda necessária para as valas em execução.

As lamas bentoníticas permitem a sua reutilização, mediante tratamento adequado, ver figura

25. As lamas bentoniticas que se encontram a desenvolver acção estabilizadora no interior da

vala estão sujeitos a contaminação pelos detritos que se vão desagregando das paredes do

furo da vala. Isto leva a que com o aumento de carga dos detritos, se dá a degradação das

propriedades das lamas. Estabelece-se assim um circuito de regeneração, as lamas são

bombeadas da vala e feitas circular por um sistema de crivos, vórtices e decantadores, para

retirar os detritos da suspensão, permitindo a sua reutilização.

Assim, nas lamas bentoniticas, quando se produz a suspensão, tem de se controlar vários

parâmetros, tais como a densidade, a viscosidade e o pH. Se as caldas forem já usadas é

preciso verificar igualmente o teor em areia, ver figura 27.

Estes parâmetros têm uma gama de valores variável, de acordo com as várias situações de

obra. Mas em traços gerais, uma calda diz-se contaminada nas circunstâncias em que

demonstre um elevado teor em areia, pH alto, densidade excessiva, baixa viscosidade e

decantação rápida (ou reduzida tixotropia), ver figura 29. O controlo destes parâmetros (13),

faz-se em obra, ver figura anexo 12, através de:

Balança de lamas - utilizada para medir a densidade das lamas. A balança é composta

por uma haste graduada com um copo. Para realizar a leitura, basta encher o copo

com a suspensão, que é dotado de uma tampa com furo central, por onde sai a lama

52

em excesso, permitindo assim fixar o volume colocado, em seguida, equilibrando a

balança com o peso móvel, realiza-se a leitura através da escala graduada.

Cone de Marsh (viscosidade) – usado na determinação da viscosidade das lamas. O

cone tem dimensões estandardizadas, é cheio até a uma marca correspondente a

1500 cm3 de lamas, após passagem por um crivo (1/16‟‟), que detém os detritos mais

grosseiros. O tempo necessário para escoar 946 cm3 corresponde à viscosidade

aparente em segundos.

Fita de pH – para medir o pH das lamas. A análise é feita mergulhando a fita na lama, e

passado poucos minutos esta adquire uma cor que é posteriormente comparada com o

conjunto de cores padrão fornecido pelo fornecedor, que corresponde a um dado pH.

Teor em areia: para medir o teor em areia, tem de se ter uma proveta, um crivo, um

funil e uma garrafa de água. Enche-se a proveta com lama até à marca de MUD TO

HERE e completa-se com água até à marca de WATER TO HERE. Depois agita-se

bem, a mistura é deitada no crivo, a que se segue uma lavagem de areia. Depois

encaixa-se o funil na boca da proveta e inverte-se o conjunto. Assim, a areia que havia

ficado no crivo é feita passar para a proveta com o auxílio de jacto de água. Depois da

areia assentar, mede-se o volume de água e regista-se a percentagem de areia por

volume de lama.

Um dos pontos negativos da solução de contenção através de paredes moldadas, é o facto de

elevado custo de processamento de lamas bentoníticas, o seu fabrico, recuperação e

reciclagem. Além do custo das lamas, exigem um estaleiro de maiores dimensões com a

presença de tanque das lamas e de desarenamento e ainda espaço para colocação de

armaduras montadas previamente pela subempreitada do aço. A desarticulação entre

subempreitadas, exemplificada pelo excesso de armaduras já preparadas em estaleiro pode

levar a perdas de rendimentos, agudizando a falta de manobra dentro de estaleiro,

principalmente na execução das paredes moldadas.

Este factor pode ser de grande importância para a escolha do método construtivo da

contenção, uma vez que em zonas urbanas densamente ocupadas este método pode ser

impraticável pois simplesmente não existe espaço de estaleiro, recaindo aí a escolha nos

muros de Berlim, com as devidas condicionantes (eventual necessidade de tratamento do

terreno).

53

Figura 26 – Reciclagem das lamas bentoníticas

Figura 27 – Preenchimento de ficha de controlo das lamas bentoníticas

Figura 28 – Tanque de armazenamento das lamas

Figura 29 – Equipamento de ensaio das lamas

6.1.6 Furação dos painéis

As contenções em paredes moldadas no terreno são formadas por painéis adjacentes, que se

executam numa dada sequência, definida pelo director de obra geral e director de obra de

subempreitada das fundações, de acordo com as necessidades da obra, ver figura 23.

A sequência pelo qual se executam os painéis corresponde a um avanço alternado, entre

painéis designados de primários (ou de arranque, iniciais), painéis intermédios (de continuidade

ou avanço) e painéis secundários (de fecho). A escavação é conseguida recorrendo a meios

mecânicos,(13):

Escavação por circulação das caldas bentoniticas.

Escavação com recurso a baldes de maxilas.

26 27

28 29

54

Este sistema distingue-se pela utilização duma ferramenta que executa as duas funções de

escavação: o desmonte do terreno e a sua remoção do interior da vala, ver figura 30.

Dentro da técnica de escavação com baldes de maxilas, podem salientar-se aspectos que

possibilitam formas diferentes de operar a escavação, que permitem ajustes face aos

diferentes tipos de terrenos (mais ou menos brandos) ou à particularidade da obra (minimizar

as vibrações).

Figura 30 – Grua de elevação e equipamento de escavação (balde de maxilas)

6.1.7 Sistemas de escavação por baldes de maxilas

Manobra: Por cabos, a manobra realiza-se por meio de guinchos com dois tambores.

Num deles é enrolado o cabo de suspensão, no outro, o cabo que comanda as

maxilas.

Geometria das maxilas: as maxilas podem ter bordos de ataque semi-circulares ou

rectangulares. As maxilas são munidas de dentes ou de um bordo em chapa de ferro,

com forma de serra, que podem ser várias vezes substituída.

Geométrico: guiamento é conseguido por encosto do balde às paredes da vala já

aberta.

6.1.8 Betonagem

A execução dos painéis obedece a uma certa sequência. Após a escavação de um

determinado painel procede-se à betonagem, ver figura 24. Neste passo, tem de haver o

auxílio de uma grua para se colocar os tubos de junta para que não haja perda de betão ou,

55

por outras palavras, circunscrever a zona de betonagem servindo de cofragem. Conforme o

tipo de painel em termos de sequência de escavação podem ser:

Dois: um em cada extremidade de um painel primário ou de arranque.

Um: na extremidade de um painel de avanço, que não contacta com o adjacente.

Nos painéis de fecho não se colocam tubos de junta, pois estes painéis já se encontram

circunscritos lateralmente pelos painéis já realizados, fazendo neste caso os painéis de junta.

A operação de colocação de tubos de junta está relacionada com a forma semi-circular das

juntas. Ao colocar o tubo de junta, na extremidade do painel futuro, o betão não ocupará o

espaço deste, que tem um diâmetro igual ou muito idêntico ao da parede, de modo a que não

haja fugas de betão. Estes tubos só irão ser retirados quando o betão do painel tenha adquirido

a presa necessária, geralmente são cerca de 6 horas.

A necessidade de utilizar os tubos junta advém:

A forma em planta da vala: deve-se ao facto de, em grande parte, os equipamentos de

escavação deixarem as extremidades laterais com forma semi-circular. Ao obrigar que

a junta de um painel tenha essa forma, está-se a facilitar a execução do painel seguinte

nessa junta, pois o equipamento de furação encostará no painel já efectuado, levando

a uma remoção mais eficaz do terreno e melhor guiamento da ferramenta de furação.

Ligação entre painéis: utilizando esta formula promove-se uma melhor solidarização

entre os painéis e leva a que haja uma melhor impermeabilização do conjunto da

contenção em comparação com juntas rectas.

A lama bentonitica presente no painel tem de ser verificada quando aos parâmetros de

controlo, é essencial pois a betonagem é realizada do fundo para o topo da vala, tirando partido

da diferença de densidades, entre o betão e a lama. Após verificadas as condições das lamas

bentoniticas, a preparação da vala segue com a colocação da armadura, depois de moldada e

armadura, com o auxílio da grua. De seguida, coloca-se a coluna de betonagem, ou tubos

trémie, que é colocada na 1ª betonagem de modo a que a sua parte inferior esteja a 20 cm do

fundo do furo.

Antes da betonagem, com a entrada da betoneira em obra, é retirada desta uma amostra de

betão, em que se testa o slump do betão e a máxima dimensão do inerte, de modo a averiguar

a trabalhabilidade do betão. Em paredes moldadas, o betão tem de ser bastante fluido, mesmo

S4, que tem de ter 18 a 22 cm de slump, de modo a ser betonado eficazmente em peças com

grande desenvolvimento. Após isso, pode-se iniciar a betonagem da parede para a tremonha

acoplada à coluna do trémie.

56

Entre betonagens sucessivas, é sempre necessário verificar com uma sonda, a profundidade

que o betão sobe, e à medida que este sobe, vão sendo removidos troços de coluna trémie,

mas tendo que sempre se verificar que a coluna se encontra mergulhado nas lamas cerca de 2

metros, de um modo aproximado, estes aspectos não são levados com grande rigor em obra.

A betonagem fica concluída com o nível a ficar acima do projectado, de modo a ser

posteriormente saneados, na parte superior, por contaminação do betão com detritos.

Geralmente, a parte da altura da parede a sanear corresponde à do muro-guia, que era

posteriormente demolido.

Após o saneamento, é realizada uma viga, no topo do desenvolvimento periférico da parede,

designada de coroamento, que irá ligar os painéis de contenção, na zona superior. A sua

altura, em geral, é igual à dos muros-guia, e a espessura idêntica à da parede, muros que têm

anteriormente de ser demolidos.

6.2 Descrição geral

De acordo com o procedimento de obra (15), executou-se uma contenção através de parede

moldada, travadas em grande parte pelas próprias lajes, no sistema de „top down’. Existe uma

zona que não foi executada com este sistema sendo travado as paredes por ancoragens

provisórias.

A parede tinha em todo perímetro 0,60m de espessura e comprimento máximo de 17m, com

cerca de 8 metros de ficha, num total de 6.849 m2.

Foram também realizadas duas barretas de 0,60x3,50 (m), quatro barretas de 0,60x5,00 (m) e

uma barreta de 0,60x5,00 (m) até 21m de profundidade, dos quais 12m foram betonados, num

total de 766 m2. Estas barretas destinavam-se às fundações das caixas de escadas e zonas

dos elevadores.

Para a execução dos painéis de contenção foi necessária uma plataforma livre com uma

largura de 12 metros.

O registo das execução das paredes encontra-se na figura anexo 11.

Condições geológicas

As mesmas das estacas de fundação.

57

6.3 Recursos


Os equipamentos e ferramentas subdividem-se de acordo com a sua função:

De furação

Equipamento de furação (Grua Liebher).

Ferramenta de furação (Grab de Cabos).

Tubos junta.

De betonagem

Grua auxiliar.

Tubos e tremonha trémie.

Auto-betoneira.

Estaleiro de fluido estabilizador

Misturadora.

Depósitos para armazenamento do fluido estabilizador.

Bombas de membranas.

Desarenador.

Tubagens para circulação de fluidos estabilizadores.

6.3.2 Materiais

Os materiais utilizados em obra foram os seguintes:

Betão

O betão tinha as mesmas características que o das estacas de fundação tendo de ser bastante

fluido, para poder ser facilmente betonado, e não adquirir vazios durante a betonagem. Assim,

o slump teve de estar compreendido entre 18 e 22 cm, e a dimensão máxima do inerte era 25

mm.

Aço

A execução da armadura de aço sendo da responsabilidade de outra subempreitada, seguiu os

trâmites propostos em projecto e definidos nas Especificações Técnicas do Caderno de

Encargos. Nestas armaduras de grande comprimento existia dificuldade no seu transporte para

o interior da escavação, podendo com isto os varões empenar. Então para facilitar o

manuseamento dos painéis de armadura procedeu-se ao reforço da armadura com varões de

contraventamento, colocados na diagonal dos painéis, a fim de facilitar a suspensão e

transporte dos mesmos. Na figura 31, apresenta-se o desenvolvimento em alçado de barreta

de fecho na zona A1, defronte do Metro.

58

Figura 31 – Barreta de fecho (17m de altura e 8m de ficha)

59

6.3.3 Fluido estabilizador (lamas bentoníticas)

Para estabilização das paredes dos furos executados pelo grab de cabos as lamas constituídas

por bentonite, tinham as seguintes características, (9):

Densidade <1,10 g/cm3.

Viscosidade 32 a 50 segundos.

pH 7 a 11.

Uma lama de furação era obtida por dispersão de 25 a 35 kg de bentonite por m3 de água,

consoante a qualidade da bentonite. A lama pode levar certos aditivos destinados a aumentar a

densidade, melhorar o poder colmatante, aumentar ou diminuir a viscosidade, opor-se à

contaminação pelo cimento, variar o pH e diminuir o filtrado.

6.3.4 Mão-de-obra

A mão-de-obra utilizada em obra, pode subdividir-se em permanente e não permanente:

Permanente

1 Chefe de equipa / encarregado.

2 Condutores manobradores (sendo um destes manobradores, o encarregado),

incluindo um trabalhador para a grua e outro para a furação.

3 Ajudantes de manobrador.

Não permanente

1 Director de obra.

1 Encarregado Geral.

6.4 Processo de execução implementado Compreende as seguintes fases:

Implantação.

Execução dos muros guia.

Furação.

Colocação da armadura.

Instalação da coluna de betonagem.

Betonagem.

6.4.1 Implantação

A implantação era sempre o ponto inicial de cada trabalho com a piquetagem do contorno

periférico da obra a executar. Este trabalho executou-se após a plataforma de trabalho estar

devidamente nivelada e em condições para a movimentação e posicionamento dos

equipamentos.

60

6.4.2 Execução dos muros guia

Foram executados dois muros guia, um em cada face de escavação, que serviram de guia para

a ferramenta de furação. A distância entre os muros foi igual à espessura da parede moldada

acrescido de 5cm, de modo a facilitar a passagem da ferramenta de furação. A cofragem do

muro apenas se realiza na face exterior, a face interior era betonada contra o terreno. As

dimensões principais do muro guia eram: 1,0 x 0,25 (m2) (altura x espessura).

6.4.3 Escavação

Terminada a operação dos muros guia iniciou-se a escavação de parede moldada. Esta

operação consistiu na extracção do terreno, com o grab de cabos. A escavação da parede

moldada foi executada faseadamente, por painéis primários e secundários. Em cada descida

do grab, este conseguia escavar em média cerca de 0,40m de terreno, resultando o processo

muito lento, embora não tenha sido atingida nenhuma intercalação de terreno mais rijo, que

inviabilizasse a escavação com o grab. As características técnicas do grab de maxilas

encontra-se na figura anexo 13.

A estabilidade das paredes do furo foi assegurada por utilização das lamas bentoníticas,

devendo o nível das lamas encontrar-se acima do nível máximo das águas no terreno, a uma

cota que garantisse a estabilidade do terreno, de forma a compensar as pressões hidrostáticas

e os impulsos do terreno.

A escavação prosseguiu até que se atingia a cota do fundo da escavação após o qual eram

introduzidas os tubos junta metálicos que limitavam o painel e era efectuada a limpeza

cuidadosa do fundo do furo, usando o grab.


A armadura da parede foi previamente montada e, seguidamente, foi colocada dentro do furo,

com o auxílio da grua. Como mencionado anteriormente, o desfasamento entre os trabalhos da

subempreitada do aço e das fundações, resultavam-se em excesso de armaduras em estaleiro,

agravando a falta de espaço em estaleiro já diminuto.

6.4.5 Instalação da coluna de betonagem

A coluna de betonagem ou tubos trémie, foi descida pelo interior do furo por troços, centrada

com o eixo do painel. A extremidade interior tinha de ficar a 20 a 30 cm do fundo do furo e na

extremidade superior foi acoplada a tremonha de recepção de betão.

6.4.6 Betonagem e curvas de betonagem

Após verificar que as características requeridas (slump e dimensão máxima do inerte) foi

realizada a betonagem de baixo para cima, por descarga directa da autobetoneira para a

tremonha de recepção do betão.

Fazia-se o controlo do nível do betão com uma sonda com as sucessivas betonagens. À

medida que o betão subia no furo iam sendo retirados os troços de coluna com as sucessivas

61

betonagens, garantindo-se sempre que a coluna ficava 2 metros mergulhada no betão. O nível

de lama no furo, devia estar situado no mínimo 1 metro acima do nível de água mais elevado

dos aquíferos atravessados ou atingidos no decorrer da furação.

Simultaneamente as lamas bentoniticas começavam a ser bombeadas para os tanques

metálicos de recepção. As lamas bentoníticas, podendo ser reutilizadas, eram então passadas

por um desarenador, para separar e remover as partículas de terreno presentes na lama. A

betonagem encontrava-se terminada quando o betão atinge-se a cota necessário para o

correcto saneamento da parede, em geral, a betonagem era terminada, quando o betão atingia

apenas 1,30 a 1,40m de profundidade a partir do topo da plataforma de trabalho. As paredes

moldadas tinham duas fichas de controlo, a primeira da parede moldada genérica, em que se

publicam as datas e horas do início e fim da furação e betonagem, as características desta, os

volumes teóricos e reais, e observações na execução destas.

Geralmente, o desvio médio do volume de betão real e o teórico previsto era de cerca 10%,

havendo situações excepcionais em que poderia atingir 30% de desvio, situação que podia

ocorrer em camadas de terreno mais brandos ou descomprimidos, situações em que se

deveriam tirar ilações pois esse sobre consumo não era sustentável ao nível económico.

Nessas situações, eram realizadas as curvas de betonagem, para verificar com o auxílio de

sondagens, os estratos de pior qualidade e onde se verificavam as maiores discrepâncias,

geralmente eram as areias brandas e siltes, que ocorriam pontualmente em certas zonas. As

observações serviam para atestar anomalias durante a execução da parede, tais como avarias

nas centrais de betão ou um caso paradoxal, como o trânsito, surtindo em grandes intervalos

entre betonagens e consequentemente má execução. Outra anomalia ocorria na furação,

quando os cabos da grua se partiam com o desgaste, interrompendo a furação durante largos

intervalos, períodos superiores a uma hora, aumentando a descompressão do terreno.

Em seguida, apresenta-se uma curva de betonagem para um painel de continuidade, barreta

nº44 como exemplo com cerca de 5 metros de comprimento, com uma altura betonada de

14,82 metros e cerca de 16,12 metros de escavação, não sendo os últimos 1,3 metros

betonados. O gráfico da betonagem representa o volume de betonagem, ao longo da

profundidade do furo escavada, ver figura 32.

O painel/barreta necessitava de 44,4 m3 de volume teórico de betão, enquanto na realidade

necessitou de cerca de 52 m3, evidenciando a perda de betão para o terreno havendo um

sobre consumo de 17% de betão um pouco acima do razoável. As discrepâncias, analisando

as sondagens de zonas limítrofes a este painel, podem dever-se a mudanças de camadas,

como aos 6 metros, em que se a transição entre os aterros e os aluviões (siltes), e na camada

de siltes, que é um terreno menos coesivo. O facto de o terreno ser menos coesivo não pode

justificar a diferença plenamente, pois um insuficiente tratamento das lamas pude levar a que

nestas zonas a eficácia das lamas não fosse a melhor e houvesse com maior recorrência

desabamentos de terreno para o furo e, consequentemente levasse ao sobre consumo de

62

betão. Este facto leva a que posteriormente aquando da escavação das caves, ocorra na

parede moldada, protuberâncias, de maior ou menor dimensão, que posteriormente têm de ser

removidas. Na maior parte das vezes estas protuberâncias não significam erros de execução,

devem-se à qualidade do terreno atravessado, mas há que ter em atenção o acompanhamento

mais rigoroso da qualidade das lamas bentoníticas, que é um ponto onde existe margem para

melhorar.

Foi feito igualmente a curva de betonagem para a barreta nº46, igualmente com 5,0m de

comprimento, e com 16,12m de altura, sendo apenas betonados 14,82m.

Figura 32 – Curva de betonagem da barreta nº44

Figura 33 – Curva de betonagem da barreta nº46

05

10152025303540455055

0 5 10 15

Vo

lum

e d

e b

etã

o (

m3)

Altura betonada (m)

Curva de betonagem barreta nº44

Barreta nº44 Vol. teorico

Barreta nº44 Vol. real

0

10

20

30

40

50

60

0 5 10 15 20

Vo

lum

e d

e b

etã

o(m

3)

Altura betonada (m)

Curva de betonagem barreta nº46

Barreta nº46 Vol real

Barreta nº46 Vol teórico

63

Na curva de betonagem da barreta nº46, presente na figura 33, verifica-se um excedente de

betão de 12,6%, e atendendo que a altura 0m corresponde ao fundo de escavação, os maiores

sobreconsumos verificam-se nas camadas superiores de aterro e na transição destes para a

camada de siltes argilosos.

Na tabela 3 abaixo, apresenta-se uma análise sistemática dos sobreconsumos de betão

verificados na execução das barretas de contenção acompanhadas. Destaque, ao nível dos

resultados anómalos para as barretas 60 e 72, principalmente. A barreta nº60, com 68,75% de

excedente deveu-se à descompressão devido à existência de uma conduta a 5 m de

profundidade perdendo a bentonite até aos 5 m de profundidade, levando a quedas de terreno

e ao consequente sobreconsumo. Na barreta nº72, a causa foi a mesma, só que o

aparecimento foi apenas a 3,5 m de profundidade, provocando cavernas durante a escavação

com quedas de terreno.

A média de sobreconsumos de betão nas barretas acompanhadas foi um pouco superior ao

estipulado, que seria 10%, ficando-se nos 15,6%.

Barreta Sobreconsumo Barreta Sobreconsumo Barreta Sobreconsumo

2 19,8% 61 5,8% 89 22,0%

3 15,7% 62 10,3% 90 2,3%

4 22,2% 63 6,8% 91 26,7%

6 21,3% 64 16,0% 92 4,2%

41 12,5% 65 19,4% 93 22,2%

42 8,1% 66 25,0% 94 5,8%

43 19,3% 67 6,9% 95 26,7%

47 12,6% 68 8,1% 96 2,0%

48 12,5% 69 24,6% 97 19,5%

49 10,3% 70 6,0% Média 15,6%

50 15,4% 71 18,0%

51 9,1% 72 58,8%

52 15,6% 72A 34,1%

53 7,9% 73-74 2,0%

54 8,7% 75 12,7%

55A 25,0% 76-77 9,1%

57 8,1% 79 7,3%

57A 10,1% 81A 32,3%

58 8,1% 85 5,4%

59 8,1% 86 15,7%

60 68,8% 87 19,8%

Tabela 3 – Valores de sobreconsumos de betão, em função de cada barreta

64

Era ainda realizada outra ficha, a de controlo de ensaios de bentonite, aquando do fabrico

desta, verificando os parâmetros tais como, o pH, viscosidade, densidade e a percentagem de

areia.

Num painel de continuidade mais largo, com cerca de 5 metros, tal como o apresentado na

figura 32, com volumes de betão à volta de 45 m3 o número de betonagens podia ir até às oito,

em situações com maiores sobre consumos. Num painel de arranque com 1,8m de largura, o

número de betonagens varia entre quatro e cinco.

Existem dificuldades na betonagem destes painéis devido à dificuldade em colocar a coluna,

devido à elevada impulsão desta na água/lama, com cerca de 17m de profundidade. O mau

estado das lamas bentoníticas com deficiente fiscalização, não preveniam a queda de terreno

no furo sendo mais difícil colocar a coluna. Pode aparecer igualmente como patologia, após a

escavação, a armadura do painel à vista significando isso, um uso diminuto dos espaçadores,

permitindo ao painel que encostasse ao terreno, não ficando com o recobrimento idealizado.

Em termos de tubos junta (com diâmetro idêntico à espessura das paredes moldadas), o painel

de arranque tem dois tubos junta, o painel de continuidade tem um tubo junta, e o painel de

fecho não tem tubos junta (13). Os tubos junta, em geral eram retirados passadas quatro horas,

se encontrasse no horário de expediente, senão eram retirados no dia seguinte, para

possibilitar a execução de novos painéis de parede moldada.

Um painel de arranque com cerca de 1,8m de largura com o grab de escavação com cerca de

3,0 m de largura, sendo o excesso de escavação compensado pelo uso de tubos junta, que

tem cerca de 0,60m de diâmetro, completando-se assim os três metros de escavação, de

comprimento igual ao grab. É assim inviável, realizar painéis com larguras inferiores utilizando

este equipamento de escavação.

Foi feita uma análise dos tempos de execução dos vários painéis da parede moldada, caso de

painel de arranque, de continuidade, e barretas isoladas de fundação.

Sendo a furação de cerca de 17m de profundidade, o tempo de furação era de cerca de 2

horas, demorando-se 15 minutos a colocar os tubos junta e outros 15 minutos na colocação da

armadura. O tempo de colocação da bentonite foi praticamente idêntico ao da furação, pois

começa-se logo a bombear para o furo aquando do grab atingir o nível freático. Não se

menciona o tempo de execução dos muros-guia, pois essa responsabilidade era de outra

subempreitada, e estava condicionada pela disponibilidade de mão-de-obra.

Na melhor das hipóteses, demorava-se cerca de uma hora para a betonagem completa de um

painel com 16m de profundidade de betão. Depois, como dito antes, passadas cerca de 3h30 a

4h00, podiam-se retirar os tubos junta.

65

Num painel de continuidade que tinha em média cerca de cinco metros de largura, como o grab

só escava numa largura igual à sua, ou seja, cerca de três metros, tem de se efectuar duas

escavações por nível, escavações que se procediam ao mesmo tempo alternadamente. A

furação de um painel de continuidade, com 17m de profundidade, pode demorar cerca de

3h30. Utilizando apenas um tubo junta, a outra fronteira deste, era realizada pelo painel

adjacente. O tempo de colocação do tubo junta era de cerca 10 minutos e a colocação da

armadura de cerca 15 minutos. A betonagem demorava cerca de duas horas, com 16 m de

profundidade, pois o último metro de furo não se betonava, equivalendo a oito betoneiras de 7

a 8 metros cúbicos cada, sendo a última betoneira solicitada à central sempre à posteriori, com

quantidade de betão variável para poder realizar o acerto.

As barretas isoladas tinham como função a fundação da zona do edifício onde iriam ser

futuramente construídas as caixas de escadas e elevadores.

No processo de execução destas barretas, realizava-se inicialmente o pré-furo, nos extremos

da futura barreta, para poder instalar os tubos junta, demorando este passo cerca de 1h a

1h30, a escavação do furo demorava cerca de 2h30, a colocação de armaduras tinha a

duração de 15 minutos, sendo as lamas bentoníticas bombadas para a furo aquando do inicio

da escavação. A betonagem destas barretas demorava, em média, cerca de 1h30, pois havia

variações nas larguras destas.

Estes últimos dados ao nível da duração dos vários processos, são primordiais em obra, pois

permite transmitir em futuras obras ao gabinete de apoio à obra, os rendimentos dos vários

processos em determinados tipos de terrenos, e extrapolá-los.

Permite assim obter os rendimentos para futuros orçamentos de obras de modo mais fidedigno,

e assim prevenir e mitigar eventuais desvios nos rendimentos e consequentemente nos custos.

Em fundações, principalmente em obras com equipamento de grande diâmetro, os rendimentos

de equipamentos são mais importantes que os da mão-de-obra, e obtendo um grande histórico

de rendimentos das máquinas tendo em conta os terrenos de várias obras, permitem às

empresas ter margens aceitáveis de lucro, ao contrário da obra geral, em que geralmente os

rendimentos mais importantes são os da mão-de-obra. Concluindo, estudar em pormenor, os

rendimentos dos equipamentos e minorar o seu tempo de mobilização em obra, permite bons

lucros, se o terreno encontrado também ajudar.

Em jeito de conclusão, apresentam-se os aspectos que levavam a que a qualidade de

execução fosse menor, e onde pudesse haver margem para melhorar.

Espera de armadura da barreta, atrasos na subempreitada de aço.

Espera de betão, se fora muito longa, a barreta pode ficar cortada por já ter acontecido

a cura do betão, não havendo solidarização.

Máquina escavação parada devido à falta de frente de trabalho.

Avaria da máquina de escavação, por exemplo rotura de cabos.

66

Espera de acerto do betão para a última betonagem

Erro na execução das armaduras, obrigando á execução de novas armaduras.

Intersecção de condutas enterradas antigas, pode levar à perda de bentonite até à

zona destas e consequentes quedas de terreno.

66

6.5 Custos das paredes moldadas

6.5.1 Custos unitários dos painéis de paredes moldadas de contenção:

Atendem a preços de custo e não preços de venda.

0,60x3,50m (12,00m + 9,30m) - 134,19 m3 – 64,40€ p/m

3. - 8.641,84€.

0,60x5,00m (12,00+9,30m) - 255,6 m3 - 64,40€ p/ m

3 - 16.460,64€.

0,60x5,50m (12,00m + 9,30m) - 70,29 m3 – 64,40€ p/ m

3 - 4.526,68€.

Barretas de Contenção – 3963,89 m3 – 64,40€ p/ m

3 - 255.274,52€.

Os custos da escavação (7) para a execução dos painéis de betão armado moldados no

terreno com função de contenção incluiam os seguintes trabalhos: a escavação para a

execução dos muros guias, o fornecimento de caldas, os eventuais sobre consumos de caldas,

o transporte a vazadouro apropriado dos produtos sobrantes, assim como a criação de

plataformas e acessos.

6.5.2 Custos unitários das lamas bentoniticas a deixar na furação (inclui sobre

consumos de lamas) das barretas estruturais:

0,60x3,50 - 58,59 m3 – 9,20€ p/ m

3 - 539,03€.

0,60x5,00 – 111,6 m3 – 9,20€ p/ m

3 - 1.026,72€.

0,60x6,00- 30,69 m3 – 9,20€ p/ m

3 - 282,35€.

Para além dos custos de produção em si, havia os custos dos equipamentos e de logística

necessários à execução das paredes moldadas:

Equipamento de paredes moldadas, 1 conjunto: 9200,00€.

O valor das contrapartidas por equipamento, estabelecidas em contrato, para o caso de

paragem dos trabalhos de execução das paredes moldadas por hora, era de 200,00€.

67

7.Ancoragens provisórias injectadas com pressão. Furação

com trado

Embora, grande parte da contenção periférica, seja travada pelas próprias lajes, executadas à

medida que a escavação era executada, existia uma zona substancial da obra, que serviu para

a entrada e saída de camiões para transportar os terrenos de escavação e onde não existiam

condicionantes que impedissem a realização de ancoragens, em que o travamento da

contenção foi feito por ancoragens provisórias, que seriam desactivadas à medida que a parte

final das lajes ia sendo executada. No total, estavam previstas serem executadas cerca de 83

ancoragens, um valor não muito elevado tendo em conta a dimensão da obra.

O método de injecção usado foi o sistema IRS, que evitava pressões excessivas que

pudessem provocar levantamento do terreno e danos em terrenos vizinhos, principalmente nas

barretas de fundação do viaduto de Metro adjacente (9). Este sistema fazia uso de manchetes,

onde a injecção se processava por troços, com obturadores apropriados com orifícios nas

paredes laterais dos tubos que abriam a pressão pré-determinada, permitindo com isso a

injecção.

Figura 34 – Execução de carote na parede para posterior furação da ancoragem

Figura 35 – Realização da furação da ancoragem

Figura 36 – Colocação da ancoragem no furo

Figura 37 – Aspecto da ancoragem previamente à execução da selagem

34 35

36 37

68

7.1 Descrição geral Executaram-se ancoragens provisórias de 400, 450, 500, 550 e 750KN, com inclinações de 25,

30, 35 e 40º e com comprimento entre 13 e 15m, atendendo a (16). Era efectuado um registo

de execução das ancoragens que se encontra na figura anexo 3.

Abaixo, na tabela 4, apresenta-se um quadro resumo com as quantidades e tipos de

ancoragens executadas:

Localização Nível Carga (KN) Inclinação (º) Comprimento (m) Qtd.(m/un.)

Alçado A

(adjacente

ao Metro)

1º 400 30 15 135m/9un

2º 400 30 14 126m/9un

3º 500 35 13 117m/9un

4º 500 35 13 117m/9un

Alçado D

(junto à Av.

Padre

Cruz)

1º 500 25 e 35 14 e 13 122m/9un

1º 550 30 14 70m/5un

2º 750 25 e 30 15 135m/9un

2º 500 30 13 65m/5un

3º 750 25 e 30 14 126m/9un

3º 500 40 13 65m/5un

4º 500 40 13 65m/5un

Tabela 4 – Quadro resumo das ancoragens executadas

No total, estava previsto realizar 1143m (83 unidades) de ancoragens provisórias. O nível

freático foi intersectado a diversas profundidades entre os 3 e 7m de profundidade.

7.2 Recursos

7.2.1 Equipamento e ferramentas

Os equipamentos e ferramentas utilizadas subdividem-se de acordo com a sua função:

De furação:

Equipamento de furação (Klemm KR-

805-1), ver figura 36.

Compressor 12m3/12 kg.

Trados contínuos ϕ8‟‟. Ponteiras para trados de 8‟‟.

De injecção:

Conjunto misturador/agitador, ver

figura anexo 17.

Manómetros.

Bomba de injecção. Cavalete.

69

De tensionamento:

Macaco hidráulico Dywidag HOZ 1700. Placa de cunhas.

Bomba hidráulica Dywidag. Cunhas.

Mesa compensadora.

7.2.2 Materiais

Os materiais utilizados na execução das ancoragens foram os seguintes:

Resistentes:

Cimento CEM I 42,5R. Cordão de aço para pré-esforço Y

1860 S7 15,2mm.

De notar que o cimento para estas obras especiais era de melhor qualidade, CEM 42,5, já em

obra corrente, o cimento era CEM 32,5.

De montagem

Tubos PEAD de 16mm (injecção). Borracha para manchettes.

Tubos PEAD de 16mm (reinjecção). Espaçadores de plástico.

Tubo Polietileno ϕ5/8‟‟. Tampões de poliuretano.

Protecção anti-corrosiva: massa consistente.

7.2.3 Mão-de-obra

A mão-de-obra requerida atendia ao facto do pessoal ser permanente ou não permanente á

obra.

Permanente

1 Condutor Manobrador/Encarregado. 3 Ajudantes de manobrador.

O encarregado de obra executava igualmente nas ancoragens o trabalho de manobrador da

máquina de furação Klemm.

Não permanente

1 Director de obra. 1 Encarregado geral de pequeno

diâmetro.

Na Mota-Engil o director de obra de fundações podia acompanhar em simultâneo várias obras.

Enquanto o Encarregado Geral de Fundações acompanhava todas as obras de pequeno

70

diâmetro. Na Mota-Engil Fundações, apenas existiam dois encarregados gerais, um para as

obras de pequeno diâmetro e outro para as de grande diâmetro.

7.3 Processo de execução Após análise das condições geológicas, concluiu-se que o sistema de furação mais adequado

seria a furação com trado, (16).

O processo de execução compreendeu as seguintes fases:

a) Implantação.

b) Posicionamento.

c) Furação.

d) Colocação da armadura.

e) Injecção.

f) Tensionamento.

7.3.1 Implantação

As ancoragens foram executadas após uma equipa de subempreiteiros de demolições,

efectuar um carote de 60cm (espessura da parede) em cada local da futura ancoragem, pois

não foram deixados negativos na armadura da parede, para evitar desfasamentos com as

posições preconizadas, e optou-se por efectuar os carotes, que previamente, haviam sido

sinalizados através de métodos topográficos, ver figura 34.

Os carotes foram efectuados de modo cuidadoso, para ter a inclinação desejada, de 25, 30, 35

ou 40º e diâmetro de 250mm, que era o diâmetro do caroteiro, para permitir a introdução da

ferramenta. Embora esta máquina de furação Klemm execute furos com 200mm de diâmetro,

apenas havia o caroteiro de 250mm disponível, exigindo maior perícia ao manobrador da

máquina de furação.


Após adaptar-se a ferramenta à cabeça de rotação da máquina, com a inclinação idealizada,

introduziu-se a ponteira daquela na abertura do carote existente na parede. A inclinação

correcta (25º, 30º, 35º e 40º) era obtida por justaposição de um nível inclinométrico sobre a

torre da máquina.

7.3.3 Furação

Esta operação consistiu na extracção do terreno à rotação através da introdução sucessiva de

troços de trado contínuo, com o comprimento de 1,5m, unidos entre si por „pins‟ metálicos, ver

figura 35. O primeiro troço era munido de uma ponteira que fazia o ataque ao terreno. Atingindo

o comprimento desejado e após a limpeza do furo, com uma furação mais demorada no último

troço (que incluía a sua limpeza), procedeu-se à extracção da ferramenta pela ordem inversa à

da furação. As características técnicas da máquina de furação encontram-se na figura anexo 5.

71

Figura 38 – Equipamento de furação Klemm

Figura 39 – Limpeza dos tubos de reinjecção com água, para posterior utilização

Figura 40 – Reinjecção de uma ancoragem

Figura 41 – Aspecto Equipamento de reinjecção – agitador e misturador


Imediatamente após a conclusão da furação foi introduzido no furo a armadura pré-fabricada

com os comprimentos (livre, de selagem e total) definidos no projecto, acrescido de 1 metro

para efeitos da futura aplicação do puxe do macaco de pré-esforço, ver figura 36.

Na montagem das armaduras das ancoragens entraram 4 tipos de componentes:

Componente resistente (ver características técnicas na figura anexo 6)

4 Cordões para pré-esforço ϕ0,6‟‟, de aço de baixa relaxação Y 1860 S7, afunilados na

sua última secção, ancoragens de 400 e 450KN.


sua última secção, ancoragens de 500 a 550KN.


sua última secção, ancoragens de 750KN.

38 39

40 41

72

Componente de montagem e funcionalidade

Espaçadores plásticos montados de 1,5 em 1,5m ao longo do comprimento de selagem

para garantir que os cabos ficassem equidistantes entre si.

Tubo polietileno de revestimento dos cabos no comprimento livre para permitir a

transmissão ao bolbo de selagem da carga aplicada pelo macaco.

Tampões de poliuretano na zona de transição entre o comprimento livre e o

comprimento de selagem para prevenir a entrada de calda de cimento para os tubos de

polietileno do comprimento livre.

Componente para injecção

Tubo PEAD de 16mm no comprimento total da ancoragem para injecção

primária/selagem (baixa pressão).

Tubo PEAD de 16mm (alta pressão) no comprimento total da ancoragem, furado de 1,0

em 1,0m no comprimento de selagem para injecções repetidas.

Manchettes em borracha instaladas sobre os furos do tubo de PVC para funcionarem

como válvulas anti-retorno nas injecções repetidas.

Componentes anti-corrosão

Massa consistente no interior do tubo PEAD de 16mm do comprimento livre.

7.3.5 Injecção

Imediatamente após a colocação da armadura passava-se à injecção. Operação que era

composta por três fases.

7.3.6 Fabrico da calda

A calda obtinha-se pela mistura da água e cimento na relação a/c = 0,40 (aprox. 40 litros

de água para cada 100kg de cimento). Não foram utilizados aditivos.

A preparação da calda iniciou-se vertendo a quantidade total de água no compartimento

da mistura. Em seguida, e já com a mistura em movimento foi-se adicionando o cimento,

até se atingir a correcta relação água/cimento (o cimento foi adicionado a uma cadência

que não produzisse o seu acaroçamento).

Depois da totalidade dos componentes se encontrarem juntos deixou-se misturar durante

5 minutos, em média, após o qual se transferiu a calda para o agitador, ver figura 41.

Dependendo da quantidade de calda a utilizar, o processo repetiu-se as vezes que

fossem necessárias.

A ficha de controlo da calda de cimento encontra-se na figura anexo 4.

73

Inicialmente fazia-se a lavagem do furo de ancoragem, injectando calda de cimento, até que

saísse à boca do furo com a mesma aparência com que entrou, processo que permitia suster

provisoriamente as paredes do furo.

Figura 42 – Nivelamento do equipamento de furação para a inclinação da ancoragem

Figura 43 – Pormenores dos tubos dos cabos de pré-esforço, selagem e reinjecção

Figura 44 – Ancoragens na Zona A3 e A4 – lado Oeste

Figura 45 – Ancoragem posteriormente à colocação da cabeça de ancoragem (antes do puxe)

7.3.7 Injecção primária

A calda fabricada foi posteriormente bombada a baixa pressão para o interior do furo

através de mangueiras acopladas ao tubo de injecção primária (PEAD 16mm).

O enchimento foi feito do fundo para a boca do furo dando-se por concluído quando a

calda refluísse com um aspecto limpo e consistente, semelhante ao do que era

fabricada no sistema (misturador/agitador), ver figura 37.

Em geral, no conjunto da impermeabilização e selagem do furo, despendia-se cerca de

18 sacas de cimento (630 kg) para uma ancoragem, em média.

42 43

44 45

74

7.3.8 Injecções repetidas (injecções por multi-válvulas)

Passadas no mínimo seis horas de concluída a injecção primária ou selagem dava-se a

injecção secundária ou reinjecção. Através do tubo de PEAD bombeava-se a calda à

boca do furo, com o traço da calda, a/c = 0,25, ver figura 40.

A pressão no circuito aumentava até atingir o ponto de abertura das „manchettes‟ e

rotura da calda da injecção primária. Com as „manchettes‟ abertas continuava-se a

bombagem com volumes controlados/fixos até atingir 30 a 35 kg/cm2.

Na hipótese de se verificar um consumo de calda superior a 200kg de cimento, sem

aumento significativo de pressão, suspendia-se a injecção e lavava-se o interior do

tubo PEAD de modo a poder a repetir a operação anterior passado no mínimo seis

horas, em geral usava-se um total de 175 kg de cimento (5 sacas de cimento) numa

ancoragem média.

Este procedimento era repetido as vezes necessárias até atingir as pressões

pretendidas (30 a 35 kg/cm2) ou, no caso de se verificar consumos exagerados de

cimento tendo em conta o comprimento da ancoragem e as características geotécnicas

do terreno, interrompiam-se as reinjecções e informava-se a Fiscalização para que

fosse reanalisada a situação. Isto ocorreu em obra quando as sucessivas reinjecções

não ganhavam pressão, ao fim da décima reinjecção não atingia ainda 20 kg/cm2 (bar)

de pressão, sendo sinal de que a calda não estava a permanecer no furo (situação em

que ultrapassou claramente 200 kg de cimento).

Na figura 44, apresenta-se o esquema tipo da ancoragem utilizada.

Figura 46 – Esquema tipo das ancoragens usadas

75

7.3.9 Tensionamento

O tensionamento era dado utilizando um macaco multi-strand, as características técnicas

encontram-se na figura anexo 7, 7 dias após a última reinjecção, ou seja, quando a calda

tivesse no mínimo uma resistência aproximada de 25 MPa.

a) Começa-se por encostar à parede, uma mesa compensadora com 25, 30, 35 e 40º de

inclinação, munida de uma chapa de degradação de carga. A armadura passa pelo furo central

da mesa.

b) Sobre a mesa sobrepôs-se a cabeça de ancoragem.

c) Seguidamente fez-se o encosto do macaco à cabeça da ancoragem fazendo passar os seus

cabos pelo seu interior.

d) Finalmente, fez-se o tensionamento respeitando os patamares de carga definidos para o

ensaio de recepção, sendo estes controlados através de um manómetro e os alongamentos

com uma craveira manual ou electrónica.

e) Concluído o ensaio, retirou-se o macaco e colocaram-se as cunhas na cabeça da

ancoragem repetindo a operações c) e d) sendo nesta última o tensionamento aplicado

directamente até à carga de projecto adicionado de cerca de 10%, carga de blocagem.

f) Após aplicada a carga necessária fazia-se a cravação de cunhas, no caso de estar

estipulado.

76

Figura 47 – Ficha de controlo das ancoragens – ensaio de recepção

Acima, na figura 47, apresenta-se a ficha utilizada em obra, do ensaio de recepção com os

seus valores dos patamares de carga adoptados, para cada tipo de ancoragem, esta diz

respeito a uma ancoragem de 750 KN, que corresponde à tensão útil da ancoragem.

No caso de ensaios que não compreenderam ciclo de descarga, a operação c) encosto do

macaco, era antecedida da colocação de cunhas na mesa sendo o tensionamento dado

gradualmente e acompanhado com medições até que se atingisse a carga de projecto

adicionado de cerca de 10%, após o qual se fazia a cravação das cunhas.

77

7.4 Ensaios prévios A realização de ensaios prévios de ancoragens, previamente à realização das ancoragens da

obra, é muito importante para averiguar a adequabilidade do projecto destas. Aqui aponta-se

um erro ao empreiteiro pois este ensaio não foi executado em obra. Mas é apresentado a

metodologia geralmente usada (8).

A execução de ensaios prévios de ancoragens advém de aí poder aferir o comprimento livre, o

comprimento de selagem, e a força de pré-esforço ajustado para dado tipo de terreno. Os

ensaios podem ser considerados representativos para diferentes estruturas se as

condicionantes se manterem, designadamente, as características geológicas - geotécnicas dos

terrenos intersectados.

Como premissa, o terreno tem de ter características semelhantes ao da implantação do muro.

A localização do ensaio era definida pela Fiscalização.

Para que os ensaios possam ser considerados representativos devem-se atender aos

seguintes aspectos, ver tabela 5:

A geometria do bolbo de selagem da ancoragem a testar devem ser igual à geometria

dos bolbos de selagem das ancoragens a serem instaladas.

As características de resistência das formações que envolvem o bolbo de selagem da

ancoragem a testar como as futuras, devem ser idênticas.

A tracção máxima (TM), a atingir segue dois critérios:

o Ser menor que 90% da tracção limite de proporcionalidade (cedência) do aço.

o Ser menor que 2 vezes a tracção de serviço nas ancoragens, mas maior que

1,5 vezes a tracção de serviço.

Força Tempo no patamar (minutos) Ciclo de carga-descarga

T0= 0,1 TM 0

T1= 0,3 TM 15 T0-T1-T0

T2= 0,5 TM 15 T0-T1-T2-T1-T0

T3= 0,7 TM 60 T0-T2-T3-T2-T0

T4= 0,9 TM 60 T0-T3-T4-T3-T0

T5= TM >120 T0-T4-T5-T4-T3-T2-T1-T0

Tabela 5 – Procedimento dos ensaios prévios das ancoragens

Os resultados finais dos ensaios prévios devem ser os seguintes diagramas:

Tracções – deslocamentos totais.

Tracções – deslocamentos elásticos e permanentes.

Evolução dos deslocamentos no tempo nos patamares de carga.

Relação entre o coeficiente de fluência e a força de tracção.

78

7.5 Algumas notas importantes sobre ancoragens, o seu processo

construtivo e particularidades surgidas em obra no âmbito destes

trabalhos

Foi efectuado um plano de controlo de qualidade, que se encontra presente na figura anexo 1 e

2.

O objectivo das caldas era ligar a armadura ao terreno na zona de amarração, fornecer

protecção à corrosão, e preencher os vazios do terreno que pudessem consentir perda de

calda envolvente.

Na calda era essencial que fosse bem misturada, com misturador violento de jacto, ciclone ou

de alta turbulência, laminando os grãos, produzindo assim calda uniforme com molhagem de

toda a superfície dos grãos de fina moedura.

Na execução da calda era obrigatório que a água fosse introduzida antes da mistura, e nunca

posteriormente, mantendo-se a calda dentro de tanque agitador enquanto decorria a injecção.

É impreterível em obra controlar a pressão e o volume de injecção.

7.5.1 Lavagem / Impermeabilização do furo

A perda de calda de injecção ao longo da ancoragem pode levar a perdas significativas de

resistência à corrosão e da capacidade de transferência de carga da armadura para o terreno,

por isso, como recomendação deve-se ensaiar o terreno através de ensaios de Lugeon e

proceder previamente à lavagem/impermeabilização do furo com calda de cimento.

A impermeabilização prévia do furo de ancoragem faz-se introduzindo calda pouco espessa

através do tubo até ao fundo do furo, e fazendo a calda subir até à boca. O facto de a calda ser

pouco espessa fazia com que na reperfuração (se necessário) não se crie um núcleo mais

resistente que o terreno e a reperfuração possam desviar do local inicial do furo.

Estas preocupações são no sentido de minimizar as quantidades injectadas, que para além dos

custos, possa acarretar danos às ancoragens devido ao movimento do terreno se estiver

hidraulicamente fracturado ao longo das fendas ou descontinuidades.

É recomendação em ancoragens limitar o consumo de calda a três vezes o volume do furo, e

se não atingir a pressão idealizada, deve-se projectar o tratamento do terreno. Em geral, esta

norma não era respeitada em obra onde não se fez ensaios prévios, e houve em algumas

ancoragens um número exagerado de reinjecções, à volta de dez.

Após a furação, na execução da limpeza / pré selagem das paredes do furo, colocava-se um

tubo dentro do furo com auxílio de um varão com doze metros, para fazer a lavagem com calda

de cimento, sendo o processo dado como terminado, com a saída de calda límpida à boca do

furo. O tubo de selagem não tinha manchete, pois assim vai-se injectando calda de cimento, de

forma uniforme, do fundo para o topo do furo. Assim a selagem apenas serve de confirmação

da pré-selagem, pois no fim desta última o furo já estaria praticamente cheio de calda. A

79

limpeza do furo com calda servia em grande parte para suster as paredes do furo,

principalmente em terrenos heterogéneos, como aluviões abaixo do nível freático, evitando que

o processo de reinjecção fosse ineficiente minorando com isto as reinjecções.

Previamente a cada reinjecção, tinha de se fazer a limpeza dos tubos de reinjecção, com um

tubo bastante fino, de modo a verificar se os tubos não estavam obturados com calda, com as

sucessivas reinjecções.

Existiam dois tubos de reinjecção (azul claro e azul escuro) e um só de selagem (verde), que

após a selagem era logo cortado. O factor de haver dois tubos de reinjecção servia para ter um

preenchimento dos vazios do terreno mais abrangente.

Na última reinjecção, por exemplo, era injectada calda de cimento e a pressão obtida no

manómetro era de cerca 30 bar e não aceitava mais calda, sendo já uma pressão que permitia

a conclusão dos trabalhos, mas era sempre dado uma reinjecção de confirmação, no outro

tubo de reinjecção pois neste a pressão podia ser mais baixa e continuar a aceitar calda. Em

geral não acontecia, e a pressão na reinjecção do outro tubo, atingia cerca de 35 bar (kg/m2),

razão pela qual no processo de execução se menciona a pressão de aceitação de 30 a 35 bar.

As operações de injecção só eram dadas como terminadas quando a consistência da calda de

saída fosse igual à injectada. Aí as operações de injecção eram concluídas, os tubos de

retorno de calda eram obturados, mantendo-se aí a pressão durante um mínimo de 5 minutos,

conseguindo-se com o fecho dos tubos de injecção de calda.

Assim, atingido este ponto, esperava no mínimo, cerca de 5 dias, sendo ideal cerca de 7 dias,

para poder ser dado o puxe das ancoragens.

O traço da calda na selagem é de 4:1 (cimento: água). No caso, de locais em que terreno seja

mais heterogéneo, com mistura de argilas, areias e água, não fazendo uso de furo entubado, o

processo de estabilizar as paredes de furação tornava-se mais complicado. Não utilizando isso,

em casos pontuais o furo abatia, notando-se isso aquando com a dificuldade de colocação da

ancoragem no furo, tendo-se assim de fazer as várias vezes necessárias até que se

conseguisse colocar a ancoragem plenamente no furo.

Na selagem podia haver casos de haver dois traços de calda, começando em 3:1 e acabando

em 4:1, começando com uma calda mais fina para facilitar a entrada inicial de calda, e mais

espessa depois para ganhar resistência.

Nas reinjecções como exemplo prático, o manómetro variava entre os 0 e os 20 bares, durante

algum tempo, depois aumentava a pressão até 30 bar, e depois decaia para os 0 bar,

instantaneamente, o que significava que tinha rebentado mais uma „manchette’ caindo assim a

pressão, e depois voltava a subir a pressão, até ao ponto que rebentasse uma nova manchete,

e assim sucessivamente até que se esgote a calda dessa reinjecção ou que tenham rebentado

todas as „manchettes‟ e o furo não aceitasse mais calda e assim a ancoragem estava

concluída.

Numa reinjecção, as quantidades eram 175 a 200 kg de cimento e a água utilizada de acordo

com o traço exigido. O controlo da água era feito no misturador onde se conseguia verificar a

80

quantidade introduzida. Para centrar o eixo, de modo muito vulgar, enchia-se o comprimento

correspondente ao carote da parede moldada, cerca de 0,60 metros, com betão, tendo no meio

um tubo de 110mm com a ancoragem no interior, de modo a ter uma função de maciço, para

que a mesa de ancoragem não escorregasse para dentro do furo, aquando do puxe das

ancoragens. Havia esta hipótese, ou usar uma chapa dupla de ancoragem, escolhendo-se a

primeira.

7.5.2 Durações dos vários processos

Lavagem/pré-selagem: 10 minutos.

Selagem: 20 minutos.

Reinjecção: 20 minutos.

O critério de validação das pressões das reinjecções de cerca de 30/35 bar e puxe passados,

no mínimo cinco dias é válido para todo este tipo de terrenos. Já em terrenos rochosos ou

muito competentes, pode existir os casos de necessitar uma só reinjecção, o manómetro pode

atingir logo 50 bar, nessas situações pode nem se usar manómetro pois na injecção destes

terrenos o terreno não aceita calda, atingindo pressões elevadas e rebentando os tubos, sendo

isto um outro indicador. Atenção, isto só ocorria em reinjecção pois a selagem era apenas um

enchimento, de baixo para cima com calda de cimento, preenchendo os vazios de maiores

dimensões, e a reinjecção preenchia os vazios mais pequenos.

Era necessário em cada semana, efectuar o ensaio de viscosidade da calda, usando um cone

e uma proveta. O ensaio consistia em passar pelo cone um litro da calda de cimento, e o

resultado era considerado como satisfatório se demorasse 15 a 17 segundos, se fosse superior

era fluida, ou fosse inferior era espessa, ver figura 47.

Se a calda fosse muito espessa, durante a reinjecção os tubos de injecção tinham dificuldade

em bombear a calda disparando o manómetro para valores elevados da ordem dos 40 a 50

bar. Se for muito fluida a calda podia ser lavada pela água do terreno.

A armadura era tensionada com uma precisão de 2%, usando células de pressão devidamente

calibradas e montadas no circuito hidráulico. Estas células deveriam ser calibradas após 100

operações de tensionamento. Deveriam ter uma capacidade máxima que não devia exceder

150% do pré-esforço máximo de ensaio. Cada célula de carga devia ser acompanhada de um

certificado de calibração, atendendo a (16).

7.5.3 Descrição detalhada dos ensaios de recepção das ancoragens e exemplos

O procedimento de puxe das ancoragens, com ensaio de recepção incluído, consiste nos

seguintes passos, para uma ancoragem genérica de 750 KN, com célula de carga, ficha similar

à apresentada acima:

81

Tirar os tubos dos cabos de pré-esforço e cortar os tubos de selagem e reinjecção.

Colocar bolacha, estrela e posicionar o macaco hidráulico.

Fazer os incrementos 0, 1, 2 e 3, a 3 = tensão de ensaio=1031KN, com distintos

tempos nos patamares (ensaio de recepção das ancoragens), ver figura 49.

Em cada patamar de incrementos, medir os alongamentos dos cabos.

Retirar o macaco hidráulico.

Colocar a célula de carga (basta encostar), colocar as cunhas nos cabos

Colocar a estrela e posicionar o macaco hidráulico.

Fazer de novo os vários incrementos 0, 1, 2 e 3 agora com diferentes tensões, mais

baixas, mas com a mesma duração dos patamares, puxe efectivo das ancoragens,

tensão de 825 KN, de blocagem, que rapidamente decaía.

Medir os alongamentos dos cabos e retirar o macaco hidráulico.

Figura 48 – Bomba hidráulica para puxe dos cabos de pré-esforço das ancoragens

Figura 49 – Ficha de controlo das caldas de cimento a usar nas ancoragens

O tensionamento (ensaio de recepção) servia para confirmar a capacidade de cada ancoragem

e da zona de amarração para a carga prevista e o seu coeficiente de segurança.

Durante este ensaio era importante distinguir deformações, extensões, totais e liquidas sendo a

diferença devido a cunhas e outros casos, tais como movimentos da estrutura ou da placa da

cabeça de ancoragem, ou mesmo escorregamento da armadura na zona de amarração sendo

estas diferenças perdas de tensão de pré-esforço durante o tensionamento, que têm maior

relevância em ancoragens curtas (9).

48 49

82

A carga deve ser incrementada em patamares de modo a caracterizar a carga de acomodação

necessária à avaliação da relaxação do sistema.

O diagrama de tensionamento devia ser sensivelmente linear, dando atenção aos desvios

dessa linearidade, que podem ser devido a descolamentos da armadura no comprimento livre,

deslocamentos da parte fixa, ou eventualmente indícios de rotura estrutural da armadura.

Para cada tipo de ancoragem, nível de tensão, e comprimentos livre e de selagem, e de acordo

com os diagramas tensão – deformação, definiam-se os valores admissíveis de variações

médias entre os incrementos de extensão dos cordões no ensaio de recepção das ancoragens.

Como exemplo, apresenta-se abaixo as variações de extensões dos cordões entre incrementos

de tensão, durante o ensaio de recepção, após estudo do seu gráfico tensão – deformação,

fornecido pelo fabricante, para uma ancoragem tipo de 750KN, com 9m comprimento livre+ 7m

selagem +1m puxe.

1º Patamar de tensão 413 KN (39 a 146 Bar) – 15,1 mm.

2º Patamar de tensão 722 KN (146 a 251 Bar) – 30,2 mm.

3º Patamar de tensão 1031 KN (251 a 356 Bar) – 45 até 65 mm.

O valor do primeiro incremento (413 KN) tem menor significância, pois existe sempre

ajustamento da mesa da ancoragem desde o seu valor inicial, aos 110 KN ou 39 bar.

Os valores de alongamentos são valores acumulados, ou seja, no total do ensaio o cabo devia

alongar entre 45 e 65 mm (esta variação inclui o facto da mesa de ancoragem se ajustar).

Estes valores, como mencionado anteriormente, são minorados pois o furo no carote estava

preenchido por betão diminuindo o ajustamento da mesa.

Não existiam valores de referência entre os incrementos para a 2ª fase, fase de blocagem da

ancoragem, após o ensaio de recepção, pois é menos condicionante, trabalhando a tensões

mais baixas.

Era preciso ter bastante cuidado nas variações de alongamento nos vários incrementos, pois

não se devia superar entre patamares mais de 20 mm, valores superiores podiam significar

descolamento do bolbo de selagem em relação ao terreno.

No ensaio de recepção das ancoragens (antes de colocar as cunhas) se houver grandes

variações de alongamentos nos incrementos, pode-se ser mais permissivo, e permitir que se

faça o ensaio a tensões mais baixas, embora superior à tensão útil, pois o ensaio pode ser

muito exigente, não havendo necessidade de inviabilizar as ancoragens, em situações muito

pontuais.

Para além dos alongamentos, há que atender à priori se as tensões de ensaio e de puxe,

conseguem ser atingidas, pois podem ocorrer situações em que não se consegue atingir com o

83

macaco as tensões pré-estabelecidas, sinal de que as ancoragens são mal executadas ou

projectadas. Nestes casos poderá haver necessidade de estas ancoragens ficarem a trabalhar

a mais baixas tensões e/ou terem de ser adoptadas ancoragens de reforço, numa zona

próxima.

Ao nível de execução, pode dar-se o caso de não se efectuar a lavagem/pré-selagem do furo

numa zona em que o bolbo de selagem se situe abaixo do nível freático e, em que o terreno

não seja competente, o bolbo de selagem poder não ficar perfeitamente solidarizado com o

terreno, pois devido à natureza dos estratos poder haver lavagem de calda para o terreno.

Neste caso é necessário ser mais rigoroso com as reinjecções, aumentando o valor de

aceitação da pressão de reinjecção das ancoragens.

Ao nível de projecto, no caso de terrenos não competentes e, sendo o mínimo regulamentar do

comprimento do bolbo de selagem, 5 metros, definido em Eurocódigo – Anexo de Ancoragens

Injectadas com pressão (17), o projectista não deve adoptar os mínimos de 5 metros. Este erro

aconteceu em obra, em que um conjunto de ancoragens estava selado num estrato (já

previamente descomprimido, pois ali tinha sido desactivado um colector), com um número de

pancadas SPT inferior a 30, abaixo do nível freático, com comprimento de selagem de 5 metros

(mínimo) e sem limpeza do furo com calda. Assim durante o puxe, o macaco não conseguiu

atingir a tensão útil, ficando a trabalhar a uma tensão de serviço substancialmente mais baixa.

As linhas a vermelho correspondem a curvas de calibração de diferentes macacos hidráulicos,

a verde corresponde ao ciclo de carga efectivamente experimentado pela ancoragem, quer no

ensaio de recepção quer na blocagem, válido nas figuras 50 e 51.

Figura 50 – Ciclo de carga de ancoragem de 400 KN durante o ensaio de recepção da mesma (verde – ciclo de ensaio de recepção, vermelho – curva de calibração macacos, azul – deslocamentos plásticos)

0

100

200

300

400

500

600

-20,0 -10,0 0,0 10,0 20,0 30,0 40,0 50,0 60,0

Fo

rça

(KN

)

Alongamento(mm)

Ciclo de Carga - Ensaio de recepção

84

Figura 51 – Ciclo de blocagem de ancoragem de 400 KN (verde – ciclo de blocagem, vermelho – curva de calibração macacos)

Na figura 48, apresenta-se um exemplo de ensaio de recepção de ancoragem de 400 KN, com

os seguintes patamares de carga: 55 KN, 220KN, 385KN, 550 KN. Posteriormente

experimentava a descarga, baixando a carga para 55 KN e resultando num deslocamento

residual dos cabos de pré-esforço de 15 mm. Referenciar que, através da análise do diagrama

do ensaio de recepção, era importante que os deslocamentos entre incrementos de carga

sucessivos não superassem os 20mm, sendo este um indicador da boa execução da

ancoragem. A figura 49 corresponde ao tensionamento da ancoragem com tensão útil de 400

KN (blocagem). Os patamares da carga preconizados foram: 55KN, 183 KN, 312KN, 440 KN,

que corresponde à tensão de blocagem. Note-se que os alongamentos dos cordões no ensaio

são substancialmente maiores que na fase de blocagem, praticamente o dobro.

Em resumo, enumera-se os vários passos do puxe de ancoragens (2 fases), ancoragem de

750KN:

A inicial em que se faz o ensaio para uma tensão dita, de ensaio (1031KN)

comparando com 750 KN de tensão útil, e superior à tensão de blocagem que ficará

instalada no final do puxe, este ensaio deu desde logo a indicação da viabilidade da

ancoragem, pois é um ensaio mais exigente que na 2ª fase, a tensão útil atingia-se

após relaxação dos cabos com o tempo.

A 2ª fase consiste no puxe, em 3 incrementos, até à tensão de blocagem que com o

tempo decai até à tensão útil de 750KN, dos 825 KN para 750 KN, previamente a esta

fase é que se coloca as células de carga.

O subempreiteiro tinha de submeter sempre à aprovação da Fiscalização (8) os diagramas de

tensão-extensão para os cabos de pré-esforço usados que certificavam as suas propriedades.

De acordo com as fichas técnicas dos cordões de pré-esforço com propriedades

0

50

100

150

200

250

300

350

400

450

500

0 5 10 15 20 25 30 35 40 45

Fo

rça

(KN

)

Alongamento(mm)

Ciclo de CargaBlocagem

85

estandardizadas cada cordão de sete fios tem uma tensão de cedência de sensivelmente 250

KN. Apresenta-se em anexo, uma destas fichas técnicas de cabos de pré-esforço.

Como conclusão dos trabalhos, transmite-se em resumo, os pontos que podiam ser passíveis

de melhoria na execução dos trabalhos.

O primeiro ponto a mencionar, e aliás primordial, foi a não realização de ensaios prévios das

ancoragens, que garantiam a validação dos pressupostos de projecto e levaram a que não se

vislumbrasse previamente possíveis defeitos de projecto. Um terreno não testado e a adopção

de comprimentos de selagem mínimos (isto é, 5 metros) ocasionou que as ancoragens não

atingissem, durante o tensionamento a tensão de serviço projectada e/ou ocorresse o

descolamento do terreno do bolbo de selagem. De modo a minimizar esta situação, deve

aumentar-se a tensão de aceitação das reinjecções, para 35 bar ao invés de 30 bar e/ou adiar

uns dias o tensionamento dos cabos.

Outro factor decorrente também da não realização de ensaios prévios, foi o número excessivo

de reinjecções em algumas ancoragens, superior a dez, ao invés das normais quatro a cinco

ancoragens. Outra situação que leva ao número elevado de reinjecções, é a intersecção de

estratos com veios de água, estratos mais permeáveis com alguma percolação, levando a que

a calda se esvaísse no terreno e decorrentemente aumentasse o número de reinjecções.

Outro aspecto que merece reparos, foi o não respeito do tempo de permanência nos

patamares de carga no processo de tensionamento quer nos ensaios de recepção quer na

blocagem das ancoragens, havendo aí uma certa negligência.

Mencionar ainda também que, apesar dos terrenos atravessado terem sido essencialmente

argilosos, ou seja, com coesão permitindo que o furo se auto-sustentasse, era impreterível que

se realizasse uma lavagem do furo com calda de cimento, previamente à selagem, pois caso

contrário, o abatimento do furo podia ocorrer essencialmente na transição entre estratos.

86

7.6 Custos dos trabalhos de ancoragens provisórias Os custos de execução das ancoragens abaixo apresentados (7) incluem os seguintes

trabalhos: furação, operações de selagem e pré-esforço, cabeça de ancoragem, armadura,

instrumentação, controlo das cargas, ensaios de recepção, possível puxe em segunda fase,

corte e todos os restantes trabalhos e materiais necessários. Os preços apresentados são

preços de custo, e não preços de venda.

Furação de ancoragem 400 KN: são 18 unidades, com um comprimento médio de 14,5

ml, perfazendo 261 ml, com um custo unitário de 28,52€ por ml, totalizando 7.443,72€.


ml, perfazendo 567 ml, com um custo unitário de 34,04€ por ml, totalizando

19.300,68€.


ml, perfazendo 261 ml, com um custo unitário de 37,72€ por ml, totalizando 9.844,92€.

Furação de ancoragem 550 KN: são 5 unidades, com um comprimento médio de 14 ml,

perfazendo 70 ml com um custo unitário de 35,88€ por ml, totalizando 2.511,60€.

Ao nível da injecção com calda de cimento: sendo 83 ancoragens, com um custo unitário de

55,20€ por ancoragem, totalizando 4581,60€.

Para além dos custos de produção em si, existiam ainda os custos dos equipamentos e

logística:

Equipamento de ancoragens, 1 conjunto: totaliza 3220,00€.

Equipamentos de ancoragens, remobilizações: estimou-se 2 remobilizações, com um

custo unitário por remobilização de 1380,00€, totalizando 2760,00€.

Os valor do número de remobilizações orçamentados aqui apresentados, estão mencionados

por defeito, pois o equipamento de furação da ancoragens foi mobilizado cerca de 4 vezes,

estipulado com o director de obra, tendo em conta o faseamento da obra geral. Não se faz

distinção dentro da remobilização, entre os equipamentos usados na execução das

ancoragens, máquina de furação Klemm e do seu tensionamento, como o macaco hidráulico e

o compressor. A mobilização destes equipamentos é desfasada no tempo, no mínimo 7 dias.

Contrapartidas

O valor de contrapartidas definido em contrato por equipamento, para o caso de paragem dos

trabalhos por razões externas ao executante, era de 140,00€ por hora.

87

8.Microestacas de fundação – Injectadas com pressão

Neste presente trabalho, as 8 micro estacas de fundação não tiveram a função de fundação do

edifício, serviram de fundação para uma das gruas de apoio à obra.

8.1 Descrição geral Executou-se oito micro estacas para a fundação dum maciço, de apoio a uma grua. As micro

estacas eram de tubo TM80 ϕ114,3x9mm, com 17m de comprimento, num total de 136m (19).

De realçar o facto de as microestacas executadas se destinavam à fundação de uma grua, que

conforme os movimentos experimentados pela lança, fazia com as micro estacas

experimentassem tensões de tracção e compressão alternadamente. As microestacas foram

assim projectadas para acomodar igualmente forças de tracção através de utilização de uniões

„ macho-fêmea‟.

8.2 Condições geológicas Segundo duas sondagens, S3 e S4, que se encontravam mais perto do local, detectou-se à

superfície aterros areno-argilosos, com fragmentos de alvenaria, calcário e quartzo.

Subjacente ao aterro, haviam depósitos aluvionares de argila arenosa siltosa com seixos

dispersos. A partir dos 9,5 a 11m de profundidade detectou-se depósitos do Miocénico,

constituídos pelas „Areolas da Estefânia‟ e as “Argilas e Calcários dos Prazeres”,

representados por areias, argilas e/ou siltes, calcários e calcarenitos.

Segundo a sondagem 3, a mais próxima do local de implantação da grua, o nível freático foi

detectado aos 7m de profundidade (2).

8.3 Recursos


Os equipamentos e ferramentas utilizados subdividem-se de acordo com a sua função:

De furação:

Equipamento de furação (Casagrande C4), ver figura anexo 15 e 16.

Trados contínuos. Ponteiras para trados.

88

De injecção

Conjunto misturador/agitador.

Bomba de injecção Clivio. Manómetros.

8.3.2 Materiais

Os materiais utilizados nos trabalhos de microestacas em obra foram os seguintes:

Tubo metálico roscado TM80 ϕ114,9x9mm de espessura, com 29,77 cm2

de secção.

Cimento CEM I 42,5 R. Válvulas anti-retorno

(manchettes).

8.3.3 Mão-de-obra

A mão-de-obra em obra atendia ao facto de ser ou não permanente à obra.

Permanente

Condutor manobrador.

Encarregado de obra. 3 Ajudantes de manobrador.

Não permanente

1 Director de obra.

1 Encarregado Geral.

8.4 Processo de execução O processo de execução compreendeu as seguintes fases:

Implantação.

Posicionamento.

Furação.

Colocação da armadura (tubo valvulado).

Injecção.

89

8.4.1 Implantação

Compreendeu a materialização no terreno de um eixo de cada micro estaca, através da

cravação de uma ponta de varão posicionada por métodos topográficos.


Após a adaptação da ferramenta apropriada à cabeça de rotação da máquina fez-se coincidir o

eixo da ferramenta com o eixo do furo.

8.4.3 Furação

Da análise das condições geológicas o subempreiteiro concluiu que o sistema de furação mais

adequada seria através de trado.

Esta operação consistiu na extracção de terreno à rotação, através da introdução sucessiva de

troços de trado contínuo unidos entre si por „pins‟ metálicos. O primeiro troço era munido de

uma ponteira com bits de tungsténio que fazia o ataque ao terreno. A furação deu-se como

concluída quando atingisse uma penetração de 6 metros no terreno com número de pancadas

SPT≥ 30 pancadas abaixo da cota de escavação, procedendo-se aí a limpeza do furo e

retirada da ferramenta pela ordem inversa à da furação.


Seguidamente era colocada com o auxílio do guincho da máquina, a armadura composta por

tubo metálico roscado TM80 ϕ114,3x 9mm de espessura, munida de válvulas anti-retorno

(manchettes) afastadas de 1m entre si nos últimos 6m inferiores da micro estaca. Os tubos

possuem uniões macho-fêmea, requisito para que a micro estaca possa funcionar à tracção

(19).

8.4.5 Injecção

Imediatamente após a colocação do tubo valvulado passa-se à injecção. Processo que

compreendia 3 fases:

8.4.5.1 Fabrico da calda

A calda (água + cimento) era fabricada num conjunto de misturador/agitador. A mistura

foi feita na relação a/c (água/cimento) de 0,4 no reservatório superior (misturador) e

posteriormente vazada para o compartimento inferior (agitador) onde ficava em

permanente agitação até que fosse bombeada.

8.4.5.2 Injecção primária

Esta operação consistia no enchimento com calda de cimento do espaço anelar

tubo/terreno. A calda fabricada era posteriormente bombeada a baixa pressão para o

interior do furo através de um furo de injecção primária (PVC ϕ3/8‟‟). O enchimento era

feito do fundo para a boca do furo dando-se por concluído quando a calda refluísse

com um aspecto limpo e consistente, semelhante à inicial presente no misturador.

90

8.4.5.3 Injecções repetidas

Passadas no mínimo 6 horas após a injecção primária dava-se a injecção secundária.

Com o auxílio de um obturador bombeava-se a calda preparada. A pressão de injecção

era acompanhada por um manómetro, colocado à boca do furo a injectar, para atestar

assim a pressão mais fidedigna possível à boca do furo.

A pressão no circuito aumentava conforme decorriam as injecções, rebentando as manchetes e

rotura da calda de injecção primária (19). Nos casos normais, com as manchetes abertas

continuava-se a bombagem de calda de modo a preencher as zonas de vazios, correspondente

ao sítio de certa manchete, até que o furo não aceitasse mais calda, atingindo como pressão

final cerca de 20 kg/m2 (bar), mais baixa do que nas ancoragens. Assim o procedimento era

repetido tantas vezes quanto necessárias até que as injecções atingissem as pressões

pretendidas (≈ 20 kg/cm2 ou bar).

A execução de microestacas era muito semelhante ao das ancoragens, usando o mesmo

equipamento e com processo de execução em muitos pormenores igual.

Conforme referenciado anteriormente, ao nível da facturação, considerava-se o comprimento

da microestaca como a distância entre a extremidade inferior da furação e o topo da

microestaca. O ficha de registo das micro estacas está presente na figura anexo 14.

O esquema de execução é apresentado na figura 52.

91

Figura 52 – Esquema de execução de microestacas injectadas com pressão

8.5 Custos unitários das micro estacas

Os custos apresentados dizem respeito a preço de custo e não preço de venda.

Mobilização e transporte de instalações e equipamentos, montagem do estaleiro etc.

Totaliza 3.500,00€ p/ equipamento.

Mudança de equipamento que implicasse a sua desmontagem. € 1.000,00 p/mudança.

Execução de micro estacas, incluindo furação, fornecimento e colocação do tubo de

aço TM80/N80 114,3mm x 9mm e injecção com calda de cimento, sendo o

fornecimento de cimento em sacos da conta do Cliente. O valor unitário por metro era

73,00€. (7)

92

9.Plano de instrumentação e observação

Com o objectivo de validar as condições de segurança existentes durante a execução de

contenção e escavação (8), validar igualmente as hipóteses de cálculo do projecto e no caso

de comportamentos estruturais anómalos ao previsto, permitir intervir a tempo na reformulação

das soluções construtivas adoptadas, definiu-se um plano de observação com base em:

Identificação de possíveis anomalias/acidentes que pudessem surgir.

Identificação das principais causas e consequências.

Definição dos parâmetros a controlar.

Dispositivos a utilizar.

Metodologia a usar para as leituras.

As metodologias de projecto são complementadas com os procedimentos definidos com o

Metropolitano de Lisboa (6).

Nesta empreitada, identificam-se agora as possíveis anomalias/acidentes que poderiam

ocorrer.

Os principais cenários de acidentes que se podem colocar são:

Incremento de esforços e deformações nas ancoragens que passam pela rotura da

ancoragem ou o desprendimento do bolbo de selagem com consequente perda de

carga nos cabos e respectivo aumento de deformação no muro.

Deformações/ deslocamentos excessivos à superfície que podiam conduzir a

assentamentos em infra-estruturas e edifícios vizinhos e logo danos nos acabamentos

ou na sua estabilidade.

Na origem destes acidentes podia estar:

Características de resistência e deformabilidade do solo inferiores às consideradas nos

projectos de execução com consequente aumento dos impulsos.

Existência de sobrecargas adicionais no tardoz da parede não consideradas no

cálculo.

Ataque físico-químico dos elementos do muro (betão e aço) por parte dos terrenos

confinantes.

Execução deficiente do bolbo de selagem de ancoragens por inadequado

posicionamento da zona de selagem relativamente às características geotécnicas

efectivamente encontradas durante as operações de furação, levando ao seu

descolamento do terreno.

Injecção insuficiente de calda de cimento na zona de selagem, necessária à criação

do bolbo de reacção.

Pré-esforço insuficiente aplicado nas ancoragens.

93

De modo a minorar ou evitar, as situações passíveis de ocorrer mencionadas acima, deviam-se

controlar os seguintes parâmetros:

Deformação horizontal e vertical do muro de contenção.

Variação da carga nas ancoragens.

Deformação vertical do terreno no tardoz da parede, principalmente junto a edificações.

Inclinação do terreno no tardoz do muro de contenção.

Deformação horizontal e vertical em estruturas próximas (viaduto e estação de metro).

Evolução do nível freático no tardoz do muro de contenção.

9.1 Dispositivos e observação

Os dispositivos utilizados foram os seguintes:

Inclinómetros para controlo das inclinações e dos deslocamentos horizontais do muro

e terreno adjacente.

Alvos e prismas topográficos, marcas de nivelamento e marcas superficiais para

identificar possíveis deslocamentos/assentamentos ocorridos na parede, terreno e

estruturas adjacentes.

Células dinamométricas para controlo da variação das cargas nas ancoragens ao

longo do faseamento da obra.

Piezómetros para controlo da evolução do nível freático no terreno adjacente à

escavação.

Um trabalho, que se pode fazer à priori, é a inspecção visual, que consiste nestes passos:

Fissuração nos elementos de betão armado.

Integridade da cabeça das ancoragens.

Perturbações no terreno confinante com a parede.

Anomalias ao nível de acabamentos nos edifícios vizinhos.

Integridade do sistema de observação.

O subempreiteiro teve de formalizar um plano de monitorização junto da fiscalização (12),

contendo a localização definitiva da instrumentação prevista que serviria para

acompanhamento por parte de todas as entidades envolvidas das leituras e localização dos

instrumentos de monitorização realmente instaladas. Teve de incluir a periodicidade

inicialmente prevista para as leituras de instrumentação, a descrição detalhada do equipamento

94

e instrumentação detalhada, bem como a tolerância dos equipamentos de leitura, certificados

de calibração, etc.

9.2 Instrumentação

9.2.1 Instrumentação da parede moldada (processo executado por empresa

externa à Mota-Engil)

Consistiram nos seguintes dispositivos:

Posicionamento nos painéis P11 a P19 de 3 alvos topográficos na viga de coroamento

e nos primeiros terços da parede moldada para medições topográficas.

Colocação de uma célula dinamométrica na cabeça das ancoragens previstas para os

P11, P19 e P110.

Colocação de 23 marcas de superfície ao nível da viga de coroamento da parede

moldada.

9.2.2 Instrumentação dos terrenos envolventes à escavação

Consistiram nos seguintes dispositivos:

Colocação de 7 piezómetros nos terrenos adjacentes ao muro de escavação, 5 deles

entre a escavação e as instalações do Metro, 1 no limite nascente e 1 no limite sul do

edifício.

Instalação de 6 tubos inclinométricos entre o Metro e a parede contenção que

permitisse a leitura em duas direcções ortogonais entre si, sendo uma ortogonal à

parede de contenção.

Instalação de 4 tubos inclinométricos com características iguais aos outros, no restante

desenvolvimento da parede de contenção.

9.2.3 Instrumentação das estruturas adjacentes à escavação (processo

executado por empresa externa à Mota-Engil)

Os dispositivos utilizados foram os seguintes:

Posicionamento de 2 alvos topográficos, ver figura 53, em cada uma das secções

previstas, dispostos na fachada da edificação que se situa a Noroeste da escavação

com um afastamento vertical superior a 10 metros.

Colocação em 6 secções constituídas por pilares, fachada da estação, viadutos e laje

ao nível da via, 3 prismas topográficos (bases para prismas) para instalação em

estruturas fixas e 1 prisma topográfico em cobertura metálica que permite leituras em 3

direcções ortogonais entre si e duas marcas de nivelamento para controlo topográfico

em cada secção transversal à estação de acordo com as peças desenhadas.

95

Colocação em 4 secções constituídas por viadutos, 1 prisma topográfico para

instalação em estruturas fixas e 2 marcas de nivelamento para controlo topográfico em

cada secção transversal à via.

Colocação de fisssurómetros em zonas que eventualmente apresentem fissuração.

Figura 53 – Alvo topográfico

9.3 Observações ao plano de instrumentação e observação Os dados recolhidos das várias observações efectuadas, para cada uma das fases de leitura

deverão ser processados, logo após a sua conclusão, procedendo-se primeiro a um despiste

de eventuais erros que possam interferir na validação dos resultados, seguido da detecção de

possíveis anomalias que possam afectar o normal decurso da obra (3).

Os dados eram depois transmitidos à fiscalização, a quem competia a sua distribuição ao

Metropolitano e análise face aos critérios de alerta/alarme definidos no projecto.

No caso de serem atingidos dois níveis de alerta sucessivos no mesmo instrumento de

medição, a fiscalização devia comunicar num prazo de 48 horas, ao Metropolitano e projectista

o evento identificando quais os pontos em que tal se verificava e os valores atingidos.

No caso de atingido um nível de alarme devia ser logo reconfirmada a leitura. Em caso de

confirmação da mesma, a fiscalização comunicava o evento ao Metropolitano e ao projectista o

evento no prazo de 24 horas havendo depois lugar à abertura de processo de análise do

ocorrido, com elaboração obrigatória de relatório da parte do subempreiteiro para apreciação e

parecer do projectista.

Tinha de ser feito um relatório mensal com os resultados da campanha para apreciação e

parecer do projectista. O relatório devia ter para além do registo das medidas e datas, a

descrição da fase construtiva em cada uma das datas acompanhada de relatório fotográfico.

Em relação às grandezas medidas, eram definidos critérios de alerta e alarme que permitiam

avaliar o critério de alerta como um valor do parâmetro a medir correspondente a 70% do valor

de cálculo e o nível de alarme a cerca de 110 % do valor de cálculo esperado.

96

Neste plano de instrumentação, inclui-se igualmente de modo descritivo os processos de

execução, materiais e equipamentos implementados na instalação de calhas inclinométricas,

piezómetros e células de carga da presente obra.

As condições geológicas não vão ser descritas neste ponto, pois são similares às apresentadas

em procedimentos anteriores.

9.4 Instrumentos analisados Foram instalados equipamentos, de acordo com o Projecto, memória descritiva e condições

técnicas, que permitissem o acompanhamento do comportamento da contenção durante os

trabalhos de escavação, construção e de exploração, ver tabela 6. Os dados mencionados

neste trabalho, apenas dizem respeito aos trabalhos de escavação e construção (parcial).

Previu-se a instalação dos seguintes equipamentos (20):

Dispositivos Referência Comprimento unitário Quantidade (m/un)

Inclinómetros I1 a I6 14,7m 147 m/10un

I7 a I10 14,7m

Piezómetros Pz1 a Pz5 13m 91m /7un

Pz6 13m

Pz7 13m

Células de carga Cc1 a Cc10 Não aplicável 10 un

Tabela 6 – Equipamento usado na instrumentação de obra

9.4.1 Inclinómetros verticais

A instalação de inclinómetros verticais permitiu a determinação dos deslocamentos horizontais

do terreno. Os inclinómetros eram constituídos por uma calha em ABS com 4 chanfros (2

direcções) instalada num furo, para que uma das direcções de ranhuras ficasse alinhadas com

a direcção esperada do movimento, ver figura 54. As suas ligações deviam estar bem seladas

com mástique de modo a garantir a estanqueidade. Permitindo assim fazer uma detecção

atempada de deformações excessivas dos muros, durante a fase construtiva que pudessem

afectar a estabilidade da escavação, ou induzir nas secções mais solicitadas, um acréscimo de

esforços não expectáveis em fase de cálculo. Podia levar a que se executassem ancoragens

adicionais ou a rectificação de troços que não estivessem de acordo com o previsto.

No caso de comportamento normal das paredes, permitiria aferir e validar os parâmetros

considerados no cálculo. Foram colocados no tardoz do muro, o mais próximo do alinhamento

da estrutura de contenção, preservando uma distância mínima de 1 metro. Têm um

comprimento que garantiu que a cota de fundo ficasse pelo menos 3 metros abaixo da parede

moldada adjacente. As características técnicas dos inclinómetros estão na figura anexo 19.

97

Figura 54 – Campanha de leituras de inclinómetro vertical

9.4.2 Células de carga

A instalação das células, ver figura 53, tinha como objectivo controlar a variação de carga ao

longo do faseamento da obra e durante a sua vida útil numa amostra representativa de

ancoragens, geralmente uma por nível e por alçado.

Figura 55 – Célula de carga de ancoragem (leitura manométrica)

9.4.3 Piezómetros

A instalação de piezómetros teve como objectivo a determinação do nível freático no terreno.

Instalaram-se piezómetros do tipo simples, constituídos por tubo em hidronil com ϕext =3/4‟‟,

crepinado e revestido de geotêxtil nos 3,0 metros interiores.

98

9.5 Instalação dos equipamentos

9.5.1 Equipamento e materiais

Os equipamentos utilizados subdividiram-se de acordo com a sua função:

De furação:

Equipamento de furação (tipo Klemm). Ponteiras para trados.

Trados contínuos. Compressor 12 m3.

De selagem

Conjunto misturador/agitador. Bomba de injecção.

Materiais de montagem

Calhas inclinométricas em ABS. Tubo em hidronil com ϕext =3/4‟‟,

crepinado.

Uniões em ABS. Rebites.

Tampas de fundo. Silicone.

Geotêxtil. Cimento CEM I 42,5R.

Bentonite.

9.5.2 Mão-de-obra

Permanente.

Não permanente.

2 Ajudantes de manobrador. 1 Director de obra.

1 Encarregado de obra.

9.6 Processos de execução

9.6.1 Inclinómetros verticais / processo de execução

O processo de execução dos inclinómetros verticais consistia nos seguintes passos, e a sua

ficha de registo de execução encontra-se na figura anexo 20.

Implantação.

Posicionamento.

99

Furação.

Instalação da calha.

Selagem.

Figura 56 – Nova campanha de leituras dos inclinómetros

9.6.2 Furação com trado

Esta operação consistiu na extracção do terreno à rotação, através da introdução sucessiva de

troços de trado contínuo unidos entre si por „pins‟ metálicos. O primeiro troço era munido de

uma ponteira que fazia o ataque ao terreno. Atingido o comprimento desejado e após a limpeza

do furo procedia-se à extracção da ferramenta pela ordem inversa à da furação, (20).

9.6.3 Instalação da calha

Após a furação e limpeza do furo, a calha era introduzida nele até a uma profundidade de

0,20m acima do furo, fazendo coincidir paralelamente uma direcção dos chanfros com a

direcção esperada da deformação.

A calha inclinométrica era constituída e montada em vários troços de 3m, interligados por

uniões rebitadas na calha, perfazendo assim o comprimento desejado. A zona das uniões era

envolvida em „mastic‟, geotêxtil e fita isoladora e o fundo era tamponada e envolvido em

geotêxtil.

9.6.4 Selagem

Fabrico da calda

A calda (água+cimento) e (água+cimento+bentonite) era fabricada num conjunto de

misturador/agitador, (22).

A mistura era feita no reservatório superior (misturador) do conjunto e posteriormente

era vazada para o compartimento inferior (agitador) onde ficava em permanente

agitação.

100

Para os 2,0m inferiores da calha era fabricada uma calda cuja relação A/C variava

entre 0,4 e 0,5.

Para o restante comprimento da calha era executada uma calda cuja relação A/C era

1/1 e com bentonite numa proporção de 5% do peso do cimento.

Selagem

A calda fabricada era introduzida no interior do furo através de um tubo de injecção

descido até ao fundo do furo (PVCϕ3/8‟‟).

O enchimento era feito do fundo para a boca do furo dando-se por concluído quando a

calda atingisse a cota da boca do furo.

Após a colocação da calha no furo, fazia-se a selagem (no espaço anelar compreendido entre

o exterior da calha e as paredes do furo) dos 2,0 m inferiores com calda de cimento

0,4 ≤ a/c ≤ 0,5. Em seguida o restante comprimento, até à boca, era selado com uma calda de

cimento bentonítica cuja relação do traço era a/c = 1/1.

Quando a selagem estivesse concluída, fazia-se um maciço de betão de protecção do topo

com tampa metálica galvanizada circular com dimensões 127x4x300 (mm), terminando assim a

instalação (20).

9.6.5 Células de carga

As células de carga eram do tipo hidráulico de 1000KN e eram dotadas de um orifício central

de 105mm, placa de distribuição integrada e manómetro para leitura directa.

A aplicação destes dispositivos era efectuada no decorrer do tensionamento das ancoragens e

a sua leitura efectuada através do dispositivo manométrico por leitura directa ou com recurso a

binóculos.

9.6.6 Piezómetros

No fundo do furo foi colocada uma pequena camada de areão, sendo posteriormente

introduzido o piezómetro em tubo PVC crepinado, envolto em geotêxtil, de acordo com (20).

Atingindo o comprimento de projecto e após a limpeza do furo procedeu-se à extracção da

ferramenta pela ordem inversa à da furação e colocou-se uma camada de areia limpa no seu

fundo com uma altura mínima de 0,25m, ver figura 57.

A ponteira do piezómetro de fundação era assente nessa camada de areia, preenchendo-se o

restante comprimento da câmara de pressão com areia, de acordo com a figura 55.

101

Após esta operação, foi executada uma mistura bentonite/cimento e colocada numa camada

com cerca de 0,50m. No resto da coluna, o volume entre o tubo em PVC e as paredes do furo

foi preenchido com solos finos.

Quando a selagem ficou concluída, fez-se um maciço de betão de protecção do topo com

tampa redonda metálica (127x4x300mm), terminando aí a instalação. É apresentada na figura

anexo 18, a ficha de registo de execução dos piezómetros.

Figura 57 – Esquema tipo de um piezómetro de tubo aberto

9.6.7 Alvos topográficos

Constituídos por placa quadrada, em material anticorrosivo com dupla faixa reflectora, de

dimensão mínima 40x40 (mm), dotada com retículo de colimação.

102

9.6.8 Prismas topográficos

Os prismas continham suporte para instalação em estruturas fixas, que possibilitava leituras em

3 direcções ortogonais entre si, e por prisma esférico Taylor e Hobson, de diâmetro mínimo

30mm.

9.6.9 Marcas de nivelamento

Eram barras de aço com alta aderência, de comprimento 0,15m e cabeça com rosca (rosca e

secção de amarração reduzida e lisa do tipo utilizado para pino de convergência). As barras de

verificação eram colocadas, mediante a perfuração e consequente cimentação com resinas ou

caldas de cimento nas vigas de coroamento. Os pinos de convergência eram instalados

através de perfuração e ancoragem mecânica.

9.6.10 Marcas de superfície

Inseridos em poços transitáveis nos quais serão instalados com adequada cimentação, as

barras do tipo descrito para as comparações plano-altimétricas mas com comprimento mínimo

de 0,5m, deveriam permitir o acoplamento de prismas topográficos que possibilitassem a

determinação dos movimentos superficiais em 3 direcções (duas horizontais ortogonais entre si

e uma vertical).

9.7 Inspecção prévia

Antes da realização de qualquer intervenção na zona de implantação da obra foi efectuada

uma campanha de inspecção aos edifícios adjacentes, com recurso a suporte vídeo e áudio,

para identificação de patologias previamente existentes (8).

Nas fendas que fossem ser detectadas eram colocadas marcas mecânicas/fissurómetros para

aferir a eventual evolução da abertura das mesmas durante a execução dos trabalhos. Este

procedimento foi seguido sempre que fossem detectadas novas fendas nas estruturas

adjacentes existentes.

9.8 Leitura dos equipamentos instalados

9.8.1 Equipamento

Leitura.

Inclinómetros verticais.

o Sonda inclinométrica (SISGEO S241SH3000).

103

o Roldana com cabo inclinómetrico de 6 condutores com 50m de

comprimento (marcas de leitura afastadas de 0,50m).

o Unidade de leitura (SISGEO Nadir).

Células de carga.

o Leitura directa ou com binóculos.

Piezómetros.

o Unidade de leitura (Sonda piezométrica).

De tratamento de dados.

Computador.

Software de análise de resultados.

9.8.2 Processos de execução de leitura

9.8.2.1 Inclinómetros verticais

Colocação: A colocação compreendeu a introdução e orientação da sonda inclinómetrica

dentro da calha inclinómetrica, citando (3).

O torpedo tinha cerca de 28mm de diâmetro sendo do tipo deslizante, percorrendo a calha de

baixo para cima durante a execução das leituras. O sensor (servo – acelerómetro biaxial) era

guiado por rodas auto-alinháveis que mantinham o instrumento posicionado no centro do tubo.

A distância entre rodas (L) era de 0,5m, o correspondente à distância entre duas leituras

consecutivas, podendo essa distância ser também de 1,0m, ou seja, como resultado final

obtinha-se leituras de 0,5 em 0,5 m.

A sonda depois de devidamente enroscada ao cabo era introduzida nos chanfros da calha,

fazendo coincidir as rodas com a direcção esperada da deformação.

Após a introdução do torpedo na calha, fazia-se descer cuidadosamente, até se atingir a

profundidade definida para se iniciar a leitura.

Leitura: Depois de devidamente ligada a caixa de leitura, conectava-se através de um cabo de

seis condutores, a caixa ao cabo inclinométrico.

A unidade de leitura era do tipo automático sendo as leituras registadas na memória interna ao

accionar-se um botão.

De seguida deixava-se o torpedo durante 5 a 10 minutos no fundo do furo para que as

diferenças de temperatura entre a superfície e o fundo do furo não afectassem a estabilidade

das leituras.

104

Após esta operação, realizava-se a primeira leitura correspondente ao fundo do furo. Esta era

efectuada através de um clique num botão que estava ligado a uma unidade de leitura, ficando

armazenada na sua memória interna. De seguida, puxava-se o cabo para a marca

correspondente à leitura seguinte, cerca de 0,5 m acima, procedendo-se da mesma forma até

se atingir a superfície.

Depois de realizada a última leitura retirava-se o torpedo, rodava-se 180º, e introduzia-se de

novo a sonda na calha, repetindo o processo descrito anteriormente, para efectuar a leitura na

direcção perpendicular.

Tratamento dos dados

Os dados armazenados na caixa de leitura, eram transferidos para um computador através de

um cabo. Estes dados eram depois tratados por um software específico (G-Tilt), apresentando-

se como resultado final um gráfico em que eram projectados os deslocamentos da calha em

mm ao longo do tempo.

9.8.2.2 Células de carga

Leitura: Geralmente de leitura directa, quando este processo não era possível, devido à altura

de escavação, as células eram lidas com recurso a binóculos – Células de carga hidráulicas.

Atender a que a leitura mais fidedigna de células de carga seria pela manhã, especialmente em

dias de Verão, pois o pré-esforço dos cabos perde carga com o aumento da temperatura.

Tratamento de dados: Os dados eram lançados num computador e tratados apresentando-se

como resultado final um gráfico final onde eram projectadas as variações de carga da

ancoragem ao longo do tempo (3).

Em baixo, apresenta-se a evolução da carga de Célula CC1, instalada na zona A2, no 1º nível,

junto ao Metro, mostra-se pela figura 58, que a variação da carga não é muito significativa, não

descendo abaixo da carga de serviço, denotar mais uma vez que a variação da carga pode

dever-se à altura do dia em que feita a leitura e a temperatura ambiente desse mesmo dia. Não

houve igualmente grande variação de tensão. Realçar ainda, as perdas de carga instantâneas

logo após ter sido colocada em serviço.

105

Figura 58 – Variação de carga, em KN, da célula de carga 1, ao longo do tempo

9.8.2.3 Piezómetros

Leitura: A sonda tinha cerca de 10mm de diâmetro e estava ligada a uma fita graduada em mm

que era introduzida no interior do tubo piezómetrico e, produzia um sinal sonoro ao atingir a

superfície da água (3).

Tratamento de dados: Os dados registados eram lançados num computador, sendo depois

apresentados sob a forma de gráfico, em que era projectada o nível freático ao longo do tempo.

Como exemplo, apresenta-se na figura 59 relativa ao piezómetro 5, na zona TD1, junto ao

Metro. De realçar, o rebaixamento do nível freático a partir de Agosto até fim de Setembro,

período em que a pluviosidade foi quase nula.

Figura 59 – Variação da cota de nível de água no piezómetro 5, em metros, ao longo do tempo

As últimas leituras, apresentadas no gráfico acima dizem respeito ao período de escavação,

denotando-se pelo aumento da frequência das leituras, que passam de semanais para

bissemanais.

106

9.8.3 Periodicidade das leituras

Foram realizadas leituras após a instalação de cada aparelho para definir uma leitura inicial

estabilizada (zeragem) que servia de base de referência. A leitura inicial era obtida através da

média de pelo menos três leituras efectuadas em dias distintos, antes do início dos trabalhos.

Os equipamentos eram medidos com a seguinte periodicidade:

Semanal ou bissemanal – antes do início dos trabalhos.

Semanal - durante a execução da parede moldada.

Bissemanais – durante toda a fase de escavação.

Semanais – até se concluir a estrutura enterrada.

Bimensais – até três meses após a finalização da execução dos toscos da obra.

Estas frequências apresentadas foram em casos pontuais alteradas, em função da análise dos

resultados obtidos no decorrer da obra, após discussão com a Fiscalização.

9.8.4 Níveis da alerta

Estavam definidos para cada inclinómetro vertical diferentes valores de alerta e alarme para as

várias fases de escavação, expressos em milímetros. Existem 6 inclinómetros do lado do Metro

e 4 inclinómetros do lado oposto, junto à estrada – Av. Padre Cruz (3).

Inclinómetro 1 (afastado 8.0m da parede METRO).

Nível Cota +80.0 Cota +70.0

Fase Alerta Alarme Alerta Alarme

1ºNível Escavação 2 3 2 3



Nível final Escavação 7 10 8 12

Tabela 7 – Deslocamentos admissíveis, em mm do inclinómetro vertical 1

Inclinómetro 2 (afastado de 14.0m da Parede METRO).









107

Inclinómetro 3,4,5,6 (afastados de 4.0m da parede METRO).






Tabela 9 – Deslocamentos admissíveis, em mm dos inclinómetros verticais 3, 4, 5 e 6

Inclinómetro 7 (afastado de 3.0m da Parede PADRE CRUZ).






Tabela 10 – Deslocamentos admissíveis, em mm do inclinómetro vertical

Inclinómetros 8 e 9 (afastado de 3.0m da Parede PADRE CRUZ).






Tabela 11 – Deslocamentos admissíveis, em mm dos inclinómetros verticais 8 e 9

Inclinómetro 10 (afastado de 3.0m da Parede PADRE CRUZ).








108

9.9 Resultados da instrumentação Os resultados da instrumentação foram no cômputo geral muito satisfatórios, ao nível da

contenção periférica, na fase de execução da parede e da escavação. A solução era muito

robusta, cerca de 60 cm de espessura da parede moldada, com ficha de cerca de 8m no

estrato competente, terreno Miocénico (argilas duras) com mais de 60 pancadas SPT e com

um conservador sistema de travamento, através da lajes das caves (‘top-down’). O

procedimento compreendeu a execução prévia da laje do piso -1 (após a completa execução

da cortina), posteriormente a laje do piso -2, e de seguida a laje térrea do piso -4, e por fim, a

laje do -3. Não houve deslocamentos significativos, apresenta-se abaixo um relatório de

instrumentação do inclinómetro 4 instalado na face da contenção contígua ao Metro, no fim da

escavação do piso -4. Neste inclinómetro, o critério de alarme seria aos 4 mm à cota +80m,

valor não atingido e que podia ser considerado como muito rigoroso por parte do projectista,

sendo o terreno da cota de topo, de menor qualidade, e mais susceptível à descompressão. Os

deslocamentos ao longo da parede, ao longo da execução da parede e da escavação, ficarão

abaixo dos considerados admissíveis pelo dono de obra. Comentar que o sistema de execução

da escavação ‘top down’ era um sistema mais moroso do que efectuar a escavação completa.

O facto de se executar previamente as lajes, incluindo todos os processos de cofragem e

descofragem, e período de cura das lajes fazem aumentar muito a duração da escavação.

Quantificando, o período de escavação durou mais de 3 meses.

Em baixo, apresenta-se na figura 62, os deslocamentos da calha em mm ao longo do tempo,

respeitantes ao inclinómetro 4, na zona TD1 junto ao metro. Analisando o resultado obtido

nesta figura, denota-se que a escavação nesta zona no final de Setembro (última leitura), já

estava totalmente completa até ao piso -4, e repare-se que o deslocamento máximo não atingiu

os 4 mm. Isto traduz um resultado satisfatório, podendo-se ponderar numa optimização da

solução dos travamentos.

Atendendo ao decorrer satisfatório dos trabalhos de contenção periférica, que apesar das

poucas excepções de barretas, em que os sobreconsumos de betão ultrapassaram os 50%,

que pudessem aí redundar em deslocamentos excessivos a verificar nos inclinómetros

verticais, esse cenário não se verificou e todos os deslocamentos verificados durante a

execução da contenção e da escavação mantiveram-se abaixo dos limites admissíveis, o que

denota uma boa escolha de solução e processo construtivo.

Os casos em que os deslocamentos se aproximaram mais dos limites admissíveis de

deslocamentos, verificaram-se nas zonas ligeiramente abaixo do muro-guia e em zonas que

intersectavam condutas desactivadas, sendo este resultado explicado pela descompressão do

terreno aí verificado previamente e em que a eficácia das lamas bentoníticas não consegue ser

a melhor.

109

È apresentado nas páginas seguintes, a análise dos inclinómetros mais condicionantes, com

dados cumulativos, desde o início da execução da cortina até ao fim da escavação, no piso -4.

Os valores aqui transmitidos possibilitam assim analisar todo o histórico de deslocamentos

verificado nos terrenos adjacentes à contenção em parede moldada e a infra-estrutura do

Metropolitano adjacente.

No inclinómetro 1, junto ao viaduto de acesso à Estação, situado na zona A5, podiam advir

problemas devido ao facto da solução adoptada como travamento da contenção ter recaído na

utilização de ancoragens. Apesar de o bolbo de selagem das ancoragens ficar selado longe da

superfície de deslizamento, devido à difícil previsão, podiam ocorrer importantes

deslocamentos em relação á solução de travamento utilizando as próprias lajes dos pisos

subterrâneos. Mas esse facto não ocorreu, permanecendo os deslocamentos abaixo dos 5 mm,

considerando-se os resultados satisfatórios.

Figura 60 – Perfil de deslocamentos horizontais da cortina de contenção, inclinómetro 1, na zona A5 (viaduto do Metro). Deslocamentos acumulados e relativos

110

No inclinómetro 2, ver figura 61, colocado na zona A2, instalado fora da zona designada para a

obra, a motivação era a mesma que para o inclinómetro 1, a relativa proximidade das

ancoragens com o viaduto, também os deslocamentos foram diminutos, correndo os trabalhos

de acordo com o expectável.

Figura 61 - Perfil de deslocamentos horizontais da cortina de contenção, inclinómetro 2, na zona TD2 (estação de Metro, fora do perímetro da obra). Deslocamentos acumulados e relativos

111

O inclinómetro 4, ver figura 62, na zona TD1, tal como já explicitado acima estava situado na

zona mais condicionante, pois era uma zona defronte da Estação de Metro, e que corroboraria

todos os pressupostos de projecto, pois este foi realizado especialmente com a condicionante

deste.As tolerâncias foram respeitadas e todos os trabalhos decorreram dentro da

normalidade.

Figura 62 – Perfil de deslocamentos horizontais da cortina de contenção, inclinómetro 4, na zona TD1 (adjacente á estação, junto à parede moldada). Deslocamentos acumulados e relativos

112

Em seguida, apresenta-se o inclinómetro 8, ver figura 63, situado no alçado contrário ao da

Estação do Metro, zona TD3, as leituras neste alçado eram cerca de metade das efectuadas

no alçado da Estação. Aqui neste inclinómetro ocorreu uma avaria no inclinómetro, com a

cabeça deste danificado, atestando-se isso com um deslocamento excessivo no topo do furo,

com cerca de 17mm, sendo este valor considerado inverosímil pois não se deveu ao

deslocamento efectivo do terreno.A partir de profundidades inferiores os deslocamentos

permaneceram baixos.

Figura 63 – Perfil de deslocamentos horizontais da cortina de contenção, inclinómetro 8, na zona TD3 (adjacente á Av. Pe. Cruz, junto à parede moldada). Deslocamentos acumulados e relativos

113

Por último é analisado o inclinómetro 10, ver figura 64, situado junto da zona A3, lado Oeste,

local onde as ancoragens apresentaram diversos problemas, com número excessivo de

reinjecções e posterior tensionamento dos cabos na correcta tensão de serviço. De facto, o

terreno experimentou um deslocamento já significativo aos 8m de profundidade, cerca de 5mm,

em parte decorrente da existência de uma conduta desactivada, que acarretou a

descompressão do terreno. Como conclusão, a solução adoptada revelou-se adequada, talvez

até podendo ser considerada conservada, mas que atendendo às inúmeras condicionantes

revelou-se acertada, com excepções de alguns casos pontuais.

Figura 64 - Perfil de deslocamentos horizontais da cortina de contenção, inclinómetro 10, na zona A5

(adjacente á Av. Pe. Cruz – lado Oeste). Deslocamentos acumulados e relativos

115

9.10 Custos do plano de instrumentação e observação

A orçamentação dos custos do plano de instrumentação e observação têm os seguintes

pressupostos (7): representava o fornecimento e assentamento de todos os materiais e a

execução global dos trabalhos. Incluía o fornecimento e instalação de todos os aparelhos,

medição e manutenção.

Tubos inclinométricos no terreno: eram 10 unidades, perfazendo 202 ml, com custo

unitário de 69€ por unidade, totalizando 13.938€.

Tampas de protecção: eram 10 unidades, com custo unitário de 92€, totalizando 920€.

Células de carga em ancoragens: eram 11 unidades, com um custo unitário de 1104€,

totalizando 12.144€.

Leituras por campanha dos inclinómetros, piezómetros e células de carga: eram 20

campanhas, com 184 € por campanha, totalizando 3680€. O número de campanhas

apresentado era meramente uma previsão, pois a sua periodicidade pode ser variável,

conforme se encontravam resultados anómalos nas campanhas e dependia também do

tempo efectivo do processo de execução das paredes de contenção e da escavação

geral.

Atendendo aos custos da instrumentação, estes representaram cerca de 6,9% dos custos

totais dos trabalhos de fundações. É uma percentagem plausível de ser investida em

instrumentação tendo em conta as inúmeras condicionantes vizinhas desta obra, servindo

assim a instrumentação para atestar a validade da solução e processo construtiva adoptada.

116

10.Considerações finais

10.1 Introdução Após a execução desta dissertação, pode-se concluir que os objectivos foram conseguidos.

Como demonstrado no resumo e na introdução, a intenção não passava por realizar o estudo

exaustivo do comportamento ao nível de projecto, da cortina de contenção. O objectivo não

passava pela realização da modelação da cortina e daí retirar a previsão dos seus

deslocamentos, e posteriormente, realizar uma análise comparativa destes resultados com os

obtidos através do plano de instrumentação e observação. Os objectivos desta dissertação,

embora no capítulo 4 fez-se nota breve da previsão de deslocamentos de cortinas em meio

urbano, eram complementares aos anteriormente apresentados. Os objectivos principais eram

obter uma melhoria de conhecimentos ao nível prático de processos construtivos complexos,

com grande variabilidade e diversas particularidades, estando sempre em concomitância com o

caso de estudo apresentado. A realização desta dissertação, e a montante, do estágio

efectuado, revestiu-se de elevada importância, pois permitiu fazer uma aproximação ao

mercado laboral e ao ambiente de obra. Permitiu assim atenuar o desfasamento existente entre

o ambiente académico e o encontrado na vida laboral. Ao longo da tese, pode-se considerar

que esteja, em certa medida muito descritiva, ao nível da apresentação dos processos e das

suas particularidades.

Como apresentado nos primeiros capítulos, um conhecimento ganho com este trabalho foi ao

nível da gestão e direcção de obra. Possibilitou assimilar a função exercida pelo engenheiro de

obra, que é fundamentalmente de gestão, e quais os trabalhos executados por ele. Destaque

também para as noções de planeamento, orçamentação e facturação destes tipos de

trabalhos, e todo o tipo de interdependências presentes em obra.

Os principais problemas deste tipo de obras são talvez as suas condicionantes, especialmente,

quando existe uma interface do Metro a poucos metros de distância da futura contenção

(estrutura extremamente sensível). Existiu, por parte do Metro, uma grande rigidez ao nível dos

deslocamentos admissíveis da cortina adjacente, sendo compreensível essa preocupação de

modo a não afectar o normal funcionamento da infra-estrutura.

A solução técnica era a mais indicada para o cenário geológico – geotécnico ocorrente,

constatando-se que o processo construtivo das paredes moldadas não experimentou

deslocamentos significativos.

O cenário geológico era de relativa heterogeneidade. Com excepção de alguns estratos,

classificados de aluvião, compreendendo areias siltosas, que levaram a aumentos de consumo

de betão aquando da betonagem das estacas e das paredes, e dificuldades na reinjecção dos

bolbos de selagem de uma ou outra ancoragem, o terreno não levou a mudanças substanciais

nos processos e faseamentos construtivos. De realçar a exigência impreterível de respeitar

tanto os processos como os faseamentos construtivos, pois como descrito no capítulo relativo

117

às ancoragens, houve um par de ancoragens em que não se procedeu à lavagem ou

impermeabilização do furo, levando a que durante o puxe não se conseguisse atingir a tensão

de pré-esforço pré-determinada para aquelas ancoragens.

Constatar também o papel da instrumentação em obra, em que esta tinha um papel auxiliar ou

discreto durante a normal execução dos trabalhos, pois a sua função era essencialmente

atestar que os procedimentos e faseamentos adoptados eram correctos, e não teve que haver

uma análise muito exaustiva dos seus resultados, pois estes demonstraram que os trabalhos

decorriam de modo correcto. A instrumentação funcionava como uma segurança na execução

dos trabalhos e defesa para dirimir argumentos em eventuais conflitos com proprietários de

infra-estruturas vizinhas aquando da execução da obra.

Pode-se concluir que ao nível dos rendimentos dos processos e, consequentemente, dos

custos existiam ainda boas margens para actuar, existem prolongados tempos de paragem em

obra, principalmente nos períodos de espera do betão, existindo alguma descoordenação a

este nível, tanto havia escassez como havia excesso de oferta de betoneiras à porta do

estaleiro. Este factor levou o empreiteiro a pagar horas extraordinárias adicionais, aos

trabalhadores sem isenção de horário, que eram todos com excepção dos encarregados. Era

especialmente gravoso em actividades críticas, como era a contenção periférica que era uma

actividade precedente da estrutura principal, no sistema de „top down‟. Era essencial em obra

melhorar a coordenação com as inúmeras subempreitadas, podendo isso redundar em

significativos ganhos de tempo.

118

10.2 Desenvolvimentos futuros

Ao nível de desenvolvimentos futuros deste caso de estudo, podia-se efectuar as análises que

ficaram fora do âmbito dos objectivos desta dissertação, tais como:

Realizar a análise do plano de instrumentação, ao nível das marcas topográficas e de

superfície, e também dos alvos e prismas topográficos. Este trabalho foi executado por

uma empresa externa à Mota-Engil, e em que não houve hipótese de obtenção dos

resultados

Efectuar a modelação, através de software que permitisse uma análise em termos de

tensões - deformações, do comportamento da cortina de contenção em parede

moldada, tendo em conta, os seguintes pormenores:

o Obter uma previsão dos deslocamentos horizontais da cortina e, com estes

resultados controlar o potencial acréscimo de esforços horizontais nas

estacas durante a escavação, que fornecem o apoio vertical às lajes de

travamento da cortina

o Análise de riscos: Controlar ou prever os danos em elementos não

estruturais, tais como panos de alvenaria, pavimento térreo, etc. Esta

preocupação justifica-se com o facto de a escavação dos pisos

subterrâneos se proceder ao mesmo tempo que a super estrutura. Neste

ponto, os parâmetros a avaliar são a deformação angular e extensão

horizontal máxima (Critério de Burland)

o Realizar uma análise do rebaixamento do nível freático

o Modelação e análise das estruturas e infra-estruturas adjacentes, embora

não sejam construções antigas, é imperioso analisar a seu comportamento

com a execução da escavação adjacente, em particular da estação do

Metro do Campo Grande.

119

11.Bibliografia

1. Guerra Martins, João. Gestão e direcção de obra - Série gestão e coordenação. 2008.

2. Tecnasol. Relatório Geológico Geotécnico - Escritórios do Sporting. 2000.

3. Quadrante. Projecto de Escavação e Contenção periférica - Memória Descritiva e

Justificativa - Interface Campo Grande. 2011.

4. SA, Metropolitano de Lisboa. Interferência de terceiros em Estruturas ML em exploração.

2010.

5. Fernandes, M. Matos. Movimentos associados a estruturas suportados por estruturas de

contenção flexíveis. 1983.

6. de Brito, Jorge. A perspectiva de um engenheiro de estruturas sobre as construções

enterradas.

7. Mota Engil SA. Proposta de Orçamento Fundações - Interface do Campo Grande. 2011.

8. Associados, AFA. Condições Técnicas Especiais de Movimento de Terras - Processo de

Concurso. 2004.

9. Coelho, Silvério. Tecnologia de Fundações. s.l. : Edições E.P.G.E., 1996.

10. SA, Mota Engil. Procedimento Operacional de Estacas de Fundação - Interface do Campo

Grande. 2011.

11. Pinto, Alexandre. Fundações Indirectas por estacas - Slides de disciplina Fundações e Obras

de Aterro . 2010.

12. Quadrante. Projecto de Escavação e Contenção periférica - Projecto de execução-

Condições Técnicas Interface C.Grande. 2011.

13. Coelho, Rui. Relatório de estágio 'Office Park- Expo 98'. 2006.

14. Sousa, Nuno. Desenvolvimento de ferramentas de projecto de estruturas de suporte

flexíveis. 2008.

15. SA, Mota Engil. Procedimento Operacional de Paredes Moldadas - Interface do Campo

Grande. 2011.

16. CEN. Eurocódigo 8 - Anexo relativo a estacas moldadas.

17. de Brito, Mateus. Proposta de Normas de Escavação e Contenção Periférica do Grupo de

Trabalho de Geotecnia. 1998.

18. Xavier, Baldomiro. Execução de cortinas de contenção em meio urbano.

19. SA, Mota Engil. Procedimento Operacional de Ancoragens Provisórias - Interface do Campo

Grande. 2011.

120

20. SA, Mota Engil. Procedimento Operacional de Instrumentação - Interface do Campo

Grande. 2011.

21. SA, Mota Engil. Procedimento Operacional de Micro-estacas - Interface do Campo Grande.

2011.

22. Pimentel, Vitor. Gestão Técnica de Obra, Engexpor.

23. Conceição, Miguel et al. Estação 24 de Agosto do Metro do Porto - Influência de aspectos

executivos no comportamento da escavação. Congresso Nacional de Geotecnia. 2006.

24. Peck, Terzaghi e. Soil Mechanics in engineering practice. s.l. : John Wiley & Sons, 1967.

121

12.Anexos

117

Figura Anexo 1 – Plano de controlo de execução de ancoragens injectadas (1/2), de acordo com (19).

118

Figura Anexo 2 – Plano de controlo de execução de ancoragens injectadas (2/2), de acordo com (19).

119

Figura Anexo 3 – Ficha de registo das ancoragens executadas, de acordo com (19).

120

Figura Anexo 4 – Ficha de controlo de qualidade das caldas de cimento, de acordo com (19).

121

Figura Anexo 5 – Máquina de furação das ancoragens (Klemm KR 805-1), de acordo com (19).

122

Figura Anexo 6 – Curva tensão-deformação de cordão de aço pré-esforço de 7 fios (tensão de cedência≈250KN), de acordo com (19).

123

Figura Anexo 7 – Características técnicas do macaco hidráulico DYWIDAG (puxe das ancoragens), de acordo com (19).

124

Figura Anexo 8 – Características técnicas do equipamento de furação de estacas (Soilmec SR-60), de acordo com (10).

125

Figura Anexo 9 – Características técnicas do equipamento de furação de estacas (Soilmec SR-60), de

acordo com (10).

126

Figura Anexo 10 – Ficha de controlo das lamas bentoníticas, de acordo com (10) e (15).

127

Figura Anexo 11 – Ficha de registo de execução da parede moldada, de acordo com (15).

128

Figura Anexo 12 – Ficha de controlo de ensaios das lamas bentoníticas, de acordo com (15).

129

Figura Anexo 13 – Características técnicas do equipamento de elevação e balde de maxilas (Liebherr HS 845), de acordo com (15).

130

Figura Anexo 14 – Ficha de registo de execução das micro estacas, de acordo com (21).

131

Figura Anexo 15 – Equipamento de execução das micro estacas (Casagrande C4), de acordo com (21).

132

Figura Anexo 16 – Características técnicas do equipamento micro estacas (Casagrande C4), de acordo com (21).

133

Figura Anexo 17 – Características técnicas do equipamento de mistura e injecção de calda de cimento em ancoragens, micro estacas e instrumentação (Clivio), de acordo com (19), (20) e (21).

134

Figura Anexo 18 – Ficha de registo de execução dos piezómetros de tubo aberto, de acordo com (20).

135

Figura Anexo 19 – Inclinómetro vertical C18: Características técnicas, de acordo com (20)

136

Figura Anexo 20 – Registo e controlo de qualidade da instalação de inclinómetros verticais, de acordo com (20).

137

Figura Anexo 21 – Nota técnica da estabilidade do furo de escavação com lamas bentoníticas (1/4), de acordo com (10).

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Contenção periférica – Parede moldada e Estacas moldadas

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