Reforço de fundações de pontes antigas

Mariana Oliveira Amorim

Dissertação para obtenção do Grau de Mestre em

Engenharia Civil

Orientador: Professor Doutor Alexandre da Luz Pinto

Júri

Presidente: Professor Doutor Luís Manuel Coelho Guerreiro

Orientador: Professor Doutor Alexandre da Luz Pinto

Vogal: Professor Doutor José Manuel Matos Noronha da Câmara

Dezembro de 2015

i

Agradecimentos

Este documento conclui um percurso de 5 anos, o qual contribuiu em muito não só para a minha

construção não só académica mas acima de tudo pessoal.

Ao professor Alexandre Pinto, por quem tenho uma enorme admiração, agradeço a oportunidade

de trabalhar num tema exterior à minha área de especialização, o que me deixa uma aspirante a

engenheira mais completa, conhecedora e preparada. Por toda a ajuda, sentido prático e

compreensão dada aos alunos ao longo do curso, agradeço, em nome de todos.

À Engª. Maria Nolasco, em representação da Extrato, pela disponibilidade, ajuda e interesse no

meu processo de acompanhamento da obra.

A todos os novos amigos que me acompanharam, agradeço o companheirismo, amizade e bons

momentos passados no IST e fora dele. Sem eles este curso teria sido certamente mais difícil e

turbulento. Sinto uma sorte enorme por ter conhecido pessoas tão competentes, inteligentes e

completas, que me farão ter sempre a fasquia da exigência bem alta.

Aos amigos de Budapeste, que contribuíram para que o meu semestre de estudo fora de

Portugal se tornasse uma experiência inexplicavelmente rica e construtiva.

À Rita, Carolina e Soraia por trazerem o passado ao presente e perpetuarem amizades antigas,

sempre com uma energia incrível e boa disposição inigualável.

Às ADC – Inês, Camila, Catarina e Ana, pela amizade verdadeira e por todos os momentos

fantásticos que tivemos o privilégio de viver. Certamente a melhor coisa que o IST me proporcionou.

Acima de tudo, agradeço à minha família. À minha irmã pela amizade incondicional, inspiração e

força. Aos meus pais, por conseguirem virar o mundo para não me faltar nada, pela educação

irrepreensível que me proporcionaram e pelo apoio e amor que sempre me deram, pelo que lhes

estarei eternamente grata.

ii

iii

Resumo

Sendo Portugal um país com uma forte herança histórica, são inúmeros os exemplos de pontes

antigas cuja necessidade urgente de reforço estrutural das fundações foram identificados nos últimos

anos, mediante um plano de inspeção a nível nacional.

As inspeções remetem para a necessidade de intervenção de requalificação das fundações,

sendo que a monitorização do estado estrutural de uma ponte e a avaliação das suas condições de

segurança pressupõem uma série de testes e ensaios. Os problemas mais comuns prendem-se com

a fraca capacidade de carga vertical da estrutura, degradação das características mecânicas do

material estrutural ou incapacidade estrutural do solo de fundação.

Dada a evolução tecnológica registada até aos dias de hoje, a execução de reforço por

microestacas e colunas de jet grouting destacam-se por entre as técnicas de reforço conhecidas.

Cada uma com o seu campo ideal de aplicação e procedimento construtivo, estes dois métodos

permitem dotar a estrutura de capacidade de carga garantindo estabilidade em termos de

assentamentos e uma obra pouco intrusiva.

O acompanhamento da obra da Ponte da Vala Nova permitiu o estudo das várias fases de

projeto e de conceção da solução de reforço, desde o estudo geotécnico, estudo do estado do

material estrutural, dimensionamento da solução e acompanhamento das primeiras etapas da

construção. No caso em estudo, deu-se ainda um imprevisto que revelou incompatibilidade entre os

dados do projeto e a situação real no terreno, implicando alterações ao projeto de execução para o

uso de microestaca auto-perfurantes.

Palavras-chave: Pontes, Reforço, Fundações, Microestacas, Jet grouting

iv

v

Abstract

As an ancient country with a strong heritage on buildings remaining from several past historic

ages, Portugal has innumerous examples of old bridges which urge on structural intervention on their

foundations.

The inspections lead to the identification of the requirements needed for the interventions, as

monitoring the performance of a bridge and the evaluation of its security conditions imply some tests.

The more common problems are the lack vertical loadbearing capacity of a structure, the degradation

of the mechanical characteristics of its material and the incapability of the foundation soil.

Due to the technological evolution, today’s most followed solutions are the execution of micropiles

and jet grouting columns, which clearly step out among many other adopted in early days. Each one

has its own ideal field of application and execution process, but both this methods allow the structure

to respond to higher vertical loads and control any possible vertical displacements.

The following of the reinforcement works in Ponte da Vala Nova allowed the study of several

stages of the project, from the geotechnical study, the study of its material’s proprieties, dimensioning

process of the micropiles and the following of the first stages of the construction (as well as its

monitoring). In the case studied, an unexpected issue occurred, due to incompatibility between the soil

proprieties described in the project and the its real behavior, which lead to changes in the

dimensioning project as the new solution was the use of auto-drilling micropiles.

Key words: Bridges, Reinforcement, Foundations, Micropiles, Jet grouting

vi

vii

Simbologia

SIGLAS

CPT Cone Penetration Test

E.L.S. Estados Limite de Serviço

E.L.U. Estados Limites Últimos

EC2 Eurocódigo 2

EC3 Eurocódigo 3

EC7 Eurocódigo 7

EN Norma Europeia

FHWA Federal Highway Administration

IRS Injeção Repetitiva e Seletiva

IGU Injeção Global Unitária

MP Miopliocénico

NSPT Número de pancadas do ensaio de penetração dinâmica SPT

NP EP Versão Portuguesa da Norma Europeia

SPT Standart Penetration Test

ZG Zona geológica

SÍMBOLOS

A Área

Ac Área da secção de argamassa

As Área da secção de aço

a/c Relação água-cimento

c Parâmetro de coesão do solo

Cc Índice de Compressibilidade

𝑐𝑢 Coesão não drenada do solo

Ds Comprimento do bolbo de selagem

E Módulo de elasticidade

EA Rigidez axial

EI Rigidez de flexão

𝐸𝐶 Energia cinética de destruturação do solo

𝐸𝑃 Energia potencial de injeção de jet grouting

fyd Tensão de cedência do aço

fcd Tensão de cedência do betão à compressão

𝑓𝑐𝑡𝑑 Tensão de cedência do betão à tração

i Raio de giração

𝑘𝑝 Fator de capacidade de carga da microestaca

viii

L Comprimento da microestaca

LS Comprimento da zona de selagem

N Carga aplicada na microestaca

Nc Resistência à compressão

Nt Resistência à tração

Npl,Rd Resistência plástica à compressão

𝑁𝑅𝑑 Esforço normal resistente

𝑁𝑅 Capacidade de carga do terreno

𝑁𝑆𝑑 Esforço normal atuante

Nt,Rd Resistência plástica à tração

pi Pressão de injeção

pl Pressão limite do terreno

𝑃𝑐𝑟 Carga crítica de Euler

qs Valor de atrito unitário

s Assentamento total da microestaca

𝑠𝑝 Área da secção da ponta da microestaca

γ Factor de segurança

∆𝑒𝑙á𝑠𝑡𝑖𝑐𝑜 Parcela elástica da deformação axial

𝑇𝐿 Carga limite de resistência de uma microestaca

𝑇𝐿𝑆 Carga limite de resistência lateral de uma microestaca

𝑇𝐿𝑃 Carga limite de resistência de ponta de uma microestaca

𝜈𝐸𝐷 Tensão de contacto entre betões

𝜈𝑅𝐷 Tensão máxima admissível para resistência ao escorregamento

𝜒 Coeficiente de encurvadura de elementos esbeltos metálicos

𝜎𝐶 Tensão de compressão

𝜎𝑇 Tensão de tração

𝑤 Módulo de flexão

ix

LETRAS GREGAS

∝ Coeficiente de compacidade do solo consoante o método de injeção de microestacas

φ Valor de ângulo de atrito

∅ Diâmetro

𝜆 Coeficiente de esbelteza

𝜈 Coeficiente de Poisson

𝛾 Peso volúmico específico

𝛾𝑠𝑎𝑡 Peso volúmico saturado

𝛿 Assentamento axial

𝜏𝑐−𝑠 Atrito lateral unitário

Φ Ângulo de atrito interno do solo

𝛾 Peso específico do solo

x

xi

Índice Geral

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

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

1.2 Objetivos ................................................................................................................................ 1

1.3 Organização da dissertação .................................................................................................. 2

2. Fundamentos teóricos - Reforço de pontes ............................................................................. 3

2.1 Caracterização das diferentes tipologias de pontes .............................................................. 3

2.1.1 Pontes de alvenaria ........................................................................................................ 3

2.1.2 Pontes metálicas............................................................................................................. 4

2.1.3 Pontes em betão armado ............................................................................................... 4

2.2 Metodologias de inspeção, análise e avaliação do desempenho de fundações .................. 6

2.2.1 Recolha de informação ................................................................................................... 6

2.2.2 Inspeções ........................................................................................................................ 7

2.2.3 Prospeção geotécnica .................................................................................................... 8

2.2.4 Ensaios ........................................................................................................................... 9

2.2.4.1 Ensaios à estrutura ................................................................................................. 10

2.2.4.2 Ensaios ao solo ....................................................................................................... 11

2.2.5 Avaliação ...................................................................................................................... 14

2.3 Principais fatores de degradação e anomalias em Obras de Arte ...................................... 14

2.3.1 Conceção e comportamento estrutural ........................................................................ 15

2.3.2 Impacto do meio nos materiais ..................................................................................... 16

2.3.2.1 Mecanismos de deterioração da alvenaria ............................................................. 16

2.3.2.2 Mecanismos de deterioração de elementos metálicos ........................................... 18

2.3.2.3 Mecanismos de deterioração do betão................................................................... 18

2.3.3 Movimentos do solo de fundação ................................................................................. 21

2.3.3.1 Erosão e infraescavação ........................................................................................ 21

2.3.3.2 Expansão e compressão do solo ............................................................................ 23

3. Técnicas de reforço de fundações de pontes .............................................................................25

3.1 Recalce e alargamento ........................................................................................................ 27

3.2 Consolidação do material .................................................................................................... 28

3.3 Preenchimento de zonas infraescavadas ............................................................................ 28

xii

3.4 Jet grouting .......................................................................................................................... 29

3.4.1 Situações de aplicação ................................................................................................. 30

3.4.2 Características e funcionamento .................................................................................. 31

3.4.3 Materiais e equipamento .............................................................................................. 32

3.4.4 Execução ...................................................................................................................... 33

3.4.5 Vantagens e desvantagens .......................................................................................... 35

4. Microestacas ...............................................................................................................................37

4.1 Definição e características ................................................................................................... 37

4.2 Classificação ........................................................................................................................ 38

4.2.1 De acordo com o processo de selagem ....................................................................... 38

4.2.2 De acordo com a função prevista ................................................................................. 39

4.3 Dimensionamento de microestacas .................................................................................... 40

4.3.1 Dimensionamento segundo E.L.U. ............................................................................... 40

4.3.2 Dimensionamento geotécnico ................................................................................... 43

4.3.2 Dimensionamento segundo E.L.S. ............................................................................... 44

4.4 Materiais .............................................................................................................................. 45

4.4.1 Aço ................................................................................................................................ 45

4.4.2 Calda de cimento .......................................................................................................... 46

4.5 Processo construtivo ........................................................................................................... 48

4.5.1 Perfuração .................................................................................................................... 48

4.5.2 Armadura ...................................................................................................................... 49

4.5.3 Injeção de preenchimento ............................................................................................ 50

4.5.4 Injeção de selagem ....................................................................................................... 50

4.5.5 Ligação ao maciço ........................................................................................................ 51

4.6 Vantagens e desvantagens ................................................................................................. 52

4.6.1 Vantagens ..................................................................................................................... 52

4.6.2 Desvantagens ............................................................................................................... 53

4.7 Controlo de qualidade .......................................................................................................... 53

5. Caso de Estudo – Ponte em Benavente ....................................................................................55

5.1 Caracterização da Obra de Arte .......................................................................................... 55

5.2 Caracterização geotécnica .................................................................................................. 56

xiii

5.3 Patologias nas fundações e pilares ..................................................................................... 59

5.4 Condicionantes .................................................................................................................... 60

5.5 Justificação da opção por microestacas .............................................................................. 61

5.6 Dimensionamento das microestacas ................................................................................... 62

5.6.1 Cargas e ações atuantes .............................................................................................. 62

5.6.2 Dimensionamento da solução a adotada ..................................................................... 63

5.6.3 Verificação de segurança das microestacas ................................................................ 65

5.6.4 Ligação das microestacas à estrutura existente .......................................................... 67

5.6.4 Materiais ....................................................................................................................... 70

5.7 Processo construtivo ........................................................................................................... 72

5.8 Plano de observação e instrumentação .............................................................................. 74

5.9 Acompanhamento da obra .................................................................................................. 76

5.10 Orçamentação aproximada da solução de microestacas ................................................. 79

5.11 Opção alternativa ao uso de microestacas ....................................................................... 79

5.11.1 Conceção da solução ................................................................................................. 80

5.11.2 Dimensionamento de uma coluna de jet .................................................................... 80

5.12 Comparação da solução de microestacas com colunas de jet grouting ........................... 83

6. Conclusões e desenvolvimentos futuros ....................................................................................85

6.1 Considerações gerais .......................................................................................................... 85

6.2 Desenvolvimentos futuros ................................................................................................... 85

Referências Bibliográficas ..............................................................................................................87

Anexos ............................................................................................................................................91

xiv

xv

Índice de Figuras

Figura 1. Ponte D. Luís, Porto ......................................................................................................... 4

Figura 2. Uma das maiores pontes atirantadas do mundo. Sutong Bridge, China ......................... 5

Figura 3. Ensaio de carga num tabuleiro de ponte ........................................................................ 10

Figura 4. Etapas de um ensaio SPT e amostra de solo resultante ............................................... 12

Figura 5. Erosão da pedra de fundação de um pilar ..................................................................... 17

Figura 6. Carbonatação de uma estaca cravada e corrosão das armaduras ............................... 20

Figura 7. Colapso de uma sapata de ponte consequência de um sismo, Taiwan 1999 ............... 21

Figura 8. Exemplo ilustrativo de alteração da seção de escoamento ........................................... 22

Figura 9. Erosão localizada na zona do pilar ................................................................................ 23

Figura 10. Rotura do tabuleiro de uma ponte por assentamento da fundação de um dos pilares 26

Figura 11. Pormenor da colocação de armadura para alargamento de uma sapata .................... 27

Figura 12. Exemplo de aplicação de técnica de refechamento de juntas ..................................... 28

Figura 13. Enrocamento em torno de um pilar. Ponte das Eiras .................................................. 29

Figura 14. Esquema de faseamento de execução de colunas de jet grouting ............................. 30

Figura 15. Relação de diferentes tipos de solo com o grau de desagregação ............................. 31

Figura 16. Aplicabilidade das técnicas de melhoramento de solos consoante a granulometria ... 32

Figura 17. Resistência à compressão consoante a dosagem de cimento e o tipo de solo .......... 33

Figura 18. Vários tipos de jet ......................................................................................................... 34

Figura 19. Exemplo de execução de microestacas como solução de reforço de pilar de ponte. . 37

Figura 20. Ilustração dos tipos de microestacas ........................................................................... 39

Figura 21. Comprimento de encurvadura consoante as condições de apoio ............................... 42

Figura 22. Relação entre valores NSPT e tensão de aderência calda-solo, para solos argilosos e

arenosos ................................................................................................................................................ 44

Figura 23. Ilustração e fotografia de obturador duplo. ................................................................... 46

Figura 24. Relação a/c e respetiva resistência à compressão e ao corte ..................................... 47

Figura 25. Processo de furação de uma microestaca com varas e bit ......................................... 49

Figura 26. Ilustrações de ligações de microestacas à estrutura existente .................................... 51

Figura 27. Ilustração de processo de execução de furação da estrutura existente ...................... 52

Figura 28. Localização da Ponte da Vala Nova ............................................................................ 55

Figura 29. Requalificação Dos encontros e pré-esforço exterior no tabuleiro da ponte. .............. 56

Figura 30. Plataforma para execução de sondagens. ................................................................... 56

Figura 31. Localização da ‘Falha do Tejo’ ..................................................................................... 58

Figura 32. Pormenor de lacunas e descontinuidades no pilar P2. ................................................ 59

Figura 33. Localização das carotes extraídas do pilar P2. ............................................................ 60

Figura 34. Localização das microestacas de reforço no pilar P1. ................................................. 64

Figura 35. Seção da microestaca dimensionada. ......................................................................... 66

Figura 36. Encamisamento do pilar dimensionado no projeto. ..................................................... 68

Figura 37. Pormenor da localização de ferrolhos para encamisamento do pilar .......................... 68

xvi

Figura 38. Peça da cabeça da microestaca para ligação ao maciço. ........................................... 69

Figura 39. Pormenor da ligação da microestaca ao maciço de encabeçamento ......................... 69

Figura 40. Perfil transversal da solução para o pilar P1. ............................................................... 70

Figura 41. Tubos metálicos que trabalham como armadura da microestaca. .............................. 72

Figura 42. Equipamento e estaleiro de execução de microestacas. ............................................. 74

Figura 43. Localização dos alvos topográficos no perfil longitudinal do pilar ............................... 75

Figura 44. Condicionamento do tráfego da ponte. ........................................................................ 77

Figura 45. Execução das microestacas de jusante no pilar P2 e colocação dos tubos exteriores

no pilar P1. ............................................................................................................................................ 77

Figura 46. Relação entre os valores de NSPT do solo e diâmetros de coluna necessários ........... 81

Figura 47. Solução de reforço por jet grouting. ............................................................................. 82

Figura 48. Esquema de situações de aplicação de microestacas e jet grouting .......................... 83

xvii

Índice de Tabelas

Tabela 1. Relação entre área a sondar (A) e número de sondagens necessárias................................. 9

Tabela 2. Classe de alteração de amostras de terreno. ....................................................................... 13

Tabela 3. Características dos três tipos de jato. ................................................................................... 34

Tabela 4. Fórmulas de cálculo de resistência axial de microestacas. .................................................. 41

Tabela 5. Zonas geotécnicas no local da ponte e suas características. ............................................... 58

Tabela 6. Valores de ações consideradas para modulação computacional. ........................................ 62

Tabela 7. Caracterização da ação sísmica local segundo o EC8. ........................................................ 62

Tabela 8. Esforços axiais atuantes por microestaca-tipo. ..................................................................... 63

Tabela 9. Valores resistentes de soluções dos tubos de armadura. .................................................... 64

Tabela 10. Valores resistentes de varões GEWI. ................................................................................. 65

Tabela 11. Verificação da segurança à encurvadura por varejamento. ............................................... 66

Tabela 12. Parâmetros de cálculo para o comprimento de selagem. ................................................... 67

Tabela 13. Características dos elementos metálicos dimensionados para a obra. .............................. 71

Tabela 14. Critérios de avaliação dos deslocamentos medidos. .......................................................... 75

Tabela 15. Valores característicos de tubos de armadura auto-perfurantes Titan. .............................. 78

Tabela 16. Características dos diferentes tipos de jet. ......................................................................... 81

xviii

1

1. Introdução

1.1 Enquadramento geral

Qualquer obra de engenharia deverá, em primeiro lugar, garantir segurança à sociedade.

Seguem-se outros requisitos importantes como a funcionalidade, durabilidade, economia, conforto ou

estética, que nunca deverão ser menosprezados mas sempre com a condicionante de nunca se

sobreporem à garantia de segurança. É então necessário saber avaliar fenómenos de instabilidade e

degradação, risco e incerteza.

Faz parte do processo natural das estruturas o seu envelhecimento e perda de resistência com o

tempo e utilização. O papel da reabilitação é a prevenção deste processo, não permitindo o alcance

de um nível de inoperacionalidade e adaptando a estrutura às condições atuais – isto porque a

maioria das estruturas foram concebidas há várias décadas, quando a ações eram muito diferentes

das de hoje.

Infelizmente, devido à necessidade de cumprir prazos e reduzir orçamentos, a durabilidade e

funcionalidade a longo prazo das estruturas é por vezes negligenciada, e os efeitos dessa falta de

investimento revelam-se mais prejudiciais que um esforço financeiro acrescido na fase de conceção

na qualidade da obra e processo de monitorização. Assim, é indispensável referir a importância de

uma sólida política de manutenção e avaliação das construções, dado o seu impacto económico a

longo prazo. Nesse sentido, deve ser implementado um sistema eficaz de gestão e monitorização de

obras públicas, com vista a aumentar a durabilidade do património.

As pontes, em particular, revelam um impacto enorme na vida dos cidadãos, dado que a sua

impossibilidade de utilização implica a inviabilidade de grandes extensões de via.

A seleção deste tema foi feita pela sua relevância no panorama da engenharia nacional atual.

Portugal revela uma enorme quantidade de edificações antigas e, até muito recentemente, a

reabilitação não era um sector valorizado em termos de volume de investimento. Para além disso, a

dissertação desenvolvida apresenta uma forte componente prática, o que torna a investigação e

elaboração da dissertação mais interessante, didática e apelativa.

1.2 Objetivos

A presente dissertação tem como finalidade a apresentação de um conjunto de possíveis

soluções de reforço estrutural de fundações de pontes antigas, fazendo a respetiva caracterização,

análise de dimensionamento, etapas do processo construtivo e verificações de segurança.

Este estudo foca-se posteriormente no acompanhamento da obra de intervenção na Ponte da

Vala Nova, desenvolvida durante a elaboração da presente dissertação, sendo isso uma mais-valia

para uma boa análise e ilustração de situações em que as técnicas apresentadas são utlizadas.

Com esta dissertação pretende-se:

Fazer uma recolha bibliográfica sobre aspetos gerais de pontes rodoviárias;

Identificar os principais agentes de deterioração das obras de arte e as causas associadas;

2

Descrever métodos de inspeção e avaliação de segurança de estruturas;

Apresentar as técnicas de reforço de fundações de pontes mais comuns, caracterizando-as a

nível de características e limitações;

Explicar e acompanhar o processo de execução de microestacas;

Analisar as características e estado da ponte em estudo e as suas possíveis soluções

alternativas de reforço.

1.3 Organização da dissertação

A dissertação conta com 5 capítulos principais, excluindo a conclusão e referências

bibliográficas. O presente capítulo introduz a necessidade de investimento no património público e

das pontes em particular, remetendo para questões de monitorização e acompanhamento de

construções.

No Capítulo 2, mais informativo, inicia-se o tema de reforço estrutural de pontes com uma

contextualização do estado das pontes em Portugal, sob o ponto de vista da sua evolução histórica,

tipologias estruturais e materiais associados. Para uma ponte necessitar de intervenção, é importante

conhecer quais os mecanismos de degradação/deformação atuantes e quais as anomalias que estes

causam às diferentes tipologias de fundações. Este estudo requer uma inspeção planeada em termos

de instrumentação e observação, que influenciará a escolha das técnicas de reforço.

Ao nível das técnicas de reforço a estudar, tratadas no Capítulo 3, o foco incide sobre uma das

técnicas mais comuns, o jet grouting. Dada a solução de reforço adotada na obra acompanhada, as

microestacas serão separadas das restantes técnicas de reforço, sendo-lhes destinado a totalidade

do Capítulo 4, para uma análise mais cuidada e completa.

No Capítulo 5, é feito o acompanhamento da obra em estudo, num contexto estrutural. Este

acompanhamento foca-se na justificação do processo de reforço escolhido, tendo em conta as

condicionantes locais, de tipologia, económicas e de controlo de execução.

3

2. Fundamentos teóricos - Reforço de pontes

A maioria das pontes existentes em Portugal é de pequena dimensão (entenda-se por

comprimentos na ordem da centena de metros) e contam com várias décadas de idade, ao que se

juntam vários fatores que potenciam a sua degradação. Entre estes, salientam-se a falta de

manutenção, técnicas de construção pouco desenvolvidas na altura da construção (que levam a

fundações de pouca profundidade, mais facilmente degradáveis), um dimensionamento inapropriado

da estrutura ou um nível de utilização não previsto na fase de projeto. Assim, a temática de reforço de

fundações de pontes deve ser tratada com bastante atenção para não pôr em causa a segurança na

utilização.

2.1 Caracterização das diferentes tipologias de pontes

As pontes podem-se diferenciar de acordo com os materiais que as constituem, o que leva a

diferenças ao nível de anomalias, respetivos fatores de origem e principalmente nos métodos de

construção e reforço adotados. Outros tipos de categorização são também possíveis, consoante por

exemplo o sistema estrutural adotado.

2.1.1 Pontes de alvenaria

Alvenaria remete para o uso de materiais compósitos, como a pedra, tijolo e terra, que formam

uma estrutura maciça, preferencialmente solidarizada por argamassa. Pontes construídas em

alvenaria podem ser encontradas em Portugal desde a era romana, e muitas delas continuam

operáveis, demonstrando a robustez desta opção. É também possível encontrar vários exemplos de

pontes de alvenaria construídas na época medieval ou mais recentes, inclusive no século XX [1].

A abundância, durabilidade e dureza da pedra natural (mais resistente que o tijolo) são

inquestionáveis, sendo no entanto importante analisar cada obra consoante o tipo de pedra utilizado.

Sendo inúmeras as possibilidades de materiais pétreos, as propriedades físicas e mecânicas

implicadas são muito variáveis a nível de resistência, porosidade, impermeabilidade, flexibilidade,

sensibilidade química, entre outros. A utilização de argamassa permite, por sua vez, o preenchimento

de espaços vazios, o assentamento dos blocos e aumento da rigidez da estrutura.

Os principais problemas geralmente associados a este tipo de pontes são o seu peso e rigidez,

ao que se junta a falta de resistência à tração e flexão (derivada da fraca resistência à tração da

pedra). Para além disso, é frequente a alteração química dos materiais provocada pelo contacto com

a água, dado que esta penetra nas juntas da argamassa de preenchimento e leva à lavagem de

componentes da argamassa, infiltrações, fissuração, e potencia os ciclos de gelo-degelo.

4

2.1.2 Pontes metálicas

As pontes metálicas surgiram no seguimento da Revolução Industrial (início século XIX) e da

produção em larga escala de aço. A sua principal vantagem é a leveza da estrutura resultante,

incomparável à de uma ponte de alvenaria ou betão, permitindo por isso vencer grandes vãos como

se pode ver na Figura 1. Adicionalmente, dado o controlo de qualidade de fabrico das peças, é

possível garantir uma boa precisão de execução da obra. É ainda de notar que neste tipo de pontes,

peças ou tramos danificados são de mais fácil reparo pela possibilidade de substituição de peças.

O recurso a aço como elemento estrutural permite soluções muito diferentes, como pontes em

arco, suspensas, de tirantes ou de treliças. Esta variedade de soluções é fruto da evolução das

técnicas construtivas, e faz com que as pontes metálicas se tornem bastante competitivas.

Figura 1. Ponte D. Luís, Porto [𝟐].

Apesar das vantagens de utilização do aço, este revela também vários problemas, dada a

facilidade de corrosão e consequente necessidade de manutenção/proteção, ou a facilidade de

encurvadura quando os elementos têm um comprimento considerável (comprimento esse limitado por

fabrico e transporte). As pontes metálicas mais antigas podem ainda apresentar problemas de

capacidade de carga, dada a diferença de esforços dimensionados na época e os atuais [3].

As pontes metálicas podem-se ainda diferenciar consoante o tipo de aço utilizado: ferro fundido

(pré 1860), ferro pudlado (entre 1860 e 1900), aço macio (entre 1900 e 1940) e aço corrente, utlizado

até aos dias de hoje. Já as técnicas de ligação entre peças podem ser aparafusadas, soldadas (mais

frequente hoje em dia) ou por rebites (técnica em desuso) [4].

2.1.3 Pontes em betão armado

As pontes em betão armado apresentam-se como a mais recorrente nos dias de hoje, dada a

elevada segurança estrutural garantida e a longevidade das construções. Esta tipologia surgiu

apenas no fim do século XIX, sendo que se começou a vulgarizar em Portugal na década de 50.

No entanto, as pontes em betão armado são muito pesadas (importante avaliar bem as

condições geológicas locais), o betão é suscetível ao ataque químico (por CO2, ácidos) e as

armaduras são também frequentemente corroídas. O mais preocupante é o facto de muitas pontes de

betão armado nos dias que correm já apresentarem falhas no seu comportamento. Isto deve-se

maioritariamente a uma má execução da obra, muitas vezes devido a prazos curtos, falta de

5

inspeção/exigências de qualidade, ou uma informação deficiente sobre as condições locais – o que

não potencia todos os benefícios apresentados por esta tipologia de pontes.

De referir que as pontes podem ser também classificadas de acordo com o seu sistema

estrutural, conforme se tratem de pontes em arco, pontes de tirantes (de cabos) ou pontes em viga

[4].

Pontes em viga são as mais antigas, em que a transmissão de esforços é feita por flexão, torção

e corte. Nestas pontes, o tabuleiro apoia-se simplesmente em dois encontros e nos pilares

centrais;

Pontes em arco permitem a utilização de materiais mais pequenos e tirar partido do ‘efeito de

arco’, em que forças de compressão derivadas do seu peso próprio garantem um mecanismo de

estabilidade. Este sistema surgiu primeiramente aplicado em pontes de alvenaria;

Pontes de cabos, suportadas por cabos tracionados (Figura 2), sendo ainda possível fazer a

subclassificação entre suspensas e atirantadas.

Figura 2. Uma das maiores pontes atirantadas do mundo. Sutong Bridge, China [𝟓].

6

2.2 Metodologias de inspeção, análise e avaliação do desempenho de fundações

Em qualquer construção, não é possível garantir a segurança da superestrutura sem considerar

a segurança das fundações. Nesse sentido, é indispensável um bom controlo de execução,

manutenção e inspeção das fundações.

Nas pontes, dada a sua afetação na vida quotidiana de milhares de pessoas e a pouca

possibilidade de alternativas à sua utilização, é especialmente importante assegurar boas condições

de serviço. As inspeções, que devem ser periódicas, permitem a identificação de anomalias (e

respetivo estado de evolução) e estado de conservação da construção, resultando num diagnóstico

rigoroso do comportamento e adequabilidade da estrutura. Deve-se tomar especial atenção não

apenas a anomalias detetáveis na superestrutura (como fissuração por deslocamentos relativos), mas

também a danos noutros elementos da ponte, como fundações e encontros.

O acompanhamento do estado de uma estrutura recorre, para além de inspeções periódicas, a

ensaios e monitorização de vários parâmetros, incluindo características do solo, corrosão das

armaduras e do betão, deformações, impacto das construções nas proximidades, entre outros. Uma

correta avaliação destes estudos é fundamental para não resultarem erros durante a conceção e

execução do reforço, que deve ser o mais planeado e económico e planeado possível. Todos estes

processos, sendo onerosos, são frequentemente negligenciados. No entanto, há que realçar que

devem ser interpretados como um investimento a longo prazo no sentido de evitar mais tarde

processos de reabilitação e reforço mais significativos.

2.2.1 Recolha de informação

Na fase de reconhecimento do local em estudo, é importante reunir informação relativa ao tipo

de utilização (tipo e volume de tráfego), ações atuantes (e seu encaminhamento), enquadramento

topográfico, materiais utilizados na construção, comportamento dinâmico (sísmico) e estado de

equilíbrio da superestrutura. A informação pode ser recolhida com documentação existente e arquivos

locais, através de dados de projeto de conceção, cartas geológicas, topográficas, dados sismológicos

e quaisquer outros artigos ou relatórios que incidam em matéria do local.

Caso tenham sido feitas intervenções anteriormente, estas devem também ser estudadas,

contribuindo para uma caracterização histórica da ponte e compreensão do seu comportamento. No

caso de algumas pontes de alvenaria antigas das quais não se disponham de documentos originais,

há que ser feita uma comparação histórica com outras pontes da época ou com métodos construtivos

similares e fazer suposições o mais precisas possível [6].

Toda a informação obtida relativa ao terreno em causa é também útil para verificar a sua

adequabilidade à obra que irá suportar, estimar o possível impacto causado nas anomalias existentes

e avaliar as condições de escoamento locais.

7

2.2.2 Inspeções

Uma ponte deve ser periodicamente monitorizada, havendo quatro tipos de inspeções consoante

o propósito de estudo: inspeções visuais, inspeções principais, inspeções especiais e inspeções

subaquáticas. Todos estes tipos devem ser antecedidos de uma pré-inspeção, onde as metodologias,

elementos a estudar e condicionalismos devem ser ponderados [4].

As inspeções visuais, de carácter rotineiro e preventivo, permitem detetar anomalias superficiais

nos materiais, sendo a partir daí feita uma intervenção preventiva se as anomalias não forem de

carácter estrutural. A obtenção de informação pré-inspeção sobre fundações é extremamente

importante e engloba dados como a sua geometria, materiais, terreno, profundidade em que se apoia

ou métodos construtivos. Nesta fase, são também recolhidos dados sobre o volume de tráfego da

ponte e níveis de cheia atingidos no passado.

A inspeção principal incide no levantamento de todas as anomalias. Daí resulta o seu

mapeamento, medições de fendilhação, profundidade de carbonatação/corrosão e recobrimento.

Outros fatores como o elemento afetado, evolução temporal da anomalia e possibilidade de

perturbações no tráfego indicam a necessidade ou não de uma inspeção mais detalhada.

Caso as anomalias identificadas sejam classificadas como estruturais, há que realizar uma

inspeção mais incisiva que classifica a gravidade da anomalia, estado da estrutura e avaliação da

segurança. Consequente é feita a análise da necessidade de intervenção de reforço (e quais as

técnicas a aplicar) ou da aplicação de medidas de restrição de utilização (a nível de velocidade ou

volume de tráfego). A avaliação insere a estrutura numa das categorias apresentadas na tabela

inserida no Anexo I. Sempre que as anomalias têm de ser analisadas com algum grau de detalhe, por

terem impacto na segurança da estrutura, há que efectuar ensaios de carga, mecânicos, físico-

químicos ou dinâmicos. Estes serão analisados com maior detalhe em seguida.

As inspeções especiais justificam-se quando ocorrem fenómenos pontuais e que põem em

causa a segurança da obra de arte, tais como terramotos, cheias ou volumes de tráfego anormais.

Nestes casos, as inspeções devem ser suportadas por ensaios e modelação numérica da estrutura

[7].

Nas pontes, não é possível visualizar diretamente as fundações dos pilares, pelo que é

necessário recorrer a métodos de pesquisa indireta. Uma inspeção subaquática é sempre necessária,

para um exame mais cuidado e pormenorizado dos pilares e se possível das fundações. Esta é

levada a cabo por mergulhadores especializados e envolvem uma análise não só da estrutura mas

também das condições hidráulicas, geológicas e geotécnicas do local. A erosão dos elementos

submersos revela muitas vezes cavidades e destacamentos zonais de materiais, que levam a

situações de debilidade estrutural que se refletem na superestrutura. As inspeções subaquáticas são

especialmente úteis em caso de fundações superficiais, caso estas estejam a uma cota próxima do

nível mais baixo de erosão e sujeitas a fenómenos de infraescavação.

8

2.2.3 Prospeção geotécnica

Qualquer processo de inspeção de uma ponte tem como objetivo construir uma sólida análise do

seu estado e das características do solo em que a estrutura está fundada, de modo a compreender o

seu comportamento a nível de propriedades mecânicas, físicas e hidráulicas, bem como e estrutura

geológica local. É extremamente importante que este mesmo estudo seja feito com rigor e exatidão,

dado os parâmetros de dimensionamento obtidos afetarão a totalidade da conceção estrutural do

estrutura e em fase de obra evita adaptações de última hora no projeto por imprevistos.

A prospeção é importante para verificar a natureza do solo, a espessura, profundidade e

extensão das camadas do local em estudo – e daí se tiram ilações sobre qual a camada mais apta

para receber os esforços da estrutura, bem como a sua profundidade e estado de alteração. O

resultado da prospeção geotécnica deve ser um relatório detalhado em que seja traçado um perfil do

terreno a nível geológico e geotécnico, incluindo resultados de análises laboratoriais e da presença

de água no local. A capacidade de carga do solo em que se apoia a fundação e parâmetros do

terreno mais suscetíveis de entrar em rotura deve também ser conhecidos, para a avaliação da

adequabilidade da fundação às cargas de suporte de modo a não haver deslocamentos maiores do

que o admissível.

A definição da profundidade necessária de prospeção não é estabelecida a priori, pois é

efetuada até onde se espera que o terreno não apresente deformações ou assentamentos

expressivos (intervalo de valores definidos pelo tipo de obra e sua estrutura, tipo de fundação,

peso/dimensões da estrutura e tipo de terreno). A definição da profundidade de prospeção é também

resultado dos métodos construtivos que se esperam aplicar: para fundações por grupos de estacas, a

profundidade deve superar a dimensão da largura do grupo; para sapatas, a profundidade atingida

deve ser uma a três vezes equivalente à largura da sapata em questão.

Os métodos de prospeção geotécnica podem-se dividir em mecânicos e geofísicos, dependendo

dos métodos de recolha de informação envolvidos, e o planeamento dos métodos de prospeção a

seguir depende da análise da informação sobre a natureza do solo que foi previamente recolhida. A

prospeção mecânica, mais direta, envolve abertura ou extração de solo para chegar a maiores

profundidades, por meio de valas, poços, furos de grande diâmetro, galerias, trados ou sondagens.

Os métodos geofísicos são indiretos, recorrendo a fenómenos de resistividade elétrica,

propagação de ondas, métodos eletromagnéticos ou radiométricos. O método sísmico baseia-se no

facto de diferentes rochas implicarem diferentes velocidades de propagação de ondas sísmicas,

identificando-se assim variações de estratos, tipo de rocha, descontinuidades ou presença de água.

São colocados geofones na superfície a estudar, que recebem e medem as ondas (provocadas por

exemplo por uma explosão acionada). Os métodos elétricos caracterizam os terrenos consoante os

seus valores de resistividade elétrica, medida com elétrodos colocados ao longo de um perfil. É feito

um estudo do campo elétrico de potenciais, criado pela indução artificial de uma corrente elétrica no

terreno.

As sondagens são um método versátil, rápido e pontual de identificação de terrenos e permitem

a obtenção de amostras de reconhecimento do solo, ao mesmo tempo que atingem profundidades

9

até aos 150 metros. Consoante o método de furação, podem ser de percussão ou de rotação; a

percussão de um trépano, que contém um amostrador, desagrega a rocha (que tem de ser branda),

com ou sem ajuda de água de circulação. Já as sondagens à rotação permitem uma amostragem

contínua do terreno que fica no interior das varas, varas essas que seguram uma coroa diamantada

que desgasta a rocha – processo mais aconselhado para solos rijos e rochosos.

Mediante a área em análise, determina-se geralmente o número de sondagens necessárias de

acordo com a Tabela 1. Para obras implantadas em grandes áreas, os pontos de prospeção devem

ser dispostos numa malha de dimensões entre 20 e 40 metros. No caso específico de pontes, a

distância horizontal entre sondagens não deve ser superior a 30 metros, e devem ser asseguradas 1

a 2 sondagens perto de cada estrutura de fundação.

Tabela 1. Relação entre área a sondar (A) e número de sondagens necessárias.

Área do terreno (m2) Número de sondagens

A≤200 2

200<A≤400 3

400<A≤1200 3+ 1 por cada 200 m2

1200<A≤2400 7+ 1 por cada 400 m2

2400≤A Não definido

No decorrer da análise, há que ter em conta a variabilidade espacial e temporal das

propriedades do solo, especialmente devido à variação do seu teor em água, que por norma

acompanha as variações sazonais e pode também ser afetada por pontuais acidentes naturais (como

cheias). Para além da variabilidade típica das características do solo, há considerar outras incertezas,

como no modelo de transformação geotécnico utilizado, os processos geológicos do local, modelos

empíricos utilizados, não exatidão dos modelos analíticos e, claro, erros de medição – todos estes

parâmetros contribuem para uma análise probabilística incidente no solo em estudo e limitam a

extrapolação de resultados pontuais para a área em estudo [8].

No caso de obras mais importantes, como as pontes, é necessária a obtenção da maior

quantidade de informação possível, sendo aconselhável recorrer também a ensaios de carga no solo,

ensaios de bombagem ou prospeção geofísica. Problemas em fundações superficiais de pontes

devem-se frequentemente a aterros insuficientemente compactados/assentamentos superiores ao

admissível e à subestimação da influência da corrente local. Nas fundações profundas, os problemas

geotécnicos prende-me maioritariamente com falta de conhecimento do solo de fundação e má

interpretação dos dados de ensaios.

2.2.4 Ensaios

Como anteriormente referido, é por vezes necessário recorrer a ensaios para avaliar com

precisão o estado de degradação de elementos construtivos ou do solo. Estes focam-se quer em

parâmetros mecânicos, físicos ou químicos dos materiais e podem recorrer ou não a amostras, de

10

onde resulta um modelo geológico-geotécnico do solo ou uma análise precisa do estado da estrutura.

Entre os ensaios feitos no local, há que definir em primeiro lugar o objeto de estudo: solo ou a

fundação.

São inúmeras as características que distinguem os vários ensaios aplicáveis. Podem ser

destrutivos ou não, executados em laboratório ou in situ, rápidos ou morosos (influenciados pela

necessidade ou não de tratar dados posteriormente). As diferenças incidem ainda no custo,

quantidade e tecnologia de material necessária, mas definem-se principalmente no domínio de

utilização: solo ou estrutura.

2.2.4.1 Ensaios à estrutura

Como complemento das inspeções para avaliação de elementos estruturais, devem ser

efetuados ensaios, sejam eles mecânicos, físico-químicos, eletrofísicos, dinâmicos ou estáticos.

Todos estes podem ser classificados de destrutivos ou não-destrutivos, consoante o seu nível de

intrusão. Nestes últimos incluem-se, por exemplo, os ultra-sónicos (determinação de vazios, fendas e

estado de degradação do material), impacto-eco, radares ou ensaios de Karsen. Os destrutivos

englobam os macacos planos ou o arrancamento com hélice (aplicado a argamassas).

No que toca a ensaios in situ aplicados à estrutura, devem ser levados a cabo ensaios de carga,

tanto estáticos como dinâmicos, para averiguar os modelos de cálculo estrutural e o estado de

fragilidade da estrutura. Feitos no local, a sua perturbação à estrutura deve ser sempre a menor

possível.

Sendo a principal motivação do reforço de fundações de pontes uma melhoria da sua resposta a

assentamentos e movimentos da estrutura, os ensaios de carga apresentam uma grande importância

na avaliação do seu comportamento. Estes ensaios recorrem apenas a defletómetros (posicionados

na base dos pilares que assentam nas fundações em estudo) e a um sistema de carga (como

camiões carregados com centenas de toneladas ou blocos de betão, como apresentado na Figura 3).

Figura 3. Ensaio de carga num tabuleiro de ponte [𝟗].

Tipicamente, são feitos 3 ciclos de carga-descarga, por forma a testar vários patamares de carga

em intervalos de tempo controlados e uniformes, após os quais são medidos deslocamentos, abertura

de fendas ou outras deformações. Em terrenos terrosos, o módulo de deformabilidade (E) do solo

pode ser determinado com este ensaio, seguindo a fórmula (1), onde P representa a carga axial

11

aplicada, 𝜐 o coeficiente de Poisson local, r o raio da placa em contacto com o solo e 𝛿 o

assentamento medido.

𝐸 =𝑃 (1−𝜐2)

2𝑟𝛿 (1)

Entre os ensaios a materiais em laboratório, destacam-se a análise de carotes extraídas in situ,

que permitem caracterizar o material em termos de resistência, deformabilidade, qualidade dos

componentes ou porosidade, permitindo ainda testar a resistência do aço. São também frequentes

ensaios de avaliação da velocidade de corrosão do aço. Os ensaios de resistência e deformabilidade

feitos a provetes são importantíssimos para quantificar a necessidade de reforço e o estado de

resistência estrutural, revelando as tensões máximas admissíveis e as condições de fundação no

presente.

A tabela apresentada no Anexo II foi desenvolvida por D. Andrey (1987) e relaciona os diferentes

tipos de ensaios que podem ser aplicados a obras de arte consoante os materiais a analisar. Esta

tabela incide especialmente sobre pontes de betão, sendo alguns dos itens aplicáveis a estruturas

metálicas ou mesmo de alvenaria.

2.2.4.2 Ensaios ao solo

Para estudar características do solo, devem ser efetuadas sondagens, por ensaios como o SPT

(Standart Penetration Test), CPT (Cone Penetration Test), ensaios pressiométricos, WST (Weight

Sounding Test) ou PLT (Plate Load Test). O ensaio SPT adequa-se mais a solos arenosos e o CPT a

solos argilosos. Nas areias, as características condicionantes são a compacidade relativa e a posição

do nível da água, que influenciam a capacidade resistente e os assentamentos. As argilas, mais

coesas, têm como parâmetro fundamental de rotura a coesão (c) e de assentamentos o índice de

compressibilidade (Cc), ambos determinados pelos ensaios CPT.

O ensaio de penetração dinâmica (SPT) revela-se o mais frequentemente utilizado para

avaliação da resistência à penetração dinâmica do solo, dado o custo aceitável, facilidade de

execução e não interferência do nível da água nos resultados. Os valores de NSPT são muitas vezes

usados como critério de viabilização de certas técnicas, ao apontarem a sua possível eficiência para

o local em estudo. A incerteza associada a este método deve ser superada com a análise em

conjunto da amostragem obtida no processo de furação.

Este ensaio caracteriza-se pela penetração no solo de um amostrador (denominado por

amostrador de Terzaghi) no interior de um furo de sondagem limpo, estando as dimensões do

amostrador e os valores de energia de cravação normalizados. A cravação é conseguida por meio do

impacto de uma massa de pilão de cerca de 65 kg em queda repetida desde uma altura que ronda os

75 cm. As sondagens são espaçadas no terreno de modo a cobrir a área de interesse e o

procedimento é repetido em todas as sondagens.

O processo divide-se em duas fases: numa primeira fase, são conta-se o número de pancadas

necessárias para a cravação de 15 cm do amostrador no solo (sendo o valor obtido meramente

informativo e não contabilizado no futuro, pois o solo atravessado é mais perturbado); numa segunda

12

fase, são cravados mais 30 cm, sendo o valor final do ensaio o número de pancadas (NSPT) obtidas

nesta última fase que é um indicador final do valor da resistência à penetração do solo.

Caso sejam necessárias mais de 60 pancadas para a penetração dos 30 cm totais, dá-se o

ensaio por terminado e regista-se a profundidade obtida até aí; caso não seja possível chegar sequer

aos 15 cm da primeira fase com 60 pancadas, regista-se a nega do ensaio. A Figura 4 ilustra o

processo descrito e uma amostra de solo obtida por um amostrador.

Figura 4. Etapas de um ensaio SPT e amostra de solo resultante [𝟏𝟎].

Analiticamente, muitos parâmetros que caracterizam física e mecanicamente o solo podem ser

estimados por correlação a partir do NSPT, estando os resultados apresentados em inúmeras tabelas

divulgadas por meios científicos. Nestas são estimados vários fatores, como valores de resistência de

microestacas, ângulos de atrito (∅) em areias, resistência ao corte e atrito lateral em argilas (𝜏),

factores de coesão, módulos de deformabilidade ou ainda compacidade relativa.

A nível do desenvolvimento do projeto sísmico, a resistência oferecida pelo solo pode

caracterizá-lo em zona entre A, B, C, D e E. Para isso, pode-se recorrer à norma EN 1998-1: 2004,

capítulo 3.1, que considera os valores de NSPT, a velocidade média de ondas sísmicas secundárias

(se existirem dados) e o coeficiente de resistência não drenada do solo (se aplicável). A tabela de

classificação encontra-se apresentada no Anexo III [11].

O CPT tem como objetivo medir a resistência à penetração estática por meio da monitorização

de valores de ponta do solo e do atrito lateral acionado, em função da profundidade. Um cone móvel

telescopicamente movido regista esses valores, podendo a penetração ser contínua ou descontínua,

e a velocidade variar.

O pressiómetro, por sua vez, relaciona valores de tensões e deformações in situ. Este aparelho é

introduzido no furo de uma sonda, sendo a água no seu interior pressurizada em patamares e a

deformação exercida no solo medida.

De modo a simular o comportamento do solo a cargas futuras, podem ser aplicadas cargas na

mesma ordem de grandeza, que validam ou não as suposições de projeto. O ensaio em placa avalia

a tensão admissível na base da sapata, com base na aplicação de cargas em patamares por um

macaco hidráulico numa placa (30x30 cm). O ensaio em estaca é menos comum por ser mais

oneroso, e pretende estimar a capacidade resistente de uma estaca, avaliando anomalias e tensões-

deformações.

13

Os ensaios laboratoriais são menos comuns que ensaios in situ por serem mais morosos por

implicarem amostras (obtidas na execução das sondagens), que devem ser alteradas o mínimo

possível e mantidas dentro de tubos para se manter o seu confinamento. De acordo com o grau de

alteração da amostra, esta pode ser categorizada como apresentado na Tabela 2 (Seminário 208,

LNEC). É aconselhável o cumprimento de regras de amostragem: o sistema de percussão de

sondagem deve ser preferido, o fundo do furo deve estar limpo (para o solo de amostragem estar o

menos remexido possível) e o diâmetro do amostrador deve ser o maior possível.

Tabela 2. Classe de alteração de amostras de terreno.

Classe Caracterização da amostra

1 Amostras que não sofreram distorção nem alteração de volume e que, portanto,

apresentam compressibilidade e características de corte inalteradas.

2

Amostras em que o teor em água e a compacidade não sofreram alterações mas

sofreram distorção e que, portanto, as características de resistência e compressibilidade

foram alteradas.

3 Amostras em que a composição granulométrica e o teor em água não sofreram

alterações, mas em que a densidade foi alterada.

4 Amostras em que a composição granulométrica foi respeitada mas em que o teor em

água e a densidade foram alterados.

5 Amostras em que até a composição granulométrica sofreu alteração, por via de perda de

partículas finas ou por esmagamento de partículas grossa.

Os ensaios mais frequentemente aplicados a amostras de solo são os de granulometria (ou

limites de Attemberg), ensaios de compressão simples e triaxial, ensaio de corte e ensaios de índices

físicos (índice de vazios, teor em água, peso volúmico, etc.). A grande vantagem deste tipo de

ensaios é a possibilidade de se definirem com rigor os estados de tensão, deformação e condições

de drenagem e permeabilidade dos solos em estudo. A fiabilidade só não é maior dada a

impossibilidade de retirar amostras indeformadas, especialmente em solos mais incoerentes.

Ensaios hidráulicos são feitos durante a fase de prospeção e pretendem principalmente

determinar a profundidade/variações do nível freático e a permeabilidade do solo – fatores

importantes a considerar no reforço de fundações de pontes. Em relação ao nível das águas, este é

medido com recurso a piezómetros, dispositivos que medem a pressão da água num determinado

ponto, considerando-se o nível de água atingido no piezómetro correspondente ao nível freático na

vertical do ponto. No local das fundações das pontes, é admitido um a cota do nível freático de

+0,00m.

Já as propriedades hidráulicas do solo são avaliadas através de ensaios de campo,

nomeadamente o Lefranc e Lugeon. O ensaio Lefranc implica a variação constante da carga

hidráulica numa cavidade de um furo onde se pretende determinar a permeabilidade pela medição do

caudal escoado (garantindo-se que a água pode apenas circular por essa cavidade e não pelas

paredes do furo). Pela relativa rapidez, simplicidade, custos implicados e carácter local do ensaio,

devem-se efetuar um número considerável de ensaios para aumentar o rigor dos resultados. O

14

ensaio Lugeon recorre ao mesmo princípio de absorção de água pelo solo, mas desta vez ao longo

do furo de sondagem, dado que a água é injetada radialmente. O regime de injeção é estabelecido

como permanente e mede-se a água que entra no maciço durante 10 minutos [12].

Os valores obtidos por meio de ensaios não espelham o comportamento do solo ao longo do

tempo e em situações reais, pelo que são aplicados coeficientes de calibração para efeitos de

dimensionamento que ajustam os valores às condições de carregamento, passagem do tempo, efeito

de amolecimento do solo ou efeitos de escala.

Os ensaios permitem o desenho do perfil geológico longitudinal da ponte, na sua longitudinal, por

ligação e extrapolação dos resultados obtidos para cada sondagem (executada perto dos apoios).

Estes são extremamente importantes para averiguar tipo de solo e respetiva variação.

2.2.5 Avaliação

A avaliação de uma estrutura foca-se na sua condição de segurança e no seu estado de

deterioração, com base as metodologias acima referidas. Nesta fase, é importante considerar e

quantificar as incertezas de todos os métodos de inspeção, dado que são muitos os valores a assumir

e cada um deles apresenta flutuações próprias. Estas considerações permitirão conceber uma

solução de reforço mais flexível e mais capaz de responder a situações inesperadas.

A avaliação final do solo resultante de todo o processo de prospeção e investigação deve ser

clara, exata e detalhada, explicitando o local, data e todas as metodologias adotadas.

Independentemente da inspeção efetuada, todos os dados obtidos devem ser inseridos num relatório

final de inspeção, se possível acompanhado de reportagem fotográfica. Resulta daí a aferição da

segurança estrutural, das condições de serviço da construção e dados relativamente às anomalias

encontradas – sua origem, caracterização, métodos de monitorização e avaliação da necessidade e

ações de intervenção.

Para avaliar o comportamento estrutural da obra de arte e verificar a sua segurança, deve ainda

ser considerada uma modelação computacional da estrutura. Em especial para pontes de alvenaria,

os resultados obtidos devem ser analisados com alguma salvaguarda, sendo muitas as variáveis

desconhecidas: características mecânicas dos materiais, anomalias não detetadas, homogeneidade

de propriedades, geometria exata dos elementos estruturais e camadas de materiais, entre outros.

Em pontes de betão, a análise espera-se menos crítica, já que existem mais registos de projeto e as

propriedades dos materiais usados são mais facilmente mensuráveis.

2.3 Principais fatores de degradação e anomalias em Obras de Arte

Define-se por durabilidade de uma estrutura o período em que esta apresenta capacidade de

cumprir as suas funções sem necessidade de investimentos a nível de manutenção ou reparação. A

durabilidade, performance, e estado de conservação de qualquer construção são inevitavelmente

afetadas pela sua interação com o meio e pelas solicitações que lhe são feitas, sendo imperativo

15

minimizar os fatores de degradação. Assim, é de extrema importância a identificação correta e

completa das causas das anomalias, por norma a erradicá-las durante as intervenções ou estudar um

plano adequado para minimizar seu impacto. As anomalias desenvolvidas nas fundações não são

detetáveis externamente, sendo assim mais difícil avaliar a sua origem, grau de desenvolvimento e

fenómenos desenvolvidos.

As anomalias desenvolvem-se por diversos fatores como a idade, tipo de materiais utilizados,

condições ambientais locais ou método construtivo. No entanto, o seu aparecimento relaciona-se

principalmente com uma manutenção deficiente, conceção desadequada ou defeitos de execução,

resultando sempre no enfraquecimento da estrutura. É também importante referir que uma mesma

anomalia pode apresentar-se sob diferentes formas dependendo do material e elemento em que se

encontra.

Normalmente as anomalias não apresentam apenas uma causa, resultando antes de um

conjunto de fatores. Serão de seguida categorizadas as principais causas e consequências de

algumas patologias, relacionando-as com o seu impacto no estado das pontes. A caracterização das

anomalias de uma construção deve ser cuidada e estruturada, incidindo em categorias como a

localização, extensão, origem, natureza (estrutural ou não) e influência no comportamento da

estrutura.

No que toca às fundações, as anomalias mais frequentes são consequências de problemas de

conceção/execução, degradação dos materiais constituintes ou movimentos do solo. Serão de

seguida estudados estes três capítulos, apontando as anomalias decorrentes de cada um destes

fatores [13].

2.3.1 Conceção e comportamento estrutural

Problemas de conceção e projeto estão relacionados com a inadequação da estrutura aos

esforços, não cumprimento das normas regulamentares em vigor, falta de especificação dos materiais

a aplicar e dimensões recomendadas. O aumento de tráfego e os diferentes modos de utilização de

pontes revela problemas não só em termos de carga vertical aplicada na estrutura mas também a

nível dinâmico (dadas as velocidades dos veículos praticadas hoje em dia).

Para além disso, erros na avaliação geológica do local ou uma execução incorreta dos

elementos facilita a degradação corrente e o desenvolvimento de anomalias. A estrutura deve ainda

estar preparada para responder a acidentes (como sismos ou impactos fortes).

Nas pontes mais antigas (entenda-se, que foram construídas até à década de 60), os problemas

a nível de fundações acontecem mais frequentemente por não se atingir a profundidade de um

estrato mais resistente, consequência da pouca tecnologia à data de construção. É muito comum as

fundações serem superficiais, o que facilita a erosão dos seus materiais, o fenómeno de

infraescavação e as torna mais suscetíveis a deslocamentos nos apoios, reduzindo a capacidade de

carga da estrutura e potenciando a fendilhação, comportamento não linear nas zonas em arco (por

descompressão), deslocamento de elementos estruturais e em último caso rotura.

16

As anomalias de qualquer construção podem-se dividir entre estruturais (se a capacidade de

carga é afetada) ou não estruturais/funcionais, se apenas é alterado o tempo de vida útil e não a

segurança. A sua categorização pode também ser feita consoante o local de incidência ou de acordo

com os agentes que as provocam (biológicos, físicos ou químicos).

O aparecimento de fissuras estruturais nos elementos de fundação é frequente e esperado,

embora não apresentem todas o mesmo grau de perigo. Acrescenta-se ainda que as fendas que

surgem por peso da superestrutura são mais frequentes nas pontes de betão, pelo peso próprio

envolvido.

A avaliação da gravidade das anomalias passa por as classificar consoante estas estão ou não

ativas e a respetiva dimensão e repercussão. As fissuras podem ser também classificadas de acordo

com os esforços qua as causaram: de tração (separação), de flexão, de compressão ou superficiais

(por exemplo devido a fenómenos de retração).

2.3.2 Impacto do meio nos materiais

As anomalias sofridas pelos materiais resultam da sua interação com o meio, sendo de seguida

apresentadas as principais anomalias que os vários materiais adotados na construção de fundações

podem sofrer, considerando as condições a que são sujeitos.

Independentemente da superestrutura, a constituição das fundações de pontes dividem-se entre

e alvenaria ou betão armado. As anomalias causadas na superestrutura são também válidas também

para as estruturas submersas, e a nível estrutural resultam regra geral num decréscimo de

capacidade resistente da fundação e consequente fendilhação da superestrutura (especialmente

incidente na zona dos pilares).

2.3.2.1 Mecanismos de deterioração da alvenaria

As principais anomalias estruturais revelam-se sob forma de fendas, resultado de solicitações

superiores ao previsto, assentamentos diferenciais nas zonas de apoio (fendas verticais) ou esforços

de tração - o que provoca descompressão da pedra e possíveis rótulas plásticas locais. O estudo da

fendilhação deve indicar as dimensões, comprimento, direção, elemento afetado e identificar as

fendas como ativas ou inativas, através de medições ao longo do tempo.

Indiscutivelmente um material de grande durabilidade, a pedra pode sofrer também desgaste

químico consoante a sua composição, por meio de ataque físico mas principalmente químico. Apesar

de em geral apresentarem muito bons valores de resistência, algumas pedras não se adequam à

utilização como material estrutural para pontes. Tome-se o exemplo de pedras pouco densas: um

índice mais elevado de poros facilita a entrada de água desgaste/carbonatação da pedra, sendo esta

também mais sensível aos ciclos de gelo/degelo, ficando mecanicamente menos resistentes. Este

fator está exemplificado na Figura 5, em que blocos de pedra calcária, de mais fácil erosão, põem em

risco a resistência da estrutura.

17

Figura 5. Erosão da pedra de fundação de um pilar [𝟔].

Caso a pedra apresente defeitos naturais (como veios, cavidades ou zonas desgastadas), estes

podem mais facilmente resultar em zonas de falha de resistência, dada a menor capacidade

resistente a esforços quer de compressão quer de tração nas zonas fendilhadas. Na sua colocação

em obra, é de boa prática não colocar a maior dimensão do bloco de pedra no sentido mais

suscetível à fendilhação.

As anomalias não estruturais não apresentam problemas para a segurança, sendo importante

monitorizá-las de forma a evitar que no futuro se agravem e tenham um impacto estrutural. A

vegetação, por exemplo, está presente em praticamente todas as construções, sob a forma de

líquenes, fungos ou musgos. O seu desenvolvimento contribui, a longo prazo, para a degradação

pétrea e abertura de juntas entre pedra e argamassa, que mais tardiamente e consoante o seu

desenvolvimento podem ter impacto estrutural.

As características mecânicas das fundações em alvenaria variam muito consoante os materiais e

proporção da constituição da argamassa, características essas importantes na capacidade de

resposta a ações exteriores, presença de água (especialmente por erosão) e resistência química. A

perda de ligação de elementos das juntas é crucial para a coesão dos materiais e ligação de

materiais estruturais, que pode vir a ser muito prejudicial.

A água apresenta-se como uma das principais causas de degradação das estruturas: o

fenómeno de capilaridade permite a absorção de água pelos materiais, que provoca a deterioração

química da argamassa das juntas e do material pétreo. Esta deterioração diminui a rigidez do

elemento, facilita a ocorrência de fendilhação, promove a desagregação e até o destacamento dos

materiais. Com isso a capacidade de resposta da fundação às ações atuantes decresce o que leva à

fendilhação de elementos da superestrutura e possíveis deformações/deslocamentos.

As juntas não devem ser demasiado estreitas para não dar origem a locais de tensões

demasiado elevadas (e consequente fendilhação), nem demasiado abertas para não ser demasiado

evidente qualquer alteração que possa ocorrer nas argamassas. Há que ter em atenção a relação

entre água e componentes sólidos das argamassas hidráulicas, de forma a não a tornar demasiado

porosa e sujeita a ciclos de gelo/degelo, que potenciam a abertura de juntas entre reboco e pedra.

Existem ainda combinações de certos tipos de pedra e argamassa que não devem ser aplicados, por

18

daí não resultar adequada resistência estrutural, como por exemplo a utilização de pedras porosas

com argamassas muito fluidas.

2.3.2.2 Mecanismos de deterioração de elementos metálicos

Já foi explicado anteriormente que um projeto bem detalhado e cuidado é essencial para evitar

problemas. Em especial no caso de elementos metálicos, o posicionamento pensado das peças em

relação ao meio e do tipo de ligação para cada caso são fundamentais para evitar a sua corrosão. A

construção bem executada especialmente ao nível de ligações atrasa a sua degradação, sendo

também muitíssimo importante uma ligação correta da superestrutura metálica às fundações, quando

aplicável. As ligações entre peças devem ser um motivo de preocupação e atenção em todas as

fases de conceção de uma estrutura metálica (projeto, construção e monitorização), pois são estas

que transmitem esforços entre diferentes peças pondo em causa a resposta global da estrutura às

cargas aplicadas. Se as peças forem subdimensionadas aos esforços de corte e tração, pode ocorrer

rasgamento/esmagamento da chapa, arranque dos parafusos/cabeças de rebite, ou deformações

plásticas.

As anomalias assinaláveis em metais relacionam-se na sua grande maioria com a ação do meio

no material. Desta relação resulta primeiramente a degradação da pintura, que leva à corrosão do

aço e parafusos de ligação, e consequente redução da capacidade resistente da estrutura (sendo a

velocidade de degradação influenciada pela agressividade do meio e características intrínsecas ao

metal).

A corrosão resulta da oxidação do aço devido ao seu contacto combinado com ar e água, sendo

quanto mais rápida quanto maior a humidade do ambiente e o estado de oxidação em que a peça já

se encontra. As consequências da corrosão são a perda de secção resistente das peças e ligações,

quebra de ligações e a expansão de secções (dado o aumento até 8 vezes de volume provocado pela

produção de óxido de ferro), que altera a estabilidade de zonas de sobreposição de peças.

Dadas as características do material aço, a fadiga é um fenómeno bastante preocupante,

originado em ciclos de carga/descarga que provocam grandes variações de tensões e deformações.

O ferro fundido apresenta baixa ductilidade, o que o torna muito sensível à fadiga e à fissuração.

Sendo um material elástico, o aço deforma-se com capacidade de voltar à sua forma inicial até um

certo ponto, a partir do qual as peças permanecem deformadas por alongamento ou encurvadura.

Estas deformações podem apresentar uma magnitude geral (se a deformação da estrutura for

conjunta) ou local, se forem pontuais em determinadas peças/zonas da estrutura.

A fissuração pode ter origem em efeitos dinâmicos, efeitos de choque, variações acentuadas de

secção ou em zonas onde estão aplicadas cargas muito localizadas.

2.3.2.3 Mecanismos de deterioração do betão

É importante salientar que as anomalias detetadas em estruturas de betão armado têm origem

fundamentalmente em erros de conceção e/ou de execução, dada a grande resistência e durabilidade

19

prevista destas construções. No entanto, e contrariamente ao que se esperava no início da utilização

destas estruturas, estas não asseguram uma durabilidade e tempo de vida útil tão alargado quanto

esperado. O projeto deve ser o mais adequado a cada caso, considerando o tipo de estrutura de

ponte, qualidade dos materiais escolhidos, agressividade do meio envolvente, regime de escoamento

e cargas futuramente solicitadas. No entanto, as respetivas regras de cálculo podem estar

erradas/desadequadas, tal como as disposições construtivas, pormenorizações dos elementos

estruturais e pormenores construtivos (pormenorizações das armaduras, recobrimento, dimensões,

entre outros).

Deformações em estruturas de betão são fenómenos esperados e comuns, desde que entre

determinados parâmetros: as deformações podem tomar a forma de flechas, deslocamentos

longitudinais/transversais ou movimentos nos apoios. A excedência dos limites considerados como

aceitáveis pode levar a fendilhação estrutural, decréscimo da capacidade de resistente de elementos,

vibrações na estrutura ou mesmo colapso. As fendas consequentes de solicitações superiores às

cargas de projeto podem indicar o tipo de esforço condicionante, seja ele de compressão, tração,

flexão, torção, corte ou por cargas concentradas. Fendas com aberturas superiores a 1 mm (zonas

cuja deformação é visível) permitem a penetração de agentes químicos que levam à carbonatação do

betão e também corrosão das armaduras.

As causas de fendilhação podem também ter origem em características do betão, no modo de

execução do elemento, cargas aplicadas, ou em fatores de temperatura ou tempo de cura. Esta é

bastante frequente em zonas mais esforçadas - o que indica a cedência da secção de betão, sem ser

preocupante dada a armação em aço existente. Não são foco de preocupação zonas onde as fendas

têm dimensões entre os 0,3 e 0,4 mm, por até essa dimensão serem consideradas anomalias

resultantes de problemas no material e não na estrutura. Um aumento da sua quantidade, abertura e

comprimento remete para problemas de capacidade de carga.

Anomalias frequentes a nível estrutural prendem-se também com a deterioração do betão, que

resulta na sua delaminação, desagregação superficial e fragmentação. A origem destes processos

pode ser química ou física, e é mais frequente em zonas singulares. As consequências destes

processos localizados são a redução de secção resistente do elemento e a possível desagregação de

material, que deixa a armadura à vista e muito mais vulnerável à corrosão. Este fenómeno é bastante

comum em elementos submersos, como fundações superficiais de pontes ou partes submersas de

pilares. A segregação do betão na altura de betonagem deve também ser evitável, por pôr

gravemente em causa a sua resistência estrutural.

O principal problema relacionado com elementos de betão armado é a reação química com

componentes corrosivos presentes na água que afetam tanto o betão como as armaduras, facilitando

o seu processo de expansão e aumentando as probabilidades de desagregação, como representado

na Figura 6. As alterações químicas devem-se à ação de ácidos com sais, que ao reagirem com os

elementos do betão, formam novos componentes. Todos estes tipos de reação que a seguir se

descrevem podem ser retardados com o aumento do recobrimento e adoção de técnicas de

impermeabilização.

20

Carbonatação do betão: ação do CO2 presente na atmosfera que reage com óxido de cálcio do

betão, resultando em carbonato de cálcio, componente que elimina a camada protetora que envolve

os varões de aço e os torna sensíveis à oxidação. A velocidade de carbonatação é inversamente

proporcional à qualidade do betão e proporcional ao teor de humidade, relação água/cimento e teor

de CO2 no ar. Para betão de boa qualidade, a velocidade de carbonatação é aproximadamente 1 mm

por ano.

Ação da água do mar: os cloretos, sulfatos e sais de magnésio também contribuem para a

despassivação da camada protetora dos varões de aço

Corrosão das armaduras: facilitada quando o betão é meio de reações químicas, que baixam o

seu pH (de valores de 12 a 13 para 8 a 9), ficando as armaduras menos protegidas. Em ambientes

com elevados teores de humidade (acima de 60%), a presença de água e oxigénio cria uma diferença

de potencial entre betão e aço que resulta na despassivação do aço e formação de óxido de ferro,

correntemente designado por ferrugem. A sua origem implica o aumento de volume, o que potencia o

aparecimento de fissuras, desagregação do betão e falhas no recobrimento.

Figura 6. Carbonatação de uma estaca cravada e corrosão das armaduras [𝟏𝟒].

As anomalias não estruturais manifestam-se por exemplo na forma de vegetação/poluição

biológica, escorrimentos (devido a má impermeabilização/drenagem), eflorescências (percolação e

consequentes depósitos de carbonato de cálcio que criam manchas esbranquiçadas) ou manchas de

humidade. Estas patologias potenciam uma rápida degradação do betão a nível químico, afetando

posteriormente o seu comportamento. Para a resolução e prevenção destas anomalias, devem ser

efetuadas limpezas superficiais e deve-se garantir um bom sistema de drenagem. As variações de

temperatura criam tensões térmicas devido à expansão volumétrica do betão, danificando

especialmente faces superficiais ou em contacto com outros elementos. O mesmo raciocínio pode ser

aplicado aos ciclos de gelo/degelo, em que a água presente no interior do betão (ou que penetra

devido à porosidade) aumenta de volume ao congelar, expandindo os poros e criando tensões que

levam à fissuração e desagregação do material.

21

2.3.3 Movimentos do solo de fundação

A ocorrência de colapso estrutural de pontes devido à erosão do material onde as fundações se

apoiam, não sendo muito frequente, é das principais causas do seu colapso. Assim, este não deve

ser descurado, sendo importante avaliar as diferentes causas e formas de manifestação.

Os movimentos do solo de fundação podem ter consequências catastróficas, não só em termos

de custos monetários de reparação mas principalmente de impacto na vida dos utilizadores, havendo

em último caso a possibilidade de também de pôr em causa as suas vidas. Um bom plano de

manutenção evita estas consequências, sendo necessária uma boa inspeção, avaliação e processos

de recuperação. Esta inspeção engloba um estudo do regime hidráulico do local, medições da cota e

geometria das camadas do solo de fundação e análise estrutural dos elementos da ponte, avaliando o

seu estado de conservação e adequabilidade às ações induzidas. A avaliação da urgência de

intervenção deve ser classificada consoante os resultados das inspeções periódicas locais.

Também os sismos são acontecimentos que podem provocar o colapso da estrutura pelo

impacto que têm no solo. A Figura 7 exemplifica uma situação em que a ligação das estacas ao

maciço do pilar não suportou os esforços de corte resultantes de movimentos do terreno.

Figura 7. Colapso de uma sapata de ponte consequência de um sismo, Taiwan 1999 [𝟏𝟓].

2.3.3.1 Erosão e infraescavação

A erosão natural do solo é um processo normal e gradual, que se acentua em períodos de

cheias. Este processo é mais consequente em situações em que o fundo do rio é composto por solos

arenosos, com granulometria fina. O resultado da alteração dos depósitos ao longo do rio é

mensurável tanto em termos do seu desenvolvimento em planta como em secção transversal.

O transporte de material pelo escoamento do rio é potenciado pela sua velocidade, pelo que o

fenómeno tem o seu expoente em épocas de cheias ou caudais excecionais. Naturalmente que a

incisão do fenómeno está intimamente ligada com o tipo de solo superficial, sendo mais fácil a

remoção de material arenoso e granular do que material argiloso ou rochoso.

O fenómeno de infraescavação pode dar origem a assentamentos de pilares, fendilhação e

deslocamentos de elementos da superestrutura ou mesmo rotura. Este fenómeno tem maior impacto

em situações de cheias, dada a maior velocidade de escoamento do leito do rio, maiores pressões

hidrodinâmicas em certas faces dos pilares e fundação e até surgimento de vórtices em torno dos

pilares, criando-se zonas de subpressão nas outras faces.

22

A celeridade do processo de desgaste do solo de fundação pode-se desenvolver em dois tipos

[16]:

Processo contínuo: de renovação de material pela passagem de água, de erosão numa seção

e deposição numa seção posterior, que resulta no aparecimento de buracos e bancos de material

respetivamente, sendo estes detetáveis em inspeções subaquáticas.

Desgaste em período de cheias: há uma repetição contínua de erosão/deposição de material,

sendo difícil a deteção do fenómeno porque quando o mergulhador vai ao local, a cheia passou e o

material volátil já se voltou a depositar.

O fenómeno de erosão deve-se ao desgaste e transporte de partes do material constituinte do

solo pela ação da água. Esta ação pode-se dar de 3 modos: erosão natural (contínua ao longo do

desenvolvimento do rio), erosão por alteração da secção de escoamento ou erosão localizada.

Em planta: as áreas de depósito ocorrem no interior das curvas, onde a velocidade é menor, em

oposição ao exterior, que é erodido, tornando o seu caminho mais sinuoso. Como consequência,

pilares que foram inicialmente dimensionados como não principais, vêem-se sujeitos a responder a

maiores caudais, sendo que por vezes profundidade das suas fundações não prevê este

comportamento, como exemplificado na Figura 8.

Ao longo das seções transversais que o escoamento atravessa, naturalmente que as áreas de

erosão, que aumentam a secção de escoamento, resultam mais à frente em áreas de deposição. Se

uma zona de erosão estiver próxima de estruturas de fundação, a estabilidade do solo e

consequentemente da estrutura pode ser posta em causa.

Figura 8. Exemplo ilustrativo de alteração da seção de escoamento (Adaptado [𝟏𝟔]).

Alteração na secção de escoamento: assumindo um caudal constante, implica um aumento da

velocidade da água no local, que se traduz em maiores tensões de corte no solo e mais movimentos

dos seus materiais constituintes. Com isso, resulta um desgaste da camada superior do solo e uma

maior exposição da estrutura da fundação. Considerando-se o caudal (Q) função da velocidade de

escoamento (V) e da área da secção de escoamento (A), a alteração da velocidade do caudal

determina a dimensão dos sedimentos que o caudal é capaz de transportar, sendo Q=VA [17].

Erosão localizada: ocorre quando o curso de água se depara com uma estrutura

(frequentemente pilares). Como ilustrado na Figura 9, ao encontrar um obstáculo, o escoamento fica

turbulento e são criados vórtices que potenciam o levantamento do solo imediatamente anterior à

estrutura e a sua deposição depois do pilar – sendo este fenómeno denominado de infraescavação. A

sua incisão não é linear, pois depende não só da velocidade de escoamento e composição do solo,

fatores já explicitados, como da forma do pilar e sua posição em relação à direção de escoamento.

23

Este tipo de ação é o mais impactante na estabilidade estrutural da ponte, pondo em causa a sua

integridade [18].

Figura 9. Erosão localizada na zona do pilar (Adaptado de [𝟏𝟔]).

Existem, infelizmente, inúmeras situações passadas em que estes fenómenos resultaram numa

falha estrutural da ponte que pôs em causa a sua utilização. Para além das situações acima

mencionadas, e porque cada ponte tem um contexto muito específico associado, existem inúmeras

variáveis que facilitam e contribuem para estas ocorrências. Como exemplos, surgem os casos em

que as fundações são parcialmente feitas de madeira, material de fácil degradação quando exposto à

ação da água, ou casos em que o fundo do rio é limpo nalgum troço a montante, influenciando o

traçado e escoamento nas seções seguintes.

Como ações de prevenção, podem ser depositados materiais de estabilização dos fundos, quer

ao longo do trajeto do rio quer localmente onde se verifiquem fenómenos de erosão mais

significativos. No entanto, há que ter em atenção às características do material depositado em termos

de dimensão (de modo a não serem passíveis de serem transportados pelo rio) e natureza, podendo

a argila desempenhar um papel de proteção das camadas inferiores. Como medida de prevenção,

podem também ser levadas a cabo ações de correção do trajeto do rio, controlo de cheias ou

deposição de rocha na zona dos pilares de modo a prevenir fenómenos de infraescavação.

Nalguns casos os trabalhos de reparação agravam estes fenómenos, quer por não considerarem

corretamente a profundidade e tipologia das fundações, quer por alterarem o desenho dos pilares o

que os pode tornar menos hidrodinâmicos e por isso causadores de mais turbulência.

O colapso de estruturas por erosão do solo de fundação não tem razão para ocorrer, dados os

meios tecnológicos e conhecimento de reparação de hoje, sendo a única razão para a sua ocorrência

uma falta de investimento num bom plano de manutenção e inspeção.

2.3.3.2 Expansão e compressão do solo

Os solos não saturados estão sujeitos a variações no seu teor de água e consequentemente no

seu volume, criando impulsos que levam a deslocamentos do solo que criam tensões e deformações

na estrutura. Estes deslocamentos podem ser de levantamento ou assentamento do solo, sendo este

último particularmente consequente no aparecimento de fendas estruturais, especialmente em casos

de fundações superficiais. Os levantamentos ocorrem mais frequentemente em casos de terreno

argiloso pois a variação da quantidade de água no solo leva à sua expansão [15].

24

Ao longo do perfil da ponte as características do solo podem variar, e se isso não tiver sido

considerado em fase de projeto as fundações podem estar dimensionadas com base em

pressupostos incorretos podendo levar mais facilmente à ocorrência de assentamentos diferenciais.

O fenómeno de liquefação, que resulta num decréscimo das características resistentes de um

solo arenoso devido a grandes pressões na água presente nos interstícios, faz com que a fundação

não tenha bases seguras para se apoiar e que aconteçam desaprumos, fendilhação das zonas mais

esforçadas, ou em último caso o colapso da estrutura.

25

3. Técnicas de reforço de fundações de pontes

Hoje em dia, são inúmeras as técnicas conhecidas de reforço de fundações que permitem

restaurar a aptidão da estrutura para desempenhar as funções para as quais foi concebida. No

presente subcapítulo são apresentadas várias técnicas de reforço, aplicáveis às três tipologias de

pontes anteriormente apresentadas (de alvenaria, metálicas e betão armado).

Em Portugal, é ainda significativo o tráfego diário em pontes antigas, dado o tráfego intensivo em

estradas nacionais. Aquando do seu dimensionamento, não foram consideradas as ações correntes

dos dias de hoje, sendo por isso imperativo intervir atempadamente para não pôr em causa a

segurança dos muitos utilizadores. O contexto construtivo das nossas pontes é importante para as

opções de reforço e deve considerar não só o espaço temporal mas também os materiais, técnicas

construtivas e recursos disponíveis na época de construção.

São várias as razões que levam à necessidade de reforço de fundações de pontes,

nomeadamente [6]:

Incapacidade do solo para responder ao aumento de cargas transmitido;

Anomalias na estrutura devido às cargas a suportar;

Fenómeno de infraescavação das fundações, que põe em causa a sua estabilidade;

Inadequabilidade dos materiais de fundação para as situações a que são expostos e a sua

consequente erosão/degradação;

Variação do regime de escoamento e/ou curso do rio e necessidade de adaptação das

fundações a essas variações.

É importante notar que as anomalias decorrentes de problemas nas fundações de pontes são

mais frequentemente motivadas por insuficiência resistente do terreno (ver Figura 10) e não pela

estrutura em si, pelo que o reforço geralmente incide ou no solo (sentido da melhoria das suas

propriedades resistentes) ou na profundidade à qual as fundações trabalham. Como métodos de

aumento da compacidade do solo, apontam-se técnicas como a pré-carga, vibro-compactação,

cravação de estacas, compactação in situ/dinâmica/com explosivos, injeção de caldas, entre outros.

Todos estes métodos permitem uma melhoria das condições de fundação sem o seu aprofundamento

no terreno, sendo a melhoria obtida na interação solo-fundação [19].

O reforço estrutural das fundações, por sua vez, procura eliminar o impacto dos fatores acima

citados, com determinadas variantes: podem-se introduzir-se novos elementos estruturais, aumentar

a capacidade de carga dos elementos existentes, aumentar a resistência sísmica ou a rigidez

estrutural. Para isso pode-se recorrer, por exemplo, a microestacas ou encamisamento de elementos

estruturais existentes. É de salientar que as técnicas de melhoramento do solo podem ser

combinadas com técnicas que atuem na estrutura da fundação, de modo a atingir soluções mais

completas e seguras.

26

Figura 10. Rotura do tabuleiro de uma ponte por assentamento da fundação de um dos pilares [𝟔].

As especificidades de qualquer obra de reforço do comportamento de fundações implicam a

consideração de vários fatores que definem a metodologia de reforço a seguir:

Tipo de estrutura e respetiva dimensão;

Objetivo do reforço e vida útil expetável;

Definição de parâmetros do terreno de fundação e do regime hidráulico local;

Direção dos estratos e tipo de interface entre eles;

Condições de sismicidade no local;

Variações do meio ambiente, variações sazonais e de utilização das áreas vizinhas.

Em qualquer obra que envolva trabalho no solo do local, é necessário seguir as diretivas do

Eurocódigo 7 (EC7-Projecto Geotécnico), que apresenta requisitos de funcionalidade, segurança,

regras de verificação de estabilidade estrutural e de verificações do projeto. Seguindo a

categorização sugerida no EC7, as estruturas de pontes e fundações em estacas inserem-se na

Categoria Geotécnica 2, o que implica a adoção de certas regras para o Projeto Geotécnico no que

toca a disposições gerais, modelos analíticos, métodos de dimensionamento e procedimentos de

ensaios. Independentemente dos métodos de reforço adotados, as construções inseridas nesta

categoria implicam então estudos preliminares, de dimensionamento e prospeção geotécnica (estes

últimos já abordados em capítulos anteriores).

São de seguida apresentadas algumas técnicas de reforço de fundações de pontes, com

especial foco no jet grouting. Algumas das técnicas descritas, como o recalçamento ou alargamento

não são atualmente recorrentes, dado o avanço tecnológico a nível de equipamentos que permite

obter uma maior eficiência por meio de técnicas como microestacas ou jet grouting, com a execução

de fundações profundas como reforço das fundações diretas originais. Não serão abordadas nesta

dissertação técnicas de reabilitação, que atuam no sentido de eliminar e evitar anomalias nos

materiais.

27

3.1 Recalce e alargamento

A técnica de recalce implica a transferência de cargas para uma estrutura de fundação mais

resistente na qual se apoia a antiga fundação, presumindo condições de terreno adequadas a pouca

profundidade das fundações existentes.

A fase inicial implica a escavação do terreno sob a fundação, para posteriormente se introduzir

um material/estrutura com melhores características. Esta escavação pode levar à descompressão da

estrutura e consequente fendilhação das zonas tracionadas, o que deve ser evitado recorrendo ao

uso de estruturas temporárias de suporte e a um faseamento construtivo bem definido.

No caso de recalçamento com uso de estacas, cujo maciço de encabeçamento suporta a antiga

fundação, há que ter especial cuidado para que o seu processo construtivo não provoque danos nem

instabilidade na fundação já existente. O processo de recalçamento é complexo e faseado, pois deve

contar sucessivamente com ciclos de escavação da sapata e transferência das respetivas cargas

para macacos que funcionam como escoras, ao que se segue a betonagem da zona inferior a esse

troço de sapata.

O dimensionamento do bloco de betão de recalce deve ter em conta as cargas a suportar pela

fundação, as propriedades resistentes do betão e a pormenorização das armaduras.

Já o alargamento implica um aumento da área de contacto entre o solo e a fundação, diminuindo

as tensões de contacto sem implicar trabalhos atuantes no terreno nem aprofundamento das

fundações, como exemplificado na Figura 11. Esta solução apresenta condicionantes muito

restritivas, dado que implica que o leito do rio, no momento de intervenção, seja muito reduzido, de

modo a permitir acesso à base das fundações superficiais. Desse modo, e dada a tecnologia

disponível hoje em dia, não se recorre atualmente a este método.

Figura 11. Pormenor da colocação de armadura para alargamento de uma sapata [𝟏].

Em ambas as técnicas, é importante garantir uma boa interação entre a estrutura existente e o

reforço, de modo a conseguir uma distribuição de tensões equilibrada. Nas situações acima descritas,

a aplicação de barras pré-esforçadas é uma prática a seguir. No que toca à adesão entre os

materiais, esta pode ser potenciada pelo uso de elementos de ligação metálicos.

28

3.2 Consolidação do material

Ao contrário de técnicas anteriormente abordadas, o processo de consolidação atua no material

estrutural das fundações e não no solo, sendo aplicável quando o seu material constituinte se

encontra degradado e sem capacidade resistente. Como no capítulo 2.3.2, esse estado pode ser

alcançado não só pela agressividade do meio, fragilidade dos materiais ou percolação da água, mas

também por fendas consequentes de erros de conceção/construção ou sobrecargas não

comportadas pela estrutura, sendo ilustrados na Figura 12 um exemplo do material antes e depois de

consolidação.

Figura 12. Exemplo de aplicação de técnica de refechamento de juntas [𝟐𝟎].

Para superar este problema, podem ser injetadas caldas de cimento ou resinas, que melhoram o

material ao reduzir a presença de água no seu interior, preencher espaços vazios e promover a sua

compactação. A injeção pode ser feita à pressão gravítica ou pressão controlada (entre 0,1 e 0,2

MPa), ajustável consoante a permeabilidade do líquido na alvenaria e capacidade de colmatar vazios.

Após a injeção, considera-se a alvenaria resistente até cerca de 1 MPa. Neste processo deve-se

garantir um confinamento adequado à fundação, evitando a perda de calda pelas juntas e uma

melhor compactação do elemento [21].

Para um resultado coerente e eficaz, deve ser verificada a compatibilidade entre o material

existente e injetado, a nível de porosidade, retratilidade e elementos químicos.

3.3 Preenchimento de zonas infraescavadas

O fenómeno de infraescavação, já abordado no capítulo 2.3.3.1, consiste essencialmente

velocidade natural de escoamento do leito do rio e as correntes localizadas que se formam nas zonas

dos pilares criam regimes turbulentos que potenciam a remoção de material de solo que envolve e

onde assenta a estrutura de fundação. Criam-se aí zonas de exposição do material de fundação, o

que facilita futuramente a erosão da estrutura de suporte desses pilares pelo embate de sedimentos

arrastados.

29

Nestes casos, o mais frequente método de reforço consiste em construir de paredes de betão

que envolvem a fundação existente de modo a protegê-la contra os vórtices locais. O processo inicia-

se com uma limpeza e remoção de todo o material degradado, detritos, vegetação e sedimentos das

proximidades do maciço de fundação – esses trabalhos são feitos por equipas de mergulhadores, que

avaliam também a extensão dos danos e o grau de necessidade de reforço. De seguida, são

preenchidas com betão submerso as zonas cavadas da estrutura, antes de a envolver por uma

camada de betão exterior. O preenchimento das zonas em falta implica a cravação de uma cofragem

perdida, constituída por chapas metálicas protegidas à corrosão. Essas chapas delimitam o espaço

em que o betão é injetado a partir da base, a pressão controlada.

Este processo de encamisamento da estrutura existente com betão é uma técnica frequente que

aumenta a secção resistente e confere mais rigidez ao elemento, ao mesmo tempo que renova a

resistência à ação da água.

Como medidas de proteção contra correntes de escoamento, é frequente que se proceda à

colocação de enrocamento em torno da nova fundação, complementadas se possível pela adoção de

medidas de controlo do escoamento do leito a montante (ver Figura 13). A disposição do material

sólido depositado não deve ser deixada ao acaso, sendo preferível que tenha uma disposição em “v”,

tornando o pilar mais hidrodinâmico.

Figura 13. Enrocamento em torno de um pilar. Ponte das Eiras [𝟏].

3.4 Jet grouting

O jet grouting é uma técnica de melhoramento de solos que se começou a desenvolver no Reino

Unido na década de 50, focando-se na melhoria das suas qualidades por injeção hidráulica de fluidos

sob pressão, sem necessidade de escavação.

O jato de ligante é aplicado a elevadas pressões (entre 20 MPa e 50 MPa) e a alta velocidade

(cerca de 250m/s), provocando alta turbulência na zona de injeção que provoca uma destruturação

local do solo. Assim, a calda penetra nos espaços vazios resultantes e mistura-se com o solo,

30

causando um adensamento que resulta num material com melhores características mecânicas e

menor permeabilidade – informalmente designado de “betão de solo” [19].

3.4.1 Situações de aplicação

O jet grouting é uma técnica muito competitiva quando comparada com outras de melhoramento

de solos, destacando-se de muitas outras pela sua flexibilidade. A nível de aplicações, o facto de ser

viável em vários domínios e tipos de construção (como túneis, aterros, reforço de fundações já

existentes, pontes, vias rodoviárias, meio urbano, cortinas de contenção de terras, entre outros) torna

esta técnica bastante versátil e por isso muito utilizada. Atualmente, e a par das microestacas, o jet

grouting é das técnicas mais recorrentes em obras de reforço, distinguindo-se pela sua aplicação em

terrenos com valores 𝑁𝑆𝑃𝑇 inferiores a 30.

Uma das características diferenciadoras da técnica de jet grouting é então a sua versatilidade a

nível de aplicações, que se estende a:

Consolidação do solo de fundação com capacidade estrutural desadequada;

Reforço feito a partir da própria estrutura, por recalce de fundações;

Reforço da reação dos bolbos de ancoragem por melhoria das propriedades do solo;

Situações de utilização apenas como medida impermeabilizante;

Ação conjunta com estacas de para funções de contenção;

Melhoria a resistência do solo, capacitando-o para alterações do estado de tensão, quer em

situações de aumento de carga aplicada, quer em situações de alívio de pressão (como por

exemplo, em escavações);

Estabilização de taludes (atravessando a superfície de deslizamento) de modo a aumentar a

resistência por corte;

Túneis, tratando o solo em redor e garantindo simultaneamente mais resistência e

impermeabilidade.

O jet grouting viabiliza ainda a construção de fundações diretas ou a construção de

infraestruturas viárias em locais de necessidade, ao dotar de valores de resistência adequados a

estrutura do solo sob essas fundações. A Figura 14 ilustra esta situação, em que é executada uma

estrutura de suporte que serve de apoio a fundações superficiais. Esta característica é uma grande

mais-valia no reforço de fundações de pontes, assim como o facto de esta não ser condicionada pelo

nível freático, tendo a água apenas implicações na velocidade de percolação da calda de cimento.

Figura 14. Esquema de faseamento de execução de colunas de jet grouting [22].

31

Quando aplicada como técnica de contenção periférica, o principal objetivo é aumentar a

capacidade impermeabilizante do solo, pois contribui para um decréscimo de circulação de água

subterrânea, atuando na permeabilidade do solo e tornando-o menos suscetível a variações

decorrentes de fenómenos relacionados com variações freáticas.

3.4.2 Características e funcionamento

O funcionamento das colunas de jet grouting é feito por atrito lateral, sendo no entanto fraca a

resistência da coluna à tração. Quando sujeitas a tensões baixas, na ordem dos 2 MPa, funcionam

não só por atrito lateral mas também por ponta, sendo o seu comportamento semelhante a um pegão.

É de realçar que as melhorias introduzidas não se verificam em toda a área em redor das colunas

mas apenas no raio de ação do jato, que delimita uma superfície bem definida e com uma superfície

muito rugosa.

A determinação de parâmetros relativos às características do solo é essencial para uma correta

aplicação da técnica, nomeadamente no que toca à granulometria, níveis de saturação de água,

densidade volumétrica ou limites de Atterberg. O dimensionamento, tanto o diâmetro de coluna de

injeção necessário como o seu comprimento e número variam de situação para situação, de acordo

com o tipo de estrutura, estado de degradação ou comportamento do solo. Consoante a coesão do

solo a tratar, variam também as pressões necessárias aplicar para destruturar o solo. A Figura 15

apresenta uma ordem de tipologias de solos consoante a sua facilidade de degradação.

O estado do solo a nível de homogeneidade e granulometria tem grande influência, porque solos

com granulometria muito elevada e muitos vazios dificultam a estabilização da calda, o que pode

ainda ser agravado se houver fluxo intersticial de água. Os solos fortemente argilosos dificultam o

sucesso da técnica pois a permeabilidade do solo revela-se como a característica condicionante, pela

compacidade e dificuldade no preenchimento dos vazios.

Dentro de cada tipo de solo, os parâmetros acima variam por diversos motivos, influenciando o

processo de execução, características da calda utilizada e condições de pressão da envolvente das

colunas após execução. Sobre as condições envolventes, e para assegurar a durabilidade das

colunas, é importante evitar a utilização de jet grouting em solos cujo pH é inferior a 5, pela sua

agressividade.

Figura 15. Relação de diferentes tipos de solo com o grau de desagregação (Adaptado de [𝟐𝟑]).

32

O gráfico da Figura 16 apresenta a vasta gama de dimensões de granulometria em que as

diferentes técnicas são viáveis, podendo ser aplicada a qualquer tipo de solo, desde areias, a solos

mais coesivos compostos por siltes ou argilas. No entanto, quanto mais facilmente erodível for o solo,

mais eficaz será o resultado desta técnica, sendo mas eficaz a sua aplicação em solos com NSPT

inferior a 30.

Figura 16. Aplicabilidade das técnicas de melhoramento de solos consoante a granulometria [𝟖].

Por ser aplicável a vários tipos de solo e consequentemente variarem muito os valores de

dimensionamento, são também variados os valores obtidos a nível de resistência, impermeabilidade

ou deformabilidade. Estes valores são também influenciados pela dosagem de calda, método de

injeção adotado e grau de substituição do terreno. O processo de dimensionamento das colunas é

apenas tratado no capítulo 5.11, para ser aí feita a aplicação a um caso real.

No que toca ao caso específico de pontes, o jet grouting funciona como um bom método de

evitar assentamentos das bases dos pilares, pois permite uma redução dos efeitos de percolação e

arraste de sedimentos. Adicionalmente, as colunas de jet grouting podem funcionar como proteção

física das fundações já existentes (tanto para estacas como para o maciço de fundação), contra

erosão e assentamentos, tudo isto sem implicar escavação na zona do leito do rio.

3.4.3 Materiais e equipamento

O material escolhido tem um grande impacto no sucesso da aplicação da técnica e depende

fundamentalmente do tipo de terreno, obra em causa e características pretendidas para as colunas.

A calda de cimento apresenta-se naturalmente como material condicionante e fundamental para

a execução da técnica, sendo que a proporção de água para cimento se deve situar em 1/3, podendo

ser adicionados produtos como plastificantes ou filler consoante o produto final pretendido. A Figura

17 faz uma comparação da resistência à compressão obtida consoante a dosagem de cimento, para

os diferentes tipos de solo.

33

Figura 17. Resistência à compressão consoante a dosagem de cimento e o tipo de solo [𝟏𝟗].

Para a maioria dos casos, as colunas são construídas de modo a funcionarem à compressão.

Para outros esforços atuantes, como flexão ou tração, a calda de cimento não oferece resistência

adequada, sendo nesses casos possível cravar perfis metálicos, em fase de

construção/endurecimento para conferir melhores propriedades estruturais às colunas e, se for o

cado, usar esses elementos metálicos para fazer a ligação entre as colunas e a fundação existente e

dar mais rigidez às estruturas de jet grouting. Muito frequentemente são usados tubos metálicos de

armadura de microestacas para este fim, sendo também utilizados por vezes perfis HEB.

O tipo de cimento a aplicar deve ter em conta, para além do nível de esforços a que a estrutura

estará sujeita, ao ambiente em que se insere. No caso de reforço de fundações de pontes, este tópico

é particularmente sensível pelo contacto permanente com os compostos químicos da água, sendo por

isso o mais recomendável o tipo CEM IV, por responder bem a ambientes agressivos e ganhar

rapidamente resistência mecânica.

3.4.4 Execução

O processo de execução das colunas de calda inicia-se com a perfuração do tubo de perfuração

e injeção, que deve ser alinhado na direção definida em projeto e continuado até à profundidade

máxima da coluna. A perfuração é feita pelo mecanismo de roto-percussão ou por rotação do tubo

com a ajuda de injeção de água no fundo do tubo (por um orifício que é fechado aquando a injeção

de calda).

A injeção dá-se por meio de um tubo metálico com orifícios laterais, onde a energia cinética

transmitida ao solo durante a injeção de calda provoca a sua desagregação. Consoante o grau de

capacidade de erosão do solo provocada, são identificáveis três tipos de injeção: Jet 1, Jet 2 e Jet 3.

Uma comparação de situações de aplicação destes tipos e valores associados às suas

características e parâmetros de execução são apresentados no Anexo IV.

Jet 1/Jato Simples: aplicado a solos com NSPT entre 5 e 10 para solos coesivos e até 20 para

solos incoerentes, a calda injetada constrói colunas até 0,8m de diâmetro.

34

Jet 2/Jato duplo: para solos coesivos com NSPT até 10 ou NSPT até 50 para solos incoerentes,

neste tipo de injeção a calda é injetada simultaneamente com ar, sendo atingidos diâmetros de

coluna até 1,8m. A ação do ar ajuda á destruturação do terreno e permite a penetração mais alargada

da calda.

Jet 3/Jato triplo: aplicável a qualquer tipo de solo, a calda de cimento é injetada ao mesmo

tempo que ar e água que criam colunas até 3m de diâmetro.

O Super Jet deriva do Jet II por funcionar com água e calda. No entanto, apresenta-se como um

método mais poderoso, por permitir a execução de colunas até 5m de diâmetro, pela utilização de

bicos injetores maiores (superiores a 5mm) e altas pressões de injeção (superiores a 70 MPa).

O Jet 1 apresenta-se naturalmente como o mais económico, porém o menos versátil em termos

de aplicabilidade nos diferentes solos. A escolha do método a utilizar depende então não só do tipo

de solo em causa como também do resultado pretendido. O raio de ação por sua vez depende da

pressão exercida, do caudal injetado e do tempo de rotação e subida do equipamento. Na Tabela 3

caracterizam-se os diferentes tipos de jato e na Figura 18 estes são ilustrados.

Figura 18. Vários tipos de jet (Adaptado de [24]).

Tabela 3. Características dos três tipos de jato.

Pressão (MPa) Função

Jato de calda 3 a 5 Incorporar calda no terreno

Jato de ar 0,5 a 0,7 Desagregar terreno, aumentando o raio de ação

Jato de água 40 a 50 Desagregar terreno e facilitar a retirada de componentes

soltos para o exterior

A perfuração do equipamento de injeção deve ser feita à rotação contínua ou rotopercussão,

com o auxílio de um jato de água na extremidade inferior do tubo injetor (cuja válvula é fechada após

a furação). Este processo deve ser continuado até os bicos injetores atingirem o nível inferior

pretendido para a coluna, alinhando desde o início o eixo da vara com o eixo pretendido para a

coluna.

O processo de injeção é continuado a partir do nível de profundidade a que se pretende construir

a coluna até quase à superfície, pela subida do tubo a uma velocidade constante (com ou sem

rotação de 360º consoante a forma geométrica pretendida). Sendo a injeção executada a partir de um

tubo com orifícios laterais, são várias as formas que se conseguem obter por regulação da amplitude

35

de rotação do tubo e pressão exercida: colunas cilíndricas, faixas de cilindro ou painéis. Como

esperado, geometrias com menos rotações permitem maiores alcances, pela maior quantidade de

energia aplicada na direção, que potencia aí a degradação do solo.

É importante referir que o mais usual é contar com um a dois bicos injetores por equipamento de

bombagem, e que o ar injetado não contribui para efeitos de dimensionamento da coluna mas apenas

como fator que potencia a degradação do solo. Ainda em relação aos bicos, estes podem ser

orientados horizontalmente ou montados num sistema de colisão. Este sistema, ao aumentar o

impacto do jato e com isso provocar um maior grau de desagregação, permite aumentar o diâmetro

das colunas.

Durante a execução, há vários aspetos a considerar por forma a evitar o levantamento do

terreno, fenómeno sensível aquando a injeção de calda. Para isso é importante não perturbar o

regime hidráulico de saída da calda, que é regulado pela quantidade de caudal injetado, pela

viscosidade da calda e pela secção de retorno garantida. O risco de levantamento é ainda minimizado

com o uso de furos de alívio e com uma monitorização do processo de injeção, quer por observação

quer por instrumentalização.

Para controlar a execução, inúmeros parâmetros devem ser monitorizados. Quando se está a

introduzir o injetor, há que controlar as velocidades de avanço e rotação, bom como a pressão da

água e/ou ar (que facilitam a descida). Durante a subida, para além das velocidades e pressões já

referidas, é importante ter em atenção o tempo de permanência de estação em cada cota e o

consequente volume de calda injetada.

A pressão exercida pelo jato é tal que não se põe a questão da calda se perder, pois fica

confinada no espaço vazio criado pelo jato. Daí esta técnica ser aplicável em situações em que as

colunas estão submersas, não sendo a presença de água uma condicionante para o bom

funcionamento da estrutura construída.

3.4.5 Vantagens e desvantagens

Existem diversas vantagens associadas à técnica de jet grouting para além da sua aplicação

transversal a muitos casos de obra, como referido anteriormente:

Vibrações e ruídos reduzidos, vantagem importante especialmente em meio urbano e perto

de estruturas sensíveis ou pouco estáveis;

As máquinas de perfuração e injeção podem ser pequenas e não pesadas (atingindo no

entanto grandes profundidades e rendimento);

Mobilidade e aplicabilidade em espaços reduzidos/de difícil acesso, ao não implicar

escavações;

Obtenção de bons resultados em diferentes condições geológicas;

Aplicável em diferentes direções e profundidades com diferentes diâmetros, consoante os

objetivos.

36

No entanto, existem vários aspetos menos positivos a referir, podendo estes minimizados com

um controlo muito rigoroso do processo construtivo e de qualidade de execução [9]. A técnica de jet

grouting não é de aconselhável aplicação nos seguintes casos:

Solos orgânicos cujo pH seja baixo (inferior a 5), pela sua agressividade e potencial reação

química de degradação da calda e consequente corrosão; este efeito é minimizado com uma

boa dosagem das componentes da calda de cimento;

Pouca eficiência e dificuldade de execução em solos muito compactos;

Terrenos com granulometria muito aberta, por ser aí mais difícil a obtenção de uma mistura

homogénea e equilibrada entre agregados e calda e pela facilitação da percolação da calda;

Para além disso, existem outras desvantagens a ter em conta, nomeadamente:

Pouca eficiência e dificuldade de execução em solos muito compactos;

Técnica pouco económica, tanto em custos de execução como de controlo de qualidade;

Necessidade de definição de diâmetros e comprimentos mínimos das colunas a executar para

viabilizar a técnica;

Dificuldade em controlar o processo, em especial na medição dos diâmetros alcançados;

Pouca resistência à flexão e tração se não forem incorporados elementos metálicos no

interior das colunas;

Possibilidade de levantamento do terreno à superfície, minimizada se se garantir uma

continuidade do regime hidráulico local (usando, por exemplo, furos de alívio) e um controlo

adequado da pressão de injeção.

37

4. Microestacas

4.1 Definição e características

Com a proliferação das construções em cidades e posterior necessidade de reabilitação de

edifícios urbanos, as microestacas foram uma técnica iniciada na Europa, após a 2ª Guerra Mundial,

que garantia reforço estrutural das fundações com interferência mínima para o ambiente em redor –

quer por vibrações quer por ruído. Surgiu assim a ideia de criar uma rede de pequenas estacas

análoga às raízes de uma árvore, moldadas no local e reforçadas com aço, que podem ser projetadas

em qualquer direção e como tal respondem a solicitações de qualquer natureza espacial.

Em Portugal, esta técnica começou a ser praticada no final dos anos 70 e início dos anos 80,

especialmente como fundação profunda ou em reforço de fundações de edifícios – esta última com

especial crescimento dada a sensibilização crescente para a necessidade de reabilitação e

manutenção de património antigo [20].

As microestacas apresentam-se como uma excelente solução in situ em casos não

convencionais, onde as técnicas de reforço profundo tradicionais apresentam condicionantes

incontornáveis ou grandes desvantagens em relação a esta técnica. Daí que a sua utilização tenha

vindo a ganhar ênfase no que toca a fundações, não só como técnica de reforço estrutural mas como

solução original de fundação, contenção de terrenos, reforço sísmico ou fundação em situações

especiais (como torres de telecomunicação ou reservatórios).

Esta solução insere-se na categoria de fundações profundas, que asseguram à estrutura

deslocamentos e assentamentos diferenciais inferiores aos limites aceitáveis em situações em que as

camadas superficiais não asseguram condições mecânicas de segurança.

O facto de as microestacas serem projetadas em conjunto permite resultados a nível de

assentamentos muito bons. Por serem construídas com inclinação em várias direções, aumenta-se a

resistência lateral das estacas e a sua resposta a mais tipos de solicitações, ao mesmo tempo que se

confina o terreno, como se pode ver pela Figura 19.

Figura 19. Exemplo de execução de microestacas como solução de reforço de pilar de ponte [𝟐𝟓].

Com elevada esbelteza, dado o grande comprimento que pode atingir e os pequenos diâmetros

utilizados (geralmente entre 80 mm e 300 mm de diâmetro e 10 m a 30 m de comprimento), as

38

microestacas respondem às cargas aplicadas fundamentalmente por mobilização do atrito lateral,

renegando os valores de resistência de ponta para segundo plano nos casos em que as

características do terreno são fracas. Esta solução é adotada nomeadamente quando o valor 𝑁𝑆𝑃𝑇 é

superior a 40 pancadas, sendo o jet grouting, mais eficiente em solos menos coesos.

Ao contrário das estacas convencionais, que resistem a cargas atuantes pelo betão (e como tal

não apresentam comportamentos consideráveis à tração), são aqui as armaduras interiores em aço

que asseguram função de rigidez estrutural ao transmitem esforços à calda de cimento, que por sua

vez protege a armadura aos agentes do meio e transmite a carga ao solo por atrito lateral.

A resistência do terreno, consoante o diâmetro da microestaca, materiais utilizados e

principalmente tipo de terreno, permite a obtenção de valores de resistência a cargas de serviço que

podem ir dos 300 kN e aos 2000 kN. É precisamente essa a principal vantagem das microestacas: a

grande capacidade de carga para assentamentos muito reduzidos, dado que suportam até 10MPa,

em comparação com estacas moldadas que funcionam numa gama de 5 MPa a 6 MPa.

Esta solução apresenta-se assim como sendo extremamente versátil pela vasta gama de solos

em que pode ser aplicada: por funcionar maioritariamente por atrito lateral, tem respostas razoáveis a

solos brandos, ao mesmo tempo que, devido ao pequeno diâmetro, pode ser também feita a furação

de solos rochosos (mas não pedregosos).

4.2 Classificação

A classificação de microestacas é um processo complexo dadas as várias categorizações

possíveis: a nível de função, tipo de selagem ou processo de injeção da calda. Já o tipo de furação ou

a armadura colocada não têm influência no tipo de classificação, dada a pouca influência que tem na

interação solo-calda.

4.2.1 De acordo com o processo de selagem

Quanto ao processo de execução de selagem, a FHWA (Federal Highway Administration)

distingue 4 tipos de classificação (ilustrados na Figura 20).

Tipo A: menos resistente, dado que a selagem é feita com pressão gravítica, de baixo para

cima, utilizando calda de cimento ou argamassa. Pode incluir ou não armadura de reforço, e caso não

inclua, pode ser considerada uma estaca de pequeno diâmetro. Este tipo de selagem só deve ser

efetuado em condições de solo rijo ou rochoso.

Tipo B: inclui armadura de reforço, quer em forma de varão, grupo de varões, tubos de aço ou

perfis metálicos. A selagem é feita de baixo para cima ao longo do comprimento de selagem com

pressão entre os 0,3 MPa e 1 MPa, à medida que se retira o tubo moldador provisório. A pressão

acionada deve ser tal que não fissure nem aumente a permeabilidade do solo, o que levaria a um

consumo desnecessário de calda.

Tipo C: conhecido por IGU (Injeção Global Unitária), este tipo de selagem é constituído por duas

fases: inicialmente, a calda de cimento é introduzida como no Tipo A, sem pressão, entre o terreno e

39

o tubo de reforço; após cerca de 20 minutos e antes de se iniciar a presa, é feita injeção de calda a

uma pressão de cerca de 1 MPa, usando tubos machete no bolbo de selagem com válvulas

espaçadas de 1 metro, por onde a calda injetada na segunda fase impregna no terreno.

Tipo D: conhecido por IRS (Injeção Repetitiva e Seletiva), conta também com duas etapas: a

primeira é igual à do Tipo A. Após ter adquirido presa (horas depois), e com a ajuda de obturadores

duplos colocados em todas as válvulas machete, injeta-se calda a uma pressão entre os 2 MPa e 8

MPa, selecionando-se a válvula onde se faz a injeção. Esta operação de injeção a pressão é repetida

até se conseguir mobilizar a tensão de atrito necessária entre o bolbo de selagem e o solo de

fundação.

Atualmente são também exploradas microestacas cravadas e microestacas auto-perfurantes

(Tipo E). As microestacas do tipo A, B, C e D apresentam elevados desempenhos ao permitirem

maior controlo de qualidade dos materiais e melhoramento do solo que envolve a estaca, por

compactação. As do tipo E permitem que os processos de furação, injeção e selagem se fundam num

só, rentabilizando tempo e dinheiro.

4.2.2 De acordo com a função prevista

Na maioria das aplicações, as microestacas são utilizadas como elementos de fundações,

resistindo às cargas aplicadas à estrutura em estratos de terreno mais profundos, onde o atrito solo-

calda de cimento é maior (Tipo I). No entanto, estas podem também ter utilidade na melhoria das

propriedades do solo, aumentando as suas propriedades de resistência e coesão por criação de uma

rede de microestacas que confina o terreno (Tipo II).

As microestacas do Tipo I são as mais frequentemente utilizadas, funcionando como substitutas

das estacas convencionais de grande diâmetro em situações de reforço de fundações antigas,

resolução de assentamentos ou reforço sísmico. Nestes casos, as cargas da estrutura são

Figura 20. Ilustração dos tipos de microestacas [𝟐𝟔].

40

suportadas pelo aço e transmitidas axialmente e/ou lateralmente a estratos de terreno coerente por

atrito solo-calda.

As microestacas do Tipo II representam conceção de uma rede de microestacas a três

dimensões que reforça o solo de fundação, confinando o solo e aumentando a sua capacidade

resistente, ao mesmo tempo que minimiza os seus movimentos e assentamentos por efeito de

confinamento, estabilização e retenção. Estudos desenvolvidos por Lizzi e Carnavale (1979)

recomendam que as microestacas estejam afastadas de cerca de 3 diâmetros por forma a maximizar

a coesão do solo. São então preferidas para situações de contenção de taludes, reforço do solo,

redução de assentamentos e redução de liquefação.

4.3 Dimensionamento de microestacas

O dimensionamento de microestacas tem um carácter não só estrutural como também

geotécnico, sendo importante primeiramente reunir informação não só sobre cargas atuantes ou

função das microestacas (fundação ou reforço), como também do tipo de solo e suas características

geotécnicas.

Uma primeira conceção da solução implica a quantificação das ações e combinações em causa,

ao que se segue um dimensionamento a nível de seção transversal, materiais (armadura e

características da calda), espaçamento ou comprimento de selagem e respetivo método de injeção.

Quando submetidas a esforços, o comportamento das microestacas deve ser analisado quanto

às cargas admissíveis a aplicar axialmente e à flexão composta, estabilidade à enurvadura. Assim, o

dimensionamento deve ser feito na perspetiva dos Estados Limite Últimos (ELU) no estudo estrutural

e geotécnico e considerando os Estados Limite de Utilização (ELS) para assentamentos axiais. Para

valor final de resistência garantida, deve ser considerado o menor valor entre a resistência do terreno

e a resistência da microestaca. A capacidade resistente de uma microestaca é apenas resultado dos

seus materiais e respetivas dimensões definidos em projeto, sendo por isso expectável que a primeira

verificação seja a condicionante.

4.3.1 Dimensionamento segundo E.L.U.

O estudo dos estados da estrutura para os Estados Limite Últimos pressupõe um

comportamento em situação de rotura/colapso estrutural.

Em termos normativos, a norma europeia EN 14199:2005 referente ao assunto remete para os

diferentes Eurocódigos e apresenta-se como o documento a seguir no dimensionamento de

microestacas, tendo as seguintes especificidades: EN 1991-1 para quantificação das ações aplicadas

na estrutura, EN 1992-3 para dimensionamento de pilares de betão, EM 1993-1-1 para

dimensionamento de elementos de aço e EN 1997-1 para dimensionamento geotécnico [27].

41

Carregamento axial

Existem inúmeros métodos de dimensionamento estrutural de microestacas, quer segundo

regulamentos (FHWA ou EN), segundo fenómenos de encurvadura (carga crítica de Euler, pelo

Eurocódigo 3), segundo Winkler ou outros. No entanto, focam-se aqui apenas o dimensionamento

segundo normas europeias, FHWA e condicionado pela encurvadura.

Para a obtenção de valores de resistência à tração e compressão das microestacas, as fórmulas

a seguir apresentam-se na Tabela 4 dependendo das normas a considerar.

Tabela 4. Fórmulas de cálculo de resistência axial de microestacas.

Resistência à compressão Resistência à tração

EC4 𝑁𝑝𝑙,𝑅𝑑 = 𝐴𝑆 × 𝑓𝑦𝑑 + 0,85 × 𝐴𝐶 × 𝑓𝑐𝑑 𝑁𝑡,𝑅𝑑 = 𝐴𝑆 × 𝑓𝑦𝑑

Norma FHWA 𝑁𝑐 = 0,47 × 𝐴𝑆 × 𝑓𝑦𝑑 + 0,4 × 𝐴𝐶 × 𝑓𝑐𝑑 𝑁𝑡 = 0,55 × 𝐴𝑆 × 𝑓𝑦𝑑

Aqui, 𝑁𝑝𝑙,𝑅𝑑 e 𝑁𝑡,𝑅𝑑 são valores de resistência plástica (de compressão e tracção,

respectivamente), 𝐴𝑆 e 𝐴𝐶 correspondem às áreas de secção de aço e argamassa, e 𝑓𝑦𝑑 e 𝑓𝑐𝑑 são

valores registados de tensões de cedência de aço e argamassa. É importante notar que não se

considera a calda de cimento como resistente à tração, que os valores obtidos pelo Eurocódigo são

de resistência plástica, e que a norma europeia é menos conservativa que a americana, de acordo

com os coeficientes de segurança adotados. Estes coeficientes são aplicados aos valore de esforço

axial resistente obtido através dos cálculos acima apresentados.

Encurvadura

O fenómeno de encurvadura deve também ser previsto quando estas funcionam à compressão

dada sua esbelteza. Esta consideração é particularmente importante em solos brandos e saturados,

com valores de coesão não drenada (𝑐𝑢) abaixo dos 10 [28]. O cálculo da carga crítica de Euler

permite determinar o esforço axial máximo comportável de modo a evitar deformações da

microestaca (7).

𝑃𝑐𝑟 =𝜋2𝐸𝐼

𝐿𝑒2 (7)

Em (7), E corresponde ao módulo de flexão, I o momento de inércia e 𝐿𝑒 o comprimento livre de

encurvadura. Para a definição deste último parâmetro, é essencial estudar as condições de apoio da

microestaca como exemplificado na Figura 21 (onde 𝐿𝑒 está como l0). É de notar que para situações

de projeto, a contribuição da calda para resistência à encurvadura é desprezada, devendo-se por isso

seguir as normas de dimensionamento de elementos metálicos descritas no EC3.

42

Figura 21. Comprimento de encurvadura consoante as condições de apoio [𝟐𝟗].

Caso o valor de esforço axial previsto em fase de dimensionamento para cada microestaca for

superior ao admissível para evitar encurvadura, o dimensionamento da secção da microestaca deve

ser revisto. Adicionalmente, quando as microestacas funcionam em grupo, pode-se adotar um

sistema de contraventamento metálico que restrinja os seus movimentos.

Carregamento lateral

As microestacas não foram concebidas para resistira a ações laterais. A resposta de uma só

microestaca a um carregamento lateral estuda-se com base na interação carregamento-

deslocamento que ajuda a determinar diferentes parâmetros [30]:

Deformação e rotação da microestaca, útil para modelação da estrutura e estudo global

do seu comportamento;

Diâmetro necessário da microestaca e quantidade de armadura necessária para

responder a tensões de corte, flexão e axiais;

Quantidade e propriedades da calda de cimento necessária para responder a tensões de

corte, flexão e axiais;

Comprimento de penetração da microestaca no solo necessário para não haver

deformação lateral nem da estaca nem do terreno.

Quando em grupo, as microestacas comportam-se de forma diferente, de acordo com o

espaçamento entre estas. Na verdade, o deslocamento de um grupo de microestacas pode ser 2/3

vezes superior ao de uma estaca isolada nas mesmas condições de carregamento, fruto da

capacidade lateral de um grupo de microestacas ser inferior à soma das capacidades laterais

individuais das estacas do grupo. O efeito de grupo manifesta-se no entanto em casos em que as

microestacas estão alinhadas e com espaçamentos inferiores a 6 diâmetros entre si ou com

espaçamentos de 3 diâmetros caso o alinhamento seja perpendicular à direção de carga, de acordo

com estudos para o projeto FOREVER.

Um acréscimo da resistência lateral pode ser obtido pela inclinação das microestacas, o que

rigidifica a fundação e dificulta deslocamentos. Nestes casos, há que ter em atenção o consequente

43

aumento de momentos de flexão e o potenciamento do fenómeno de down drag, se houver

possibilidade de assentamentos em redor da microestaca.

4.3.2 Dimensionamento geotécnico

Não sendo possível fazer dimensionamento de fundações sem considerar o solo em que estas

se assentam, existem métodos analíticos e correlacionais que têm em conta as características

mecânicas e físicas que este oferece. É importante relembrar que diferentes tipos de execução (tipo

de injeção, pressão de injeção, tipo de broca, etc.) de estacas provocam diferentes perturbações no

solo, influenciando muito a sua capacidade resistente.

Na maioria dos casos, assume-se que a capacidade resistente do solo é mobilizada por atrito

lateral entre a estaca e o terreno, sendo a resistência de ponta um fator considerado apenas em

microestacas com argamassa injetada a alta pressão em solos rochosos em que as condições de

carga são consideráveis.

Existem diversos métodos para averiguar a resistência do solo na sua interação com as estacas.

Uns baseiam-se em correlações (a partir de resultados experimentais), outros são empíricos (como o

método de Tergzaghi), e outros resultam de uma relação destes, como o método penetrométrico-

experimental desenvolvido por Bustamante, o mais seguido no dimensionamento de microestacas e

mais extensamente acompanhado nesta dissertação.

Método de Bustamante

Destaca-se o trabalho de Bustamante e Doix ([31]), baseado em ensaios de carga que

resultaram numa metodologia de cálculo do comprimento de selagem necessário. Este método é

considerado como bastante fiável, dada a sua vasta aplicação e por se basear numa análise cuidada

de muitos resultados experimentais.

Naturalmente que o tipo de solo em causa tem grande influência na resistência resultante. No

entanto, esse mesmo comprimento depende não só da pressão de injeção (𝑝𝑖) e pressão limite do

terreno (𝑝𝑙), como também da técnica de selagem adotada: 0,5 𝑝𝑙 < 𝑝𝑖 < 𝑝𝑙 para IGU e 𝑝𝑙 < 𝑝𝑖 para

IRS.

Sabendo-se que as microestacas funcionam maioritariamente por atrito lateral, há que

considerar também a resistência de ponta para o cálculo da resposta da estrutura a esforços de

compressão. A equação (1) explicita então a soma das parcelas de carga limite de resistência lateral

(𝑇𝐿𝑆) e carga limite de resistência de ponta (𝑇𝐿

𝑃) para o cálculo da resistência de uma microestaca (𝑇𝐿)

[31]:

𝑇𝐿 = 𝑇𝐿𝑆 + 𝑇𝐿

𝑃 (1)

O valor total de resistência lateral é válido para condições de compressão e de tração, e obtém-

se pela equação (2):

𝑇𝐿𝑆 = ∑ 𝜋 × 𝐷𝑠 × 𝐿𝑠 × 𝜏𝑐−𝑠 (2)

44

Nas microestacas, é considerada a transmissão uniforme de cargas por atrito lateral na zona de

selagem, pelo que o comprimento desta zona (𝐿𝑆) deve ser quantificado de acordo com a expressão

(3). Aí, N é a carga aplicada na microestaca, 𝐷𝑆 o diâmetro do bolbo de selagem, 𝜏𝑐−𝑠 o parâmetro

referente ao atrito unitário e 𝛾 factor de segurança, que toma por norma valor de 2,0 (para tração ou

compressão definitiva).

𝐿𝑆 =𝑁

𝜋×∝×∅×𝜏𝑐−𝑠× 𝛾 (3)

O parâmetro 𝐷𝑆 é obtido pela multiplicação do diâmetro de perfuração da microestaca (∅) por um

coeficiente (∝) que depende da compacidade do solo e do método de injeção (ver valores no Anexo

V). O valor de 𝜏𝑐−𝑠 define a tensão máxima de aderência entre a calda e o solo, e é obtido a partir de

ábacos construídos para cada caso de injeção e natureza do solo, cujos valores são estimados com

base em ensaios SPT. Os gráficos apresentados na Figura 22 resultam de correlações empíricas e

abrange os dois tipos de injeção mais utilizados. Gráficos similares são aplicáveis a areias ou rocha

fragmentada.

Figura 22. Relação entre valores NSPT e tensão de aderência calda-solo, para solos argilosos e arenosos.

(Adaptado de [𝟑𝟐]).

Caso o bolbo de selagem atravesse diferentes estratos, o valor final de 𝐿𝑆 deve ser resultado do

somatório da contribuição de cada estrato.

No caso de a resistência de ponta ser considerada para a resistência de compressão, é seguida

a equação (4):

𝑇𝐿𝑃 = 𝑠𝑝 × 𝑘𝑝 × 𝑝𝑙 ≤ 0,15 × 𝑇𝐿

𝑆 (4)

Onde 𝑠𝑝 é a área da secção da ponta da microestaca (cujo diâmetro é 𝐷𝑆), 𝑘𝑝 é o fator de

capacidade de carga e 𝑝𝑙 a pressão limite do solo.

4.3.2 Dimensionamento segundo E.L.S.

O Estado Limite de Serviço foca-se na análise de requisitos de funcionalidade e garantia para a

estrutura a nível de deformações e deslocamentos. Os assentamentos máximos na direção axial

45

sofridos por uma microestaca são calculados do mesmo modo que para uma estaca tradicional,

sendo a parcela elástica (∆𝑒𝑙á𝑠𝑡𝑖𝑐𝑜) desse assentamento dada por (5):

∆𝑒𝑙á𝑠𝑡𝑖𝑐𝑜 (𝑚)=𝑁𝐿

𝐸𝐴 (5)

Em (1), N representa a carga axial exercida (kN) e L o comprimento da microestaca (m), valores

que se esperam conhecidos fruto de um pré-dimensionamento da estaca. A rigidez axial EA (kNm2) é

obtida pela ponderação das rigidezes dos dois materiais que a incorporam consoante (6):

𝐸𝐴 = 𝐸𝐶 × 𝐴𝐶 + 𝐸𝑆 × 𝐴𝑆 (6)

A fórmula (6) aplica-se apenas em casos de compressão, dado que a parcela que considera a

calda de cimento não tem influência no caso de tração.

Caso o solo em que a selagem é executada seja coerente, pode-se considerar que o

comportamento elástico da microestaca é equivalente ao comportamento da estaca na zona acima da

selagem. Caso a selagem se encontre num estrato rochoso, o comprimento elástico pode ser

admitido como o comprimento total da estaca.

Para grupos de microestacas, os assentamentos registados podem ser superiores, dado que as

cargas são adicionalmente transmitidas em bloco para as camadas mais profundas, provocando a

sua consolidação.

4.4 Materiais

A escolha dos materiais a utilizar em fundações é determinada consoante os esforços a que esta

vai estar sujeita. No entanto, há também que ter em conta outros fatores, como a agressividade

química do solo e água, parâmetros classificados na EN 206-1.

4.4.1 Aço

Como regra geral em qualquer obra, o aço utilizado deve garantir boas características ao nível

de resistência, ductilidade, tenacidade ou vulnerabilidade à rotura frágil. Para classificar um aço, pode

ser executado um ensaio de Charpy, que mede a energia absorvida pelo provete permite avaliar a

qualidade do aço e categorizá-lo de A a DD (sendo esta última a melhor categoria).

A armadura a adotar depende da situação de aplicação, do nível de cargas a resistir, método de

execução e tipo de terreno. No entanto, hoje em dia destacam-se 3 tipos de armadura para

microestacas mais frequentemente utilizada em obra [33]:

Perfil HEB, de aço S235 a S355;

Varões tipo GEWI de aço altamente resistente, com ∅ > 25 mm, cuja tensão de cedência

pode chegar aos 500 MPa;

46

Perfis tubulares, com diâmetros externos (∅) entre 60 mm a 170 mm e espessuras a variar

entre os 6 mm e 20 mm, que correspondem a tensões de cedência entre os 560 MPa e 660

MPa.

Os perfis tubulares são os mais utilizados, pois permitem a injeção de calda com as técnicas IGU

e IRS se equipados com machetes (válvulas anti-retorno) ao longo do comprimento de selagem, o

que implica também um obturador no interior do tubo por onde é injetada a calda. Existem ainda

casos em que diferentes tipos de armadura são conjugados, como por exemplo, a opção por perfis

tubulares como armadura primária reforçados com varões de alta resistência colocados no seu

interior. A Figura 23 ilustra um sistema de tubo machete equipado com obturador duplo.

Figura 23. Ilustração (Adaptado de [𝟐𝟔]) e fotografia de obturador duplo.

A armadura do tubo deve também resistir a deslocamentos elásticos provocados pelo

carregamento, sendo por isso importante a rigidez da armadura. A armadura permite ainda que a

microestaca continue a resistir a esforços caso haja um corte na argamassa, para além de

proporcionar resistência à flexão e corte que esta não possui.

Qualquer que seja o tipo de armadura a aplicar (GEWI, tubulares ou HEB), as suas

características mecânicas estão tabeladas em termos de tensão de cedência, tensão de rotura,

inércia da seção, entre outros.

A norma EN 14199:2005 incide sobre armaduras de microestacas enquanto elementos de

suporte de carga, remetendo especificidades de projeto para a norma EN 1993-1-1. Já em termos

globais, de atuação conjunta de aço e calda, o projeto deve seguir as normas EN 1992-1-1 ou EN

1994-1-1.

4.4.2 Calda de cimento

As transferências de carga entre o aço e a o solo são asseguradas pela mobilização da

resistência lateral que se promove entre a calda de cimento e o solo no bolbo de selagem. A calda

recebe também parte dos esforços de compressão, ao mesmo tempo que confina o terreno em redor,

dando estabilidade à fundação.

47

Sendo responsável pela interação solo-estrutura e tensão de atrito no solo, é necessário garantir

certas características à calda de cimento, nomeadamente em termos de fluidez, plasticidade e

segregação; consoante variações e especificidades pretendidas, pode-se recorrer a adições

(regulamentadas pela EN 206-1 e EN 934-2). Minimizar as retrações é uma das principais razões do

uso de adjuvantes, pois uma diminuição do volume injetado resulta numa diminuição da área de

contacto entre a calda e o terreno, o que é bastante prejudicial; neste caso, os adjuvantes atuam

aumentando o volume (entre 1% a 4%) [28].

As funções da calda de cimento não se limitam à garantia de atrito: é também importante o seu

papel na proteção do aço à corrosão, cujas consequências podem também ser minimizadas pela

adoção de elementos de aço com maiores espessuras ou de materiais inoxidáveis. A espessura

adicionada depende da agressividade do solo e da durabilidade prevista para a construção - sendo

em pontes feita uma estimativa para uma vida útil de 100 anos - e varia entre os 1,2 e 6 mm, de

acordo com a EN 14199.

Dependendo do caso em estudo, a quantidade de agregados finos deve ser limitada e as suas

dimensões não devem exceder os 2mm, por forma a evitar segregação. Já o tipo de cimento utilizado

deve ser CEM I ou CEM II, e as variações de volume devem ser as mais reduzidas possíveis.

A relação água/cimento é também regulamentada, havendo diversas diretivas a seguir, como a

EN 206-1. É fundamental que a proporção entre água e cimento seja adequada, não só pelo controlo

de resistência mas também de modo a garantir durabilidade e fluidez. Segundo a norma europeia EN

14199, esta relação deve estar na ordem dos 0,55 e garantir uma resistência à compressão de 25

MPa aos 28 dias. Já a FHWA indica uma relação a/c entre 0,4 e 0,5, resultando numa resistência de

28 MPa também aos 28 dias. Em termos práticos, é frequente e aconselhável atingir ao fim de 28

dias uma resistência à compressão entre os 28 e 35 MPa.

A Figura 24 apresenta relações aproximadas para a resistência à compressão e resistência ao

corte da calda, consoante valores da relação água/cimento. A sua produção deve ser concretizada

antes da operação de bombagem, por uma central de mistura onde se introduz a quantidade de água

pretendida, seguida de cimento, e possivelmente agregados e plastificantes. Esta mistura deve ser

feita num máximo de dois minutos e mexida continuamente a partir daí durante o período de

aplicabilidade da mistura, de cerca de uma hora.

Figura 24. Relação a/c e respetiva resistência à compressão e ao corte (Adaptado de [𝟑𝟒]).

48

4.5 Processo construtivo

Para além das fases seguidamente apresentadas e explicadas, existem outras considerações

importantes antes de se iniciar a construção de microestacas. Um correto planeamento influencia a

prestação futura das microestacas e potencia o seu desempenho, sendo que a principal

condicionante na determinação do processo de execução é a coerência do solo.

Se possível, devem ser levados a cabo ensaios in situ tanto em microestacas de teste como no

solo, com uma avaliação cuidada dos resultados obtidos. Estes irão influenciar os processos de

furação adotados e validar ou não o dimensionamento feito.

Ao longo do processo de construção, é importante controlar a sua qualidade, monitorizando a

execução das microestacas e os seus efeitos no local. Há que definir a priori as grandezas a medir,

os seus limites e critérios de alarme, e quais os aparelhos necessários para este processo de

acompanhamento.

Em solos coerentes, a furação hidráulica de rotação por trado contínuo é a mais recorrente. Ao

ser atingida a cota pretendida, o trado é subido, trazendo consigo o solo a remover. Posteriormente é

colocada a armadura da microestaca, cujos troços são enroscados entre si de modo a atingir o

comprimento total pretendido. Segue-se o preenchimento do furo com argamassa e a injeção com

pressão na zona de selagem e enchimento do tubo (se for esta a solução de armadura).

Nas situações de solos incoerentes, o furo deve ser feito com recurso a equipamento de

rotopercussão de varas e bit, sendo introduzido um tubo de revestimento provisório que permite a

sustentação das paredes ao longo do processo. De seguida, as varas e bit são retiradas, o furo é

limpo com um jato de água e o tubo machete introduzido, sendo o espaço entre este e o tubo

provisório preenchido com calda de cimento.

Após a calda atingir o estado de presa, procede-se à retirada do tubo provisório e à injeção de

calda na zona do bolbo de selagem. Em detrimento do tubo de revestimento provisório, podem ser

usadas lamas bentoníticas, que tendo uma densidade inferior à calda, são expulsas do furo ao longo

do processo de injeção.

As microestacas auto-perfurantes são outra solução recente, que permitem num mesmo instante

de execução a perfuração, injeção e selagem do furo. Este processo é naturalmente mais limpo,

rápido e rentável, sendo preferível em situações de difícil instalação. O método seguido implica no

entanto o bit perdido, sendo usada como armadura varões ocos, cujas dimensões exteriores entre

30mm e 130mm, podendo suportar cargas axiais entre os 200 kN e 7900 kN [35].

4.5.1 Perfuração

As técnicas de execução de furos são determinadas consoante o tipo de terreno local e a

existência ou não de estruturas nas proximidades, tal como para as soluções de estacas

convencionais. Porém, dado que uma das vantagens das microestacas é a sua execução em locais

onde vibrações e perturbações tendem a ser minimizadas, o processo de execução de microestacas

por cravação tende a ser descurado em detrimento da furação.

49

Máquinas de roto-percussão são também viáveis, utilizando um equipamento de varas e bit

acionadas a ar comprimido. Neste processo, ilustrado na Figura 25, o diâmetro final da microestaca é

superior ao do tubo, porque os detritos de furação vêm até à superfície com a ajuda de água pela

secção entre o tubo e o terreno, e a armadura é introduzida à medida que é feita a furação.

Figura 25. Processo de furação de uma microestaca com varas e bit (Adaptado de [𝟐𝟔]).

Tanto na furação por trado ou por varas e bit, o tubo de revestimento do furo pode ou não ser

considerado. No caso particular de reforço de fundações de pontes, é indispensável o recurso ao tubo

de revestimento provisório dada a presença de água. Quando necessário, podem ser também usados

fluidos estabilizadores para contenção das paredes do furo e evitar que este colapse. A opção pelo

uso de lamas bentoníticas é frequente, não só para situações de solos incoerentes mas também

quando o diâmetro de furação é maior que os mais convencionais.

Independentemente do equipamento de furação, o seu posicionamento deve ser cuidado, com o

eixo da máquina a coincidir com o eixo da microestaca de projeto. Nestas duas técnicas de furação, a

cabeça do equipamento de perfuração tem frequentemente brocas diamantadas que ajudam a

perfuração, e o processo de furação é finalizado com a limpeza do furo.

4.5.2 Armadura

A colocação de armadura no interior do furo pode ser manual ou com o auxílio de maquinaria de

elevação, e os seus elementos são ou não conectados consoante as profundidades a atingir, dado

que não são comercializadas peças com mais de 12 metros. De modo a garantir uma transmissão de

50

cargas adequada, há que adotar um comprimento de amarração mínimo no caso de empalmes e

assegurar um contacto seguro entre as extremidades da armadura e as justas de encaixe.

Como referido anteriormente, são várias as tipologias de armadura possíveis, como varões,

perfis tubulares, HEB, ou outros. Nos casos em que os tubos de perfuração são utilizados também

como futura armadura (normalmente perfis tubulares de secção oca), o comprimento da estaca na

zona de selagem tem ao longo do seu comprimento válvulas anti-retorno que permitem a selagem

sob pressão, que variam em espessura ou diâmetro exterior.

Quando não é usado o tubo de revestimento provisório, a armadura colocada é também usada

como tubo machete, que conta com válvulas anti-retorno/machetes na zona de selagem. Este tubo

deve penetrar no estrato mais resistente no mínimo 1 metro.

Antes de inserida no furo, deve-se também remover qualquer vestígio de gordura ou outras

substâncias da superfície da armadura, de forma a potenciar a sua aderência à calda.

Pela necessidade de garantir um recobrimento adequado, caso sejam utilizados varões, é

necessária a aplicação de espaçadores plásticos, que ajudam a um posicionamento correto desses

varões, reduzindo os seus movimentos. O recobrimento é também ajudado e assegurado pela

utilização de centralizadores.

4.5.3 Injeção de preenchimento

Os vários tipos de injeção foram já explicitados no capítulo 4.2.1, sendo que a injeção do tipo A é

denominada por injeção de preenchimento e a injeção do tipo B por injeção sobre pressão.

A base da calda de preenchimento é uma mistura de água com cimento, que podem ainda

conter adições (como superplastificastes) ou areia. A sua correta mistura (a/c a rondar os 0,6) tem

grande impacto a nível de capacidade da microestaca, que varia também com a técnica de aplicação

e as propriedades dos recursos utilizados. Em situações comuns, a calda demora cerca de 6 horas

até atingir presa.

A injeção de preenchimento deve ser executada logo após a furação e limpeza do furo, sendo a

calda inserida por gravidade de baixo para cima até ao cimo do furo, pressupondo-se que os resíduos

do furo, menos densos, são transportados até à superfície. Este tipo de injeção é preconizado para

solos coerentes, em que após a introdução do tubo-armadura deve ser feito o preenchimento entre o

tubo e o furo com calda.

4.5.4 Injeção de selagem

A injeção sob pressão é aplicada ao longo do comprimento de selagem da estaca, ao mesmo

tempo que o revestimento removível é retirado, e após a injeção de preenchimento ser introduzida.

Um aumento do atrito entre o solo e a calda é obtido pela compactação do solo em redor da

microestaca e aumento do seu diâmetro efetivo na zona.

A injeção de selagem é preponderante na prestação final da microestaca, por ser responsável

pela interação atrítica mobilizada entre o solo e a calda ao longo do bolbo, e refere-se aos tipos C e D

51

das categorias referidas em 4.2.1. Nestes casos, quando não é possível efetuar injeções durante a

remoção do tubo provisório de revestimento, é feita a selagem após a calda de preenchimento ter

atingido presa. Pela necessidade de trabalhabilidade, estas caldas devem ter uma maior

percentagem de água que a calda primária.

No sistema IRS são utilizados obturadores duplos para localizar a injeção em determinados

pontos. Em cada válvula, são registadas as pressões atuantes no início e fim de injeção, que é

repetida até serem atingidas pressões que garantam a resistência pretendida.

4.5.5 Ligação ao maciço

A ligação das microestacas à fundação é determinante no processo de transferência de carga e

por isso dita o sucesso ou não do reforço por microestacas. Essa ligação varia em tipo e comprimento

de amarração consoante vários fatores, como a estrutura da fundação (e seu estado de degradação),

solicitações atuantes, tipo de armadura, tensão de aderência do betão e diâmetro de furação da

fundação existente (caso se aplique).

No reforço de fundações de ponte, em geral recorre-se à ligação por alargamento da fundação

existente, com recurso a maciços de encabeçamento ou vigas de betão armado que envolvem o pilar

em causa. Uma outra solução é a furação da fundação existente para execução da microestaca e sua

selagem com calda, sendo esta responsável pela transmissão de cargas por atrito entre a antiga

fundação e o aço das microestacas.

Figura 26. Ilustrações de ligações de microestacas à estrutura existente (Adaptado de [𝟐𝟎]).

Caso se opte por blocos de alargamento, a transmissão de cargas que acontece na interface da

estrutura existente com a nova é feita por meio de conectores, recorrendo-se também por vezes a

soluções pré-esforçadas entre os blocos e o maciço existente para garantir uma correta distribuição

de esforços e cooperação estrutural, como ilustrado na Figura 26. Os cabos ou varões pré-esforçados

comprimem o elemento estrutural, o que é necessário dadas as cargas de tração criadas pelo

encaminhamento das cargas estruturais até às microestacas. Os varões GEWI são mais

frequentemente usados em casos de recalce: isto porque não há perigo de perdas por reentrância de

cunhas (muito influente dado o pouco comprimento a pré-esforçar) e não é necessário equipamento

de pré-esforço, o que vai de encontro com as vantagens das microestacas, de se fazerem aplicar em

locais onde os processos convencionais são difíceis de seguir.

Já os esforços de compressão e tração que acontecem entre o betão e a microestaca são

transmitidos ao longo do comprimento de amarração ou por meio de chapas de aço colocadas no seu

52

topo e fixadas com porcas (ver adiante na Figura 28 b) e c), respetivamente). Estas peças metálicas a

usar na zona do novo maciço aumentam a aderência do betão ao tubo e são denominadas por

chapas de topo, que diminuem o comprimento de amarração necessário para o mesmo valor de

carga a transmitir na interação, contribuindo também para uma maior resistência ao fenómeno de

encurvadura [36].

Para o dimensionamento da área necessária destas placas, há que ter em atenção os

fenómenos de punçoamento e esmagamento localizado do betão, quer no topo da microestaca que

ao longo co comprimento de amarração.

Caso a solução a preconizar seja de ligação à estrutura existente, o procedimento a seguir deve

ser o ilustrado na Figura 27. O furo a executar deve ser feito por coroa diamantada, sendo depois

amarrada à armadura da microestaca e feito um enchimento com calda do vazio do furo. A aderência

entre a calda e o betão é um fator crucial, sendo por isso importante garantir rugosidade às paredes

do furo e por isso o recurso a dentes de furação é aconselhado. No entanto, é preciso ter atenção à

execução da furação, de modo a não fendilhar o betão nem produzir vibrações na estrutura.

Figura 27. Ilustração de processo de execução de furação da estrutura existente (Adaptado de [𝟐𝟎]).

4.6 Vantagens e desvantagens

Como qualquer outra solução estrutural, as microestacas revelam características positivas e

negativas, dependendo da situação em causa a relevância de umas sob as outras. Para uma tomada

de decisão, é indispensável o conhecimento de todas as variáveis em causa e da sua boa

ponderação. Apresentam-se de seguida, sinteticamente, as principais vantagens e desvantagens

desta solução.

4.6.1 Vantagens

Diâmetro reduzido e grande comprimento permitem elevada capacidade de carga (até

2000kN para diâmetros entre 200 e 250 mm;

Possibilidade de se aplicar em qualquer direção, com uma inclinação entre 0 e 90º;

Funcionam à compressão e tração;

53

Aplicação possível em qualquer tipo de terreno, mesmo em solos menos permeáveis ou

pouco coesos;

Versatilidade nos campos de aplicação;

Possibilitam um bom controlo de assentamentos e controlo de execução;

Facilidade e rapidez de execução, dispensando escavação de terreno;

Necessidade de pouco espaço para execução, sendo esta possível em espaços com pouca

acessibilidade: fechados ou pequenos (tanto em altura como planta);

Poucas perturbações a nível de ruído, vibrações, choques e movimentos de terras;

Pouca perturbação de terreno;

Equipamento necessário é pouco volumoso, barato, ligeiro e rotativo (não de percussão).

4.6.2 Desvantagens

Pequenos diâmetros limitam a capacidade de carga entre 1000 kN e 1300 kN, sendo por isso

menos resistentes às cargas verticais que as estacas convencionais;

Necessidade de mão-de-obra especializada;

Baixa resistência de ponta;

Atrito lateral é efetivo apenas em solos com NSPT> 40;

Sensibilidade a fenómenos de encurvadura devido à elevada esbelteza, espacialmente em

solos pouco coerentes;

Solução mais cara que estacas tradicionais;

Necessidade de monitorizar e minimizar vibrações e perturbações se existirem estruturas

vizinhas.

4.7 Controlo de qualidade

A qualidade apresentada pelas microestacas é indissociável do cumprimento de boas normas

construtivas e da qualidade e rigor de execução. Um plano de controlo rigoroso deverá ser seguido

(consoante o método de instalação da estaca) na fase de construção e ter em conta [37]:

Controlo da localização e orientação das microestacas, em planta e corte;

Intervalos expectáveis e aceitáveis de valores de capacidade e deslocamentos previstos, bem

como respetivas tolerâncias aplicáveis;

Características do solo e sua comparação com as apuradas por ensaios no local e

laboratoriais;

Características da calda – quantidades de componentes utilizados e sua dosagem;

Verificação do estado de conservação da armadura;

Adequabilidade do equipamento de execução utilizado;

Acompanhamento de processos de injeção e selagem – verificação de normas construtivas e

de valores de pressão atingidos;

54

Qualidade da ligação das microestacas à estrutura.

Ao nível do processo construtivo, devem ser tomadas precauções que garantam a qualidade de

execução, enunciadas anteriormente (Capítulo 4.5).

O controlo de qualidade pode também ser feito por métodos sísmicos através da deteção de

descontinuidades e falhas pela propagação de ondas sónicas. A medição do consumo de calda

injetada e comparação com o volume teórico disponível no furo é também um indicador útil no

controlo de execução da microestaca.

Todos os cuidados a seguir em fase de execução devem ser posteriormente complementados

com ensaios de carga de modo a avaliar de um modo preciso a capacidade de carga resultante

(tópico desenvolvido no Capítulo 2.3.4). Estes ensaios devem ser os mais adequados à situação em

causa, e podem ser aplicados a apenas algumas das microestacas (extrapolando-se os resultados

para as restantes).

A qualidade final da solução é então o resultado de bons procedimentos de prospeção, execução

e controlo do resultado final.

Ainda para verificar a adequabilidade dos elementos de fundação existentes/construídos e do

comportamento do solo, o EC7 sugere que a fórmula (7) seja verificada. Aqui, s representa o

assentamento total da microestaca após carregamento, ∅ é o diâmetro da microestaca e ∆𝑒𝑙á𝑠𝑡𝑖𝑐𝑜 a

deformação axial da microestaca que resulta do seu comportamento elástico.

𝑆−∆𝑒𝑙á𝑠𝑡𝑖𝑐𝑜

∅≤ 0,1 (7)

55

5. Caso de Estudo – Ponte em Benavente

5.1 Caracterização da Obra de Arte

A ponte da Vala Nova, no concelho de Benavente, encontra-se ao km 43+400 da Estrada

Nacional 118 (ver Figura 28). Esta obra, construída entre 1953 e 1954, apresenta-se como a primeira

ponte que recorre ao pré-esforço em Portugal, fruto do trabalho do Eng. Francisco Vasconcelos

Mello, sob alçado da construtora SETH [38].

Com um total de 108 metros de

comprimento, a ponte é constituída por 3 tramos

isostáticos, simplesmente apoiados, cada um com

36 metros de vão. O tabuleiro, com 11,88 metros

de largura, é composto por 8 vigas pré-fabricadas

(com pré-esforço atuante) que foram betonadas in

situ. Estas vigas são compostas por uma secção

em T – altura de 1,6 metros, banzo inferior com

largura de 0,4 metros e banzo superior de 1,2

metros. Como acima referido, recorreu-se à

técnica de betão pré-esforçado, algo muito

inovador na altura de construção e único na

aplicação a pontes.

As fundações existentes até à altura são

compostas por estacas cravadas de betão. Estas estacas conferem flexibilidade à estrutura e fazem

de suporte para os pilares num conjunto de 18 estacas por pilar, cada uma delas com ∅0,45 𝑚,

inclinação de 1:10 e 22 metros de comprimento [39].

Após o acidente mortal da ponte Hintze Ribeiro em Entre-os-Rios, em Março de 2001, houve

uma consciencialização da necessidade para investir em processos de monitorização de pontes,

seguindo-se uma série de inspeções em todo o país. Hoje em dia, existem planos de manutenção e

inspeção em Portugal, o que não implica necessariamente que estes sejam cumpridos.

Os trabalhos previstos de reabilitação e reforço deste tipo de estruturas inserem-se num

programa desenvolvido pelas Estradas de Portugal, lançado em 2011, no sentido de avaliar a

necessidade de requalificação de obras de arte e o lançamento de respetivos programas de

intervenção. Este programa de intervenção das estradas a nível nacional conta com um orçamento

global de 264 milhões de euros (abrangendo 14 mil quilómetros de estrada), sendo destes 18,5

milhões de euros destinados à conservação corrente na região de Santarém até 2013 e alargada em

mais 25,3 milhões numa fase posterior, para requalificação [40].

No seguimento dessa política, há cerca de 5 anos houve obras de reabilitação do tabuleiro e

reforço dos encontros. De notar, por curiosidade, que na intervenção anterior de reforço dos

encontros e estrutura, foi adotada uma solução de pré-esforço exterior nos tramos do tabuleiro, por

Figura 28. Localização da Ponte da Vala Nova (Vista aérea, Google Maps).

56

forma a responder mais eficazmente aos momentos positivos que se fazem sentir (ilustrado na Figura

29). Esta obra permitiu fundamentalmente reforçar sismicamente a ponte, dado que foi preconizada

uma solução de estacas como fundação dos encontros, o que lhes confere grande rigidez. A obra

anterior de reforço dos encontros incluiu também medidas de confinamento do terreno próximo, com

recurso a enrocamento e cimentação. Tendo em conta estes trabalhos, o reforço dos pilares centrais

foi então dimensionado para resistir apenas ao acréscimo de cargas verticais, sendo a resposta

sísmica assegurada pelos encontros.

Figura 29. Requalificação Dos encontros e pré-esforço exterior no tabuleiro da ponte.

A necessidade de reforço das fundações da ponte foi apontada após uma vistoria subaquática

aos pilares desta, sendo estes também intervencionados, de modo a garantir aos muitos utilizadores

diários da ponte a segurança na sua utilização [41].

5.2 Caracterização geotécnica

A importância de um estudo cuidado e caracterização das condições geotécnicas do terreno de

fundação já foi explicada anteriormente. Nesse sentido, e inserido na campanha de prospeção

requisitada pelas Estradas de Portugal, SA., foram feitas a partir de uma plataforma flutuante (Figura

30) duas sondagens perto dos pilares (ver o Anexo XIII) que permitiram traçar um perfil do solo no

local.

Figura 30. Plataforma para execução de sondagens.

57

Foram várias as ações tomadas para definir as condições de fundação. Em primeiro lugar, foi

necessário fazer um reconhecimento do terreno. Isso implica levantar topograficamente o terreno

(feito em Março de 2013) e analisar toda a bibliografia disponível referente ao local (como plantas

sismográficas, geológicas ou hidrográficas). A carta geológica que abrange o local da obra é a Carta

Geológica de Portugal, folha 31-C Coruche (à escala 1/50 000).

As sondagens geotécnicas permitem posteriormente a execução dos ensaios SPT para

caracterização geotécnica do solo. Estas sondagens foram executadas a uma profundidade de

37,87m para S1 (o que permitiu 25 ensaios SPT) e 43,15m para S2 (que permitiu 20 ensaios SPT).

Para isso, utilizaram-se trados de ∅ 150mm, furação hidráulica com tubos de ∅ 132mm e ainda

furação hidráulica com tubos de ∅ 88,9mm, sendo os ensaios STP são executados pelo interior

destes tubos. Estes ensaios foram feitos sempre que no processo de furação se detetava uma

alteração da litologia do solo. Ao longo da furação, foi útil o recurso a caldas bentoníticas para

estabilização do gradiente hidráulico, especialmente nas camadas aluvionares [42].

Após a prospeção, foram identificadas quatro zonas geotécnicas nos terrenos da zona da ponte,

identificados na Tabela 5, onde são ainda presentados valores característicos de cada estrato de

solo, com base em correlações feitas a partir do valor de NSPT. O resultado dos vários ensaios SPT

executados em cada sondagem são apresentados no Anexo VI e apontam imediatamente para a

necessidade de execução de fundações profundas para os pilares da ponte.

Após prospeção, foram identificados dois estratos principais: um mais recente e sedimentar e

outro mais antigo e rochoso. O primeiro estrato, superior e sedimentar, pode-se ainda subdividir em

duas subcamadas, de nível superior e nível inferior. O nível superior apresenta valores de NSPT entre

0 e 6, o que prova a característica mole e pouco consistente destes solos. Ainda nesta camada, são

detetáveis camadas irregulares e pontuais de areias siltosas finas ou médias, que apresentam

valores de cerce de 30 NSPT. Este nível estende-se ao longo de cerca de 22 metros de profundidade e

é constituído por sedimentos finos: lodos, argilas e mistura de areias.

O nível inferior do estrato moderno estende-se desde a base do nível superior da camada

aluvionar (-22m) até ao topo do Mio-pliocénico (-42m) e contém sedimentos granulares mais

heterométricos, maiores (médios e grosseiros) como seixos e calhaus siltosos. Nesta camada,

ensaios SPT remetem para valores entre 31 a 57 pancadas, o que deve ser analisado com reserva

dada a imprecisão deste método em materiais grosseiros e detríticos.

A camada composta por terrenos do Mio-pliocénico (a partir dos -42m de profundidade), parte do

complexo argilo-gresoso de Coruche, apresenta maior rigidez (valores de NSPT superiores a 60

pancadas) dada a sua composição de siltes argilosos ou finamente arenosos e alguns micáceos

muito consolidados.

58

Tabela 5. Zonas geotécnicas no local da ponte e suas características.

Sendo:

E - Módulo de Deformabilidade (MPa)

ν - Coeficiente de Poisson

Φ - Ângulo de atrito interno (º)

C – Coesão (MPa)

γ – Peso específico do solo (kN/m3)

É de notar que o peso específico admitido tem por base correlações empíricas, pelo que tem de

ser usado com reservas e apenas para estudos preliminares. Para além disso, é admitida a saturação

do solo, que traz implicações nos valores dos diferentes parâmetros. Todos estes resultados obtidos

com base em ensaios SPT têm de ser analisados com alguma ressalva, sendo pública alguma falta

de precisão para solos com material pedregoso (como a ZG2) e sabendo que os valores das tabelas

correlativas são indicativos e não cientificamente provados.

Embora a intervenção de reabilitação e reforço levada a cabo anteriormente tenha atuado a nível

de reforço sísmico (nos encontros), é também importante analisar a sismicidade local e a capacidade

de resposta do solo a eventos extraordinários. Nesta temática, realça-se a proximidade da ponte à

‘falha do Tejo’, ilustrada na Figura 31, orientada a N30ºE e que acompanha o desenrolar do rio Tejo

até ao seu estuário.

Figura 31. Localização da ‘Falha do Tejo’ (Adaptado de [𝟒𝟐]).

ZONA GEOTÉCNICA

LITOLOGIA PROFUNDIDADE

(M) NSPT

(Nº DE PANCADAS) E 𝝂 Φ C 𝜸

ZG4

Lodos, argilas lodosas e mistura de

areias e lodos

0 até -22 0≤ NSPT ≤6 4 0,3 ≈ 25 𝑎 30 - 19

ZG3 Areias finas a

médias - NSPT ≈ 30 30 0,3 a 0,4 ≈ 35 𝑎 40 - 21

ZG2 Cascalheiras -22 até -42 31 ≤ NSPT

≤57 40 0,3 a 0,4 ≈ 40 a 45 - 21

ZG1

Siltes argilosos e finamente arenosos

a partir de -42 60≤ NSPT 60 0,4 a 0,5 - > 1,5 > 20

59

Os dados obtidos pela análise da sismicidade local e da litologia em causa permitem classificar

sismicamente a zona (segundo o Regulamento de Segurança e Ações para Estruturas de Edifícios,

Benavente insere-se na Zona A), a aceleração do terreno máxima esperada (pela Carta de

Casualidade Sísmica, esse valor no local situa-se nos 150 m/s2), e Tipo de Terreno em causa (pelo

RSAEEP, devemos considerar o tipo de terreno I ou II, de acordo com o Anexo VII.

Consequente do estudo sísmico local, devem ser seguidas na fase de projeto as

regulamentações aplicáveis no EC8, tendo em consideração a caracterização do terreno que é

descrita neste documento (Anexo III).

5.3 Patologias nas fundações e pilares

Para avaliação das patologias associadas aos pilares e respetivo grau de desenvolvimento,

foram tomadas várias ações de inspeção. Em Maio de 2011 uma inspeção subaquática detetou

diversos problemas na estrutura. A Figura 32 mostra uma zona tipicamente emersa do pilar, onde se

destacam as lacunas e descontinuidades no material estrutural, presumivelmente devido à

segregação do betão consequência de uma betonagem incorreta. São também identificáveis

cavidades que chegam a apresentar profundidades até aos 30cm, expondo armaduras o que

desencadeia e potencia processos de corrosão [39].

O mapeamento de fissuras implica o registo das principais fissuras com orientação bem definida

e abertura maior que 0,3mm. No entanto, estas não apresentam relevância estrutural dado que o seu

desenvolvimento é limitado e pontual. Uma análise local na zona da maré evidenciou processos

superficiais de abrasão e cavitação.

Figura 32. Pormenor de lacunas e descontinuidades no pilar P2.

Para caracterização dos materiais estruturais, foram efetuados em Maio de 2013 pela JetSJ

Geotecnia Lda. ensaios baseados em amostras recolhidas no local. As carotes extraídas permitem

uma análise visual de valores de recobrimento e profundidade de carbonatação e a aferição das suas

propriedades mecânicas. Estas carotes têm 94mm de diâmetro e nunca mais do que 40cm de

profundidade (idealmente altura igual ao dobro do diâmetro, conforme especificação LNEC E397).

60

A sua localização de extração de carotes tanto em zona emersa como em zona de maré em

locais previamente validados pelo pacómetro está visível na Figura 33. Este equipamento deteta a

presença de armaduras e assim evita o corte de armaduras exteriores. A medição do recobrimento

das armaduras levada a cabo permitiu concluir que em geral no pilar P1 (entre 21 e 54mm) os valores

são inferiores ao pilar P2 (entre 34 e 87mm), onde os recobrimentos medidos na zona dos ensaios

dentro de valores aceitáveis.

Figura 33. Localização das carotes extraídas do pilar P2.

A nível visual, as carotes permitiram ainda classificar a natureza dos agregados constituintes, a

sua distribuição, a presença de vazios/fissuras, profundidade de carbonatação/corrosão, entre outros.

O material estudado apresenta-se como compacto, homogéneo, e com agregados grosseiros, com

dimensões de 30 a 45mm.

Os ensaios para determinação do módulo de elasticidade implicam ciclos de carga-descarga,

sendo no último ciclo determinada a carga de rotura à compressão. Os ensaios de rotura dos

provetes à compressão uniaxial seguem as normas estabelecidas na NP EN 12504-1, e revelaram

resistências na ordem dos 55,8 MPa e valores de módulo de elasticidade a rondar os 37 GPa. Estes

valores revelaram-se pouco variantes ao longo do pilar, quer em altura quer no seu desenvolvimento

transversal. Assim, conclui-se que o estado do material dos pilares não é preocupante.

5.4 Condicionantes

O planeamento da intervenção teve por base a análise de diversos documentos a partir dos

quais foram definidos os elementos a reforçar, a dimensão e o modo de reforço:

Relatório de inspeção subaquática, efetuado em Maio de 2011 pela empresa “BETAR

Construtores, LDA”;

Relatório de inventário, efetuado em Janeiro de 2011 pela “GOA”;

Estudo Geológico Geotécnico, efetuado em Maio de 2013 pela “JetSJ Geotecnia, LDA.”;

Ensaios de Caracterização dos Materiais, em Maio de 2013, pela “JetSJ Geotecnia, LDA.”;

61

4 peças desenhadas de pormenores de secções de vigas e pilares, levantamento topográfico

e localização das sondagens, efetuado em 1953 pela “SETH”.

A nível prático, logístico e de circulação, as obras devem ser programadas de modo a afetarem o

mínimo possível o trânsito e modo de utilização normal da ponte, sendo esta diariamente atravessada

por milhares de utilizadores. O perfil transversal útil da ponte deve ser mantido, garantindo-se no

mínimo a circulação numa via, sendo apenas a restante largura disponível para instalação de

maquinaria a utilizar.

As principais condicionantes das obras de reforço das fundações da ponte prendem-se no

entanto com fatores geotécnicos e geológicos, estudados pela empresa JetSJ em Maio de 2013.

Foram aí identificados dois estratos: aluviões até aos -42m e sob estes terrenos do Miopliocénico

(MP). Sabendo que o estrato formado por aluviões não assegura grande rigidez, as soluções

adotadas têm que considerar esta condicionante.

O facto de a obra ser executada durante o período de Outono/Inverno faz com que possam

surgir condicionantes que dificultam o processo de execução, como situações de cheias, correntes

mais fortes ou maior afluência de caudal.

5.5 Justificação da opção por microestacas

Dadas as características geotécnicas do solo identificadas (capítulo 5.2), a posição das

fundações atuais e o nível freático local, a solução a preconizar aponta imediatamente para solução

profunda. Dentro das soluções profundas mais frequentes para reforço de fundações (estacas,

microestacas e jet grouting), deve-se optar por uma cuja maquinaria condicione o mínimo possível o

trânsito e que não introduza grandes vibrações ou perturbações no solo e na estrutura.

No caso geral de pontes, a solução de microestacas como reforço de fundações é cada vez mais

recorrente por diversas razões. No que toca às condições geotécnicas, esta técnica adapta-se a

zonas com características muito heterogéneas; a nível construtivo, é uma solução mais fácil por

questões de acessibilidade, e equipamento (mais pequeno e fácil de manobrar).

Dado que o reforço a garantir é de capacidade de carga vertical (reforço sísmico foi

anteriormente garantido), a pouca garantia de resposta das microestacas a ações horizontais não é

fator de exclusão desta solução.

Assim, a preferência de execução de microestacas em vez de estacas moldadas ou cravadas

justifica-se com a facilidade de execução, e a preferência em relação ao jet grouting deve-se à

estratigrafia do solo de fundação, cujos valores de NSPT se adequam mais a esta técnica. O Anexo

XIII ilustra um perfil da solução adotada, com as microestacas seladas na zona ZG2, que oferece

condições geotécnicas que viabilizam a técnica.

62

5.6 Dimensionamento das microestacas

5.6.1 Cargas e ações atuantes

Para o dimensionamento da solução a preconizar, é necessário em primeiro lugar averiguar as

cargas atuantes em cada microestaca. Isso é possível através de uma modelação computacional da

estrutura da ponte pelo software SAP2000.

Nesta modelação, foram consideradas como cargas atuantes:

Peso próprio da estrutura: consideração de elementos representativos do tabuleiro, pilares e

vigas;

Carga de faca transversal, estimada em 50 kN/m;

Ação sísmica estimada segundo o Eurocódigo 8;

Sobrecarga de utilização uniforme, descriminada na Tabela 6;

Restantes cargas permanentes, descriminadas na Tabela 6.

Tabela 6. Valores de ações consideradas para modulação computacional.

Pavimento (kN/m) Passeio (kN/m)

Sobrecarga uniforme 4,0 6,0

Restantes cargas permanentes 3,0 8,4

A caracterização da ação sísmica é feita para um solo tipo D (para a zona ZG2, considerando-se

esta como zona de ‘depósitos de solos não coesivos de compacidade média a baixa’, com NSPT

superior a 15 pancadas – ver Anexo III). A Tabela 7 apresenta valores correspondentes às ações do

Tipo I e II, em Zona 1.3 e 2.3 respetivamente.

Tabela 7. Caracterização da ação sísmica local segundo o EC8.

Ação Tipo I Ação Tipo II

Horiz. Vert. Horiz. Vert.

Aceleração horizontal de referência (m/s2) 1,5 1,5 1,7 1,7

Coeficiente de importância 1,0 1,0 1,0 1,0

Aceleração horizontal (m/s2) 1,5 - 1,7 -

Rácio de aceleração Avg/Ag - 0,75 - 0,95

Tipo de solo D - D -

Fator de solo 2 - 2 -

Tempo Tb 0,1 0,05 0,1 0,05

Tempo Tc 0,8 0,25 0,3 0,15

Tempo Td 2,0 1 2,0 1

Fator 𝜷 0,2 0,2 0,2 0,2

Coeficiente de comportamento, q 1,2 1,2 1,2 1,2

63

Para cada tipo de ação foram combinadas direccionalmente as diferentes ações consoante

indicado no EC8, do seguinte modo:

a) EEd,X + 0,3 EEd,Y + 0,3 EEd,Z

b) 0,3 EEd,X + EEd,Y + 0,3 EEd,Z

c) 0,3 EEd,X + 0,3 EEd,Y + EEd,Z

Para além das combinações acima referidas, foram ainda estudadas a combinação dos estados

limite últimos e a combinação rara de ações. Recorrendo ao modelo computacional, estimaram-se

para cada microestaca os valores da Tabela 8 para as diferentes combinações consideradas, por

forma a desenvolver o dimensionamento das microestacas.

Tabela 8. Esforços axiais atuantes por microestaca-tipo.

Esforço axial atuante, 𝑁𝑆𝑑 (kN)

Combinação sísmica – Ação Sísmica Tipo 1 X -1666,6

Combinação sísmica - Ação Sísmica Tipo 1 Y -1671,1

Combinação sísmica - Ação Sísmica Tipo 1 Z -1632,2

Combinação sísmica - Ação Sísmica Tipo 2 X -1625,5

Combinação sísmica - Ação Sísmica Tipo 2 Y -1663,5

Combinação sísmica - Ação Sísmica Tipo 2 Z -1625,1

Combinação ELU -2519,4

Combinação Rara -1833,7

5.6.2 Dimensionamento da solução a adotada

Para o caso em estudo, e dado que se pretende reforçar as fundações existentes que suportam

pilares, é natural posicionar as microestacas nos topos dos pilares (por questões de facilidade de

execução) com o afastamento permitido consoante as dimensões da viga de encabeçamento e

sempre garantindo um espaçamento entre microestacas superior a três vezes o diâmetro da

microestaca.

Sabendo que microestacas inclinadas podem reduzir entre 10 e 20% as deformações da

estrutura quando comparadas com as microestacas alinhadas paralelamente, esta preferência é

naturalmente adotada, sendo as microestacas de cada topo direcionadas para o ‘exterior’ do pilar,

como indicado na Figura 34 [12].

64

Figura 34. Localização das microestacas de reforço no pilar P1 (Adaptado de [43]).

É de salientar que para o dimensionamento aqui apresentado, não foi considerada a resistência

e suporte estrutural que as fundações atuais oferecem, dada a vulnerabilidade do estrato em que se

apoiam e as suas condições de degradação.

A definição da secção transversal e armadura a considerar é o primeiro passo de um processo

iterativo, sendo tido em conta inicialmente a resistência axial a garantir. Numa segunda análise, esta

opção é verificada tendo em conta fenómenos de encurvadura, ações horizontais a resistir, entre

outros.

Analisando então o nível de cargas axial a que cada microestaca deve responder (Tabela 8), é

estudada uma solução comum de tubos ocos reforçados com varão GEWI 50 da classe A500 NR. O

dimensionamento inicial é feito para o E.L.U., sendo as opções a considerar apresentadas na Tabela

9, seguindo a fórmula (7) apresentada no EC3 para a resistência à compressão de elementos

metálicos de Classe 1 (elementos em que a resistência plástica pode ser atingida e a secção tem

capacidade de rotação).

𝑁𝑆𝑑 ≤ 𝑁𝑅𝑑 = 𝑓𝑦

× 𝐴 ∕ 𝛾𝑀0

(7)

Tabela 9. Valores resistentes de soluções dos tubos de armadura.

∅ 𝒆𝒙𝒕𝒆𝒓𝒊𝒐𝒓

(mm)

𝒆𝒔𝒑𝒆𝒔𝒔𝒖𝒓𝒂

(mm)

𝑨 (cm2) I (cm

4) i (cm) w

(cm3)

𝑴𝑹𝒅 (kNm) 𝑵𝑹𝒅 (kN)

∅ 𝟏𝟕𝟎, 𝟎 9,0 47,73 1,705E+03 5,98 191,66 97,6 2429,7

∅ 𝟏𝟕𝟕, 𝟖 11,5 6,08 2,09E+03 5,89 234,63 119,4 3058,7

Esta tabela apresenta uma parte muito simplificada de inúmeras opões que foram consideradas

em folha de cálculo, por simplificação. Os valores de 𝑁𝑅𝑑 obtidos indicam que a solução de ∅ 177,8 ×

9,0 não é viável para a situação de combinação para os E.L.U. em estudo, sendo por isso é adotada

∅ 177,8 × 11,5 como tubo de armadura resistente para a microestaca, que garante margem de

resistência para o valor de 𝑁𝑅𝑑. Foram apenas consideradas peças com valores de 𝑓𝑦𝑑 de 560 MPa.

Adicionalmente, é considerada a colocação de um varão GEWI ∅ 50, cujas características se

encontram na Tabela 10.

65

Tabela 10. Valores resistentes de varões GEWI.

Varão 𝑨 (cm2) 𝒇𝒚 (MPa) I (cm

4) 𝑵𝑹𝒅 (kN)

GEWI ∅ 50 19,63 500 3,07E+01 892,5

O método de injeção seguido, o IRS, é o mais recorrente hoje em dia e o que transmite mais

confiança a nível de qualidade de execução. Este método indica que a selagem a alta pressão é feita

seletivamente pelo tubo machete ao longo do comprimento de selagem, calculado mais à frente.

5.6.3 Verificação de segurança das microestacas

Para validação do dimensionamento proposto, é imprescindível verificar a segurança das

microestacas aos diferentes mecanismos identificados como mais propensos a resultar em rotura,

seguindo esta verificação as normas nacionais e internacionais e os métodos de verificação mais

utilizados e comprovados.

Dado o grande comprimento livre das microestacas entre a superfície do leito e a camada ZG4

(que tem um módulo de deformabilidade de 4 MPa), o fenómeno de varejamento deve ser previsto e

evitado na fase de dimensionamento. Em termos de conceção, há que ter em conta não só as

lâminas de água na zona de cada pilar, como a espessura da camada ZG4, não considerada como

resistente. O comprimento da lâmina de água é de 9,0m e 3,0m para o pilar P1 e P2 respetivamente,

o que adicionado à espessura da camada ZG4 resulta num comprimento de encurvadura de 9,8m

para o pilar P1 e 7,0m para o pilar P2.

Outra armadura foi então preconizada para esta obra de reforço, com a utilização de tubos

exteriores ∅406,4𝑥8mm de classe S355. Para potenciar a sua utilização, este tubo conta com o

acumular de funções, sendo que para além de servir de guia direcional para a execução das

microestacas faz também parte da estrutura que evita o fenómeno de encurvadura, ao diminuir o

comprimento de encurvadura da microestaca e a sua esbelteza. Este fenómeno é também controlado

com a adoção de um sistema de contraventamento em perfis HEB, cujo espaçamento é

dimensionado de modo a garantir valores de esbelteza do comprimento livre dos tubos exteriores

metálicos é inferior a 120, sendo a sua disposição apresentada no Anexo IX.

Contribuindo também para um decréscimo do comprimento de encurvadura da microestaca e

aumento da sua resistência, é também distribuída dentro do tubo exterior uma armadura de flexão

8∅16, que ajuda a responder aos momentos de 2ª ordem.

A Figura 35 ilustra a seção final, onde a ação do tubo exterior metálico, armadura de flexão e

tubo de armadura da microestaca é unificada com o preenchimento do interior exterior com betão,

que confere à estrutura a rigidez e interação necessária entre os elementos metálicos.

66

Figura 35. Seção da microestaca dimensionada (Adaptado de [𝟒𝟑]).

É então necessário averiguar, para cada microestaca, o aumento da resistência ao

encurvamento que o tubo deve garantir, seguindo a fórmula (8) prevista no EC3, aplicável às secções

de classe 1.

𝑁𝑆𝑑 ≤ 𝑁𝑅𝑑 = 𝜒 × 𝑓𝑦

× 𝐴 ∕ 𝛾𝑀1

(8)

O tubo exterior metálico adotado foi um Ø406,4x8,0 de aço S355JR, que conservativamente não

foi considerado no cálculo da área da secção nem na sua inércia, tendo apenas impacto no

coeficiente de encurvadura, 𝜒. A Tabela 11 indica os valores obtidos para esta verificação de

segurança, e no Anexo X é explicado o processo de cálculo deste coeficiente.

Tabela 11. Verificação da segurança à encurvadura por varejamento.

Microestacas A (cm2) I (cm

4) L=Le

(m)

𝜒 min 𝑵𝑹𝒅

(kN)

Verificação

𝑵𝑺𝒅 ≤ 𝑵𝑹𝒅

Pilar

P1

Ø406,4x8,0+

(Ø177,8x11,5+GEWI 50) 100+76,37 19874+1956 11,0 0,71 2862 2519<2862

Pilar

P2

Ø406,4x8,0+

(Ø177,8x11,5+GEWI 50) 100+76,37 19874+1986 5,0 0,96 3870 2519<3870

É então expectável que a solução adotada não apresente problemas de encurvamento das

microestacas, e o seu comprimento livre não seja um fator de instabilidade. Este tubo exterior deve

ser prolongado até penetrar em cerca de 2 metros na primeira camada de terreno, para o fixar no

topo inferior.

Outra verificação necessária incide sobre a resposta do terreno às cargas que lhe são

adicionadas por atrito lateral na zona do bolbo de selagem. Este procedimento é feito tendo como

base o método de Bustamante (abordado em 4.3.1), vastamente aplicado e o mais recorrente para a

verificação do comprimento de selagem necessário (𝐿𝑆) para dar resposta às cargas atuantes, tendo

em consideração as características do terreno. Seguindo a fórmula (9), é determinada a dimensão

mínima do bolbo, que se apresenta na Tabela 12.

𝐿𝑆 = (𝑁

𝜋×𝐷𝑆×𝑞𝑠) × 𝛾 (9)

Sendo:

N – Carga axial suportada pela microestaca (kN)

67

𝐷𝑆 – Diâmetro médio do bolbo de selagem (m). Este valor foi definido em ∅ =0,25m, mas o seu

cálculo implica a multiplicação por um parâmetro que considera a expansão do furo e considera o

solo em que o bolbo é executado (ZG2), definindo-se em 𝛼 = 1,6

𝑞𝑠 – Parâmetro indicador do atrito unitário (kPa). Este obtem-se a partir de ábacos que

consideram o método de injeção (IRS) e a natureza do solo na zona do bolbo (ZG2, cascalheiras).

Uma análise conservativa dos ábacos de Bustamante e Doix indica um valor de 250 kPa para a

situação estudada

𝛾 – Fator de segurança, definido em 2 pela garantia que as microestacas funcionam sempre à

compressão

Tabela 12. Parâmetros de cálculo para o comprimento de selagem.

Parâmetro N (kN) 𝑫𝑺 (m) 𝒒𝒔 (kPa) 𝜸 𝑳𝑺 (m)

1834 0,25 × 1,6 250 2 13

Um raciocínio inverso, considerando o comprimento do bolbo de 13m, permite estimar a

capacidade do terreno que lhe está associada:

𝑵𝑹 =(𝜋 × 0,25 × 1,6 × 250) × 13

2= 𝟐𝟎𝟒𝟐 𝒌𝑵

Considera-se assim verificada a resistência do terreno e a garantia que este suporta as cargas

que lhe serão transmitidas, dado que esse valor é superior ao valor a suportar, 𝑁𝑆𝑑 para a

combinação rara.

𝑵𝑺𝒅 = 𝟏𝟖𝟑𝟒 𝒌𝑵 < 𝑵𝑹 = 𝟐𝟎𝟒𝟐 𝒌𝑵

Estabelece-se assim um comprimento mínimo para os pilares, sendo que o P1 deve ter 35,0m e

o P2 36,0m, sendo estes valores resultantes da soma do comprimento de selagem necessário

calculado com a profundidade desde o nível de água até à zona ZG4.

5.6.4 Ligação das microestacas à estrutura existente

O sucesso da intervenção de reforço é condicionada pelo sucesso na transmissão das cargas da

estrutura existente para as novas estruturas executadas. A solução seguida nesta obra conta com um

posicionamento das microestacas perto dos pilares existentes, por forma a construir uma viga de

encabeçamento em betão armado que as unificasse ao pilar, como ilustrado na Figura 36. Ao mesmo

tempo, e em conjunto de um encamisamento parcial, esta solução permite aumentar a rigidez do pilar

e solucionar problemas de cavidades e descasque do betão que se verificaram na altura de inspeção.

68

Figura 36. Encamisamento do pilar dimensionado no projeto (Adaptado de [𝟒𝟑]).

Com base na modulação computacional em SAP2000, foram determinados os esforços atuantes

na viga a executar para ligação das microestacas ao pilar existente. A partir daí, dimensionaram-se

as armaduras e verificou-se a sua garantia ao esforço à flexão e esforço transverso atuantes. Todos

os resultados destes estudos levados a cabo pela JetSJ são apresentados no Anexo XI. De notar que

o dimensionamento proposto para alargamento da seção do pilar é mais relevante na direção

longitudinal ao rio, por forma a impactar o mínimo possível o estrangulamento local.

Para uma colaboração eficiente entre os materiais existentes e a estrutura envolvente a

construir, a superfície do pilar deve ser picada, para aumentar a rugosidade, e devem ser inseridos

ferrolhos e varões GEWI para aumentar a interação entre os betões de diferentes idades. Os varões

GEWI ∅32mm serão no total 14 por pilar, distribuídos em duas alturas (como indicado na Figura 38 a

azul-escuro) e merecem proteção especial à corrosão, garantida pelo sistema de proteção

apresentado no Anexo XI. Já os ferrolhos de ∅16mm implicam uma furação de ∅20mm com

preenchimento com resina epóxi e serão espaçados de 0,5m, como indicado na Figura 37. A solução

global dimensionada para o encamisamento pode ser analisada com mais detalhe no Anexo XI.

Figura 37. Pormenor da localização de ferrolhos para encamisamento do pilar (Adaptado de [𝟒𝟑]).

O cálculo das tensões na interface destes dois tipos de betões (𝜈𝐸𝐷) é importante no sentido de

controlar a força de corte e evitar falta de cooperação estrutural, seguindo (10):

69

𝜈𝐸𝐷 =𝑁𝐸𝐷

𝑃𝑖𝑙𝑎𝑟

2 𝑓𝑎𝑐𝑒𝑠×𝐻×𝐿=

15058,9 𝑘𝑁

2×5,4×12,0= 116,2 𝑘𝑁/𝑚2 (10)

Essa tensão deve ser comparada com a tensão máxima admissível que garante a resistência ao

escorregamento, descrita no capítulo 6.5.3 do EC2, consoante a fórmula (11), o que verifica a

viabilidade da solução. É de notar que esta verificação é conservativa, dado que não foi considerada

a contribuição dos ferrolhos previstos. Aqui, c é um coeficiente relacionado com a rugosidade da

superfície e 𝑓𝑐𝑡𝑑 a tensão de rotura à tração.

𝜈𝑅𝐷 = 𝑐 × 𝑓𝑐𝑡𝑑 = 0,4 × 1333 = 533 𝑘𝑁/𝑚2 (11)

Para a ligação da cabeça das microestacas ao maciço de encabeçamento, deve ser colocada

uma peça metálica que conta com uma chapa metálica com 30mm de espessura e 500mm de

diâmetro, como ilustrado na Figura 38.

Figura 38. Peça da cabeça da microestaca para ligação ao maciço.

De modo a aumentar a adesão entre a microestaca e o betão, é ainda considerada uma hélice

de ∅10mm, espaçada de 15 cm e soldada a 45º, de acordo com a ilustração da Figura 39. Esta hélice

desenvolve-se ao longo de 1m, comprimento de penetração da microestaca no maciço de

encabeçamento.

Figura 39. Pormenor da ligação da microestaca ao maciço de encabeçamento (Adaptado de [𝟒𝟑]).

70

No Anexo XII, pode ser visto com mais detalhe um corte da zona de ligação da microestaca ao

maciço e da sua ligação à estrutura existente. Um alçado da solução final preconizada é ilustrado na

Figura 40, onde se podem ver as estacas existentes (a branco), as microestacas a executar (a azul),

o encamisamento do pilar (a cinzento) e o comprimento do bolbo de selagem na camada ZG2, para o

pilar P1.

Figura 40. Perfil transversal da solução para o pilar P1.

5.6.4 Materiais

São vários os materiais implicados na execução da solução de microestacas, tendo a definição

das suas características em consideração as particularidades do meio, a tecnologia disponível e as

condições de segurança a garantir. As soluções de seguida apresentadas são as comuns para

fundações de pontes em água doce.

As características do betão são determinantes no seu comportamento futuro e na garantia de

durabilidade, segurança e economia, salvaguardando que este tem de cumprir os regulamentos da

norma NP EN 206-1:2007. A escolha pondera diferentes fatores: meio envolvente e a sua

agressividade, diferentes partes da estrutura ou tipo de obra em causa.

71

Dado o teor da obra e a durabilidade pretendida, a classe de resistência à compressão é C30/37,

à qual está associada uma relação a/c máxima de 0,55. Já a classe de exposição adequada para a

classificação da corrosão por carbonatação segundo o EC é a XC4, dado o carácter “ciclicamente

húmido e seco”, com “superfícies de betão sujeitas ao contacto com a água, fora do âmbito da classe

XC2.

A classe estrutural relaciona-se, para além do período de vida útil pretendido, com a qualidade,

composição e resistência do betão. A classe estrutural S4 está associada a um período de vida útil de

50 anos, e é adotada para o betão aplicado no interior do tubo exterior. Para esta classe, é associado

um recobrimento mínimo de 45mm, que deve ser garantido por forma a validar o período de vida útil

de 50 anos.

Uma especificação completa do betão a aplicar em obra deve indicar a norma a seguir, a classe

de resistência à compressão, a classe de exposição, a máxima dimensão do agregado mais grosso, a

classe de consistência e o teor de cloretos. Nesse caso, e para o betão dos maciços de

encabeçamento, teríamos: NP EN 206-1; C30/37; XC4; Dmáx 32; S3; Cl 0,4.

Quanto ao cimento a usar nas microestacas, deve ser tido em conta a potencial agressividade do

meio, que leva à adoção de CEM IV 42,5 em vez de CEM I 42,5, prevendo uma eventual degradação

precoce por ataques químicos. Para a injeção, preconiza-se uma solução com relação a/c de 0,4,

valor alterado ao longo do comprimento de selagem para 0,44 e onde a pressão de injeção deve ser

no mínimo de 0,2 MPa. Este cimento deve garantir, após 7 dias, uma resistência à compressão de 27

MPa. A quantidade de volume injetado é estimável com base no tipo de solo de fundação e o tipo de

injeção dimensionada, sendo os valores apresentados no Anexo V uma estimativa fiável.

Tabela 13. Características dos elementos metálicos dimensionados para a obra.

Microestacas Tubo armadura N80 (API 5A)

Varões GEWI fy>500 MPa

Perfis e chapas S355 J0

Armaduras gerais A 500 NR

As características dos elementos metálicos foram já abordadas anteriormente, sendo a Tabela

13 uma síntese das opções tomadas. O tubo de furação do solo utilizado foi um Ø250mm, sendo o

topo de perfuração diamantado para facilitar o corte do solo, como mostra a Figura 41, onde também

é visível em pormenor o sistema de ligação entre estes tubos.

72

Figura 41. Tubos metálicos que trabalham como armadura da microestaca.

5.7 Processo construtivo

O processo de construção das microestacas segue os procedimentos comuns para este tipo de

obra e características da solução adotada. As fases da construção previstas são de seguida

resumidamente explicadas.

1) Montagem do estaleiro de obra e da plataforma de trabalho, que deve ocupar no máximo uma

via e onde é montada a estrutura metálica de suporte à colocação dos tubos exteriores e

trabalhos de execução do maciço e de encamisamento do pilar;

2) Fixação dos aparelhos de monitorização e instrumentação (tema desenvolvido no capítulo

5.8), por meio de uma auto-grua com bailéu colocada no tabuleiro da ponte;

3) Preparação e colocação de tubos exteriores em PVC para posterior furação com tubos de

encamisamento Ø250mm. O topo dos tubos em PVC seve chegar a uma cota ligeiramente

superior aos 0,00m;

73

4) Colocação da armadura das microestacas Ø177,8x11,5mm pelo interior dos tubos de

Ø250mm e respetiva injeção pelo sistema IRS. Como explicitado anteriormente, o

comprimento de selagem deverá rondar os 13m, a executar na zona ZG2;

5) Inserção do varão tipo GEWI de 50mm no interior das microestacas ao longo de todo o seu

comprimento; Colocação do tubo exterior Ø406,4x8mm, cujo comprimento deve ser suficiente

para chegar à ZG2, tendo assim os tubos exteriores cerca de 11m no pilar P1 e cerca de 5m

no pilar P2 (estes tubos não são visíveis por estarem submersos);

6) Colocação da armadura de varejamento 8Ø16 no interior do tubo exterior, sendo o topo desta

deixado até uma cota superior para posterior ligação à viga de encabeçamento das

microestacas;

7) Injeção de preenchimento no interior do tubo exterior Ø406,4x8mm;

8) Trabalho para o encamisamento do pilar e sua ligação à viga de encabeçamento das

microestacas: picagem da superfície, lavagem superficial do pilar com jato de areia,

colocação de ferrolhos e montagem do sistema de cofragem metálica: 5 perfis HEB160 e

chapa metálica;

9) Execução das vigas de encabeçamento das microestacas;

10) Encamisamento do pilar;

11) Desmontagem dos equipamentos de apoio à betonagem, cofragem e outros.

74

As microestacas vão ser feitas a partir do tabuleiro, como se pode ver na Figura 42. Isso implica

a instalação provisória de uma plataforma metálica em consola, assente numa parte da via e que

conta com um contrapeso. Para montagem da plataforma, é necessário retirar o lancil, tendo em

atenção a possibilidade de existirem serviços (água, etc.) nessa zona.

Figura 42. Equipamento e estaleiro de execução de microestacas.

O peso da máquina de microestacas é consideravelmente menor que a maquinaria de estacas,

para além de ser de mais fácil o seu transporte e manuseamento. Estes fatores contribuem para a

adoção desta técnica, especialmente em casos como o estudado, que implicam a ocupação de uma

via de circulação.

A betonagem do maciço de encabeçamento deve ser feita no período de maré vazia. A cofragem

deve ter pendentes num dos lados, para que durante a betonagem (submersa), a água seja

encaminhada para uma das extremidades.

Como processo de furação podia ter sido adotado o sistema de microestacas auto-perfurantes

com bit perdido. O facto neste método não ser feito um bolbo de selagem por IRS é compensado por

um ligeiro acréscimo do comprimento da microestaca. Este sistema de execução é mais eficaz e tem

maior rendimento, porque quando a furação acaba a microestaca já está feita.

5.8 Plano de observação e instrumentação

É inquestionável a importância do investimento no acompanhamento da resposta da estrutura ao

longo da intervenção e nos primeiros meses após a sua conclusão. Só uma análise cuidada das

alterações de comportamento que podem resultar tornam possível minorar riscos e garantir condições

de segurança, evitando acidentes e trabalhos imprevistos.

Na obra estudada, bem como em qualquer intervenção semelhante, uma instrumentação

insuficiente pode prejudicar grandemente a durabilidade da estrutura. Isto porque a intervenção de

reforço deve ser constantemente monitorizada, e um acompanhamento deficiente põe em causa a

deteção de eventuais erros ou comportamentos anormais. Dado o carácter da intervenção em estudo,

75

torna-se nesta fase fulcral monitorizar os possíveis deslocamentos verticais e horizontais dos pilares

P1 e P2. Outras alterações ao comportamento da ponte não devem ser menosprezadas, mas

relacionam-se com a superestrutura, que foi alvo de reabilitação no passado. Como tal, justifica-se o

uso de alvos topográficos como instrumentos de medição destas variáveis. Como os movimentos

esperados devem presumivelmente dar-se na direção vertical, não foram considerados inclinómetros.

Na definição dos valores medidos aceitáveis para o deslocamento vertical dos pilares, devem ser

tidas em conta todas as características e especificações da obra. Para a sua estipulação, são

considerados fatores como a geologia local, a solução a executar e o tipo de instrumentação adotado.

Sendo os deslocamentos um indicador incremental e não pontual, a variação máxima dos parâmetros

divide-se em dois níveis, apresentados na Tabela 14. O valor definido para critério de alerta é dado

pelo deslocamento obtido pela modelação geotécnica efetuada em fase de dimensionamento, que

decorre da simulação do comportamento do terreno às cargas atuantes. Para o critério de alarme, o

valor é definido pela duplicação do valor anterior.

Tabela 14. Critérios de avaliação dos deslocamentos medidos.

Deslocamento horizontal Deslocamento vertical

Critério de alerta 10mm 15mm

Critério de alarme 20mm 30mm

Tendo como objetivo primordial a medição dos deslocamentos dos pilares da ponte, os alvos

topográficos devem ser colocados no topo dos pilares, como ilustra a Figura 43. São colocados 4

alvos por pilar como indicado no Anexo XIII, num total de 8 unidades. É importante que tanto numa

fase inicial, de confirmação da geologia local, como durante a execução das microestacas, seja

avaliada a necessidade de aumentar o número, tipo de alvos, e sua localização.

Figura 43. Localização dos alvos topográficos no perfil longitudinal do pilar (Adaptado de [𝟒𝟑]).

Os alvos topográficos, ou prismas de reflexão total, devem ser aplicados em suportes que

permitam um ajuste da sua orientação, com o objetivo de garantir leituras com margens de erro

inferiores a 1 mm e assim acompanhar corretamente a evolução do comportamento da estrutura.

76

Como os alvos são úteis apenas durante a obra, não é interessante a sua fixação permanente à

estrutura. Assim, optou-se por colocar os alvos topográficos colados a chapas metálicas planas, que

por sua vez são coladas à estrutura com resina.

A interpretação de dados pressupõe uma quantidade significativa de medições disponíveis e

válidas, de modo a ser possível comparar valores de posicionamento absoluto e avaliar tendências.

As leituras devem ser feitas a partir de aparelhos topográficos assentes em locais onde a influência

da obra no solo não se faça notar. Dadas as características da obra, é aconselhável a recolha

semanal de leituras, a apresentar à fiscalização sob forma gráfica.

Logo após a aplicação dos alvos, é feita uma primeira medição, denominada por “Leitura 1”, a

partir da qual as leituras futuras serão comparadas. Os valores das 5 leituras feitas até à data de

entrega desta dissertação são apresentados no Anexo XIV, sendo que para cada leitura pode ser

feita uma comparação direta entre a Leitura 1 e a mais recente. Os valores obtidos indicam que

nalguns alvos foram atingidos valores de alarme, podendo estes estar relacionados com variações de

temperatura nos instantes das medições, que têm naturalmente influência na expansão dos materiais

onde estes estão suportados.

Caso as leituras apontem valores anormais ou inesperados de deslocamentos, deve ser

aumentada a sua frequência, permitindo um controlo da situação e adoção de medidas o mais

rapidamente possível. Se as medições efetuadas revelarem insuficiência estrutural das fundações

pelo incumprimento dos valores de alerta, é necessário tomar medidas corretivas do projeto. Nestes

casos, a revisão deve incidir, em primeiro lugar, na análise da necessidade de aumento do intervalo

de tempo entre a execução de microestacas, permitindo um assentamento mais consolidado do solo

onde estas se apoiam. Caso a primeira medida não se verifique eficaz, é necessário ponderar o

aumento do número de microestacas a implementar ou suas características mecânicas, e com isso

fazer uma revisão do projeto a nível de modelação e cálculos justificativos.

5.9 Acompanhamento da obra

Os trabalhos de estaleiro e preparação da obra foram iniciados em Setembro, tendo-se

verificado os primeiros desenvolvimentos a nível de intervenção apenas em meados de Outubro. O

acompanhamento da obra permitiu uma perceção real do planeamento já estudado em documentos

de projeto. No local, é possível compreender o impacto diário das várias condicionantes e

imprevistos, que se refletem em termos de planeamento, orçamentação e também em termos

técnicos.

Em termos de observação da envolvente, verifica-se que o volume de tráfego é bastante

significativo. Nesse sentido, e como mostrado na Figura 44, foi reduzido ao máximo o espaço

ocupado pela máquina de furação, de modo a garantir continuidade de circulação em 2 vias, uma em

cada sentido.

77

Figura 44. Condicionamento do tráfego da ponte.

Em termos de escoamento do rio, e tendo em conta a meteorologia bastante favorável até à

altura de escrita desta dissertação, não se registaram imprevistos nos trabalhos causados por mau

tempo ou volumes de escoamento/cheias anormais e restritivas.

Como mostrado na Figura 45, o primeiro pilar a ser reforçado foi o pilar P2. Isto porque, sendo o

pilar com uma lâmina de água menor, é expectável que os trabalhos tenham menos problemas

associados. Esta figura mostra ainda que simultaneamente à execução das microestacas do pilar P2,

é adiantado trabalho de colocação dos tubos exteriores no pilar P1, com 2 dos 3 tubos-guia de PVC

já prontos.

Figura 45. Execução das microestacas de jusante no pilar P2 e colocação dos tubos exteriores no pilar P1.

Tendo a obra sido iniciada tardiamente (o início estava previsto para Abril de 2016), não foi

possível o seu acompanhamento total. No entanto, as primeiras etapas do processo construtivo

(capítulo 5.7) foram acompanhadas, como se pode ver pelas figuras apresentadas.

Como em qualquer intervenção, surgem dificuldades não previstas em projeto. Em fins de

Novembro e aquando a execução das primeiras microestacas no pilar P2, a técnica de execução das

microestacas foi por várias vezes inviabilizada, o que teve como consequência a suspensão dos

78

trabalhos e revisão do projeto estrutural. Na altura de inserção da armadura das microestacas

(Ø177,8x11,5mm) pelo interior dos tubos de encamisamento (Ø250mm), o comportamento do solo

não foi o previsto dado que o tubo armadura não penetrava no terreno.

Este contratempo foi indiciado pela dificuldade de penetração dos tubos de armadura: a

perfuração e limpeza interior feita pelos tubos de encamisamento no pilar P2 foi feita até aos -30m

sendo inserido tubo de armadura posteriormente. Quando se subiu o tubo de encamisamento em 3m

e se tentou descer a armadura, este só penetrou 50cm no terreno, o que indica que o terreno

resvalou e que o terreno da camada ZG2 é bastante menos compacta que o previsto, sendo a sua

constituição maioritária de areias. Esta incompatibilidade entre a realidade e o previsto pelo Estudo

Geotécnico pode-se justificar não só pela menos fiabilidade do ensaio SPT em solos com grande

granulometria, como também pela possível falta de calibração dos equipamentos, localização e/ou

quantidade desadequada de sondagens.

O acompanhamento da solução adotada não foi possível por incompatibilidade de calendário,

mas até à data de entrega da dissertação, uma técnica possível seria a execução de microestacas

auto-perfurantes.

As microestacas auto-perfurantes evitam estas situações, dado que a perfuração, introdução da

armadura, injeção de calda e selagem são processos praticamente simultâneos. Estas microestacas

utilizam como armadura varões ocos que na sua cabeça têm instalado um bit perdido para furação do

terreno, que é ajudada pela circulação de água (que também contribui para a sua limpeza). Após a

furação até à cota pretendida, a injeção de calda é feita pelo interior do tubo.

A Tabela 15 apresenta valores para alguns dos tubos utilizados neste processo. Como se pode

concluir, para o caso em estudo seria adequado a adoção de tubos 103/51. Estes tubos são

nervurados, o que facilita a perfuração do terreno e aumenta a aderência futura entre a calda e a

armadura.

Tabela 15. Valores característicos de tubos de armadura auto-perfurantes Titan.

∅ 𝒆𝒙𝒕𝒆𝒓𝒊𝒐𝒓 ∅ 𝒊𝒏𝒕𝒆𝒓𝒊𝒐𝒓 A (cm2) 𝒇𝒚𝒅 (N/mm

2) NRd (kN)

103/78 103 78 31,46 500 1950

103/51 103 51 55,01 500 2750

Como vantagens em relação às soluções de microestacas mais frequentes, as auto-perfurantes

destacam-se pela sua rapidez de execução e elevados rendimentos, sendo por isso mais

económicas. Para além disso, devido à maquinaria envolvida podem ser construídas em praticamente

qualquer local e permitem um maior controlo de qualidade. Dado o processo construtivo, o seu

comportamento em maciços com pobres condições geotécnicas é bastante adequado e o resultado

do solo envolvente é melhor, por estar mais compactado [44].

No entanto e dada a esbelteza desta solução, por vezes há necessidade de agrupar vários tubos

(com ajuda de helicoides exteriores), o que a torna pouco competitiva economicamente. Neste caso

de estudo, e dados os grandes comprimentos de encurvadura a resistir, há que ter especial atenção a

este fenómeno. Sendo as microestacas aplicadas em condições submersas e num meio

79

quimicamente muito ativo, é também importante garantir uma resistência adequada à corrosão das

armaduras.

5.10 Orçamentação aproximada da solução de microestacas

Uma estimativa orçamental da obra em estudo é importante para perceber a dimensão financeira

de uma intervenção corrente de reforço de fundações de pontes e viabilizar as opções tomadas.

O orçamento preliminar e entregue pela empresa de projeto segue as normas gerais de uma

intervenção de obra de arte corrente e contempla 3 categorias: sinalização de obra, trabalho de

execução e outros equipamentos de auxílio aos trabalhos. Todos os valores correspondentes a estas

categorias estão apresentados no Anexo XV, sob forma de uma tabela elaborada pela JetSJ, que se

baseia nas quantidades de material previstas em projeto e estima de valores unitários de mercado

para estes materiais. Não é aqui apresentada a orçamentação final e preços contratuais, por não

estarem disponíveis para divulgação mas espera-se uma gama de valores aproximada à quantia aqui

referida.

O custo da sinalização é facilmente calculável para uma obra desta dimensão, sendo necessário

garantir o DL 33/88 de 12 de Setembro no que toca a sinalização vertical e horizontal de vias de

circulação e sinalização de alerta. Estes equipamentos devem ser refletores e estimam-se num total

de 10.000€.

No que toca ao grande volume de investimentos, os materiais e execução da obra, estes são

divididos em cofragens, betões e aço.

As cofragens consideradas são as utilizadas para execução do maciço de encabeçamento, tanto

em moldes perdidos como cofragem à superfície para o encamisamento dos pilares. Já o betão foi

considerado tanto para a execução das microestacas como para o maciço de encabeçamento.

Os elementos metálicos considerados são os tubo-machete, varões GEWI (com Ø50mm e

Ø32mm), tubos metálicos TRS Ø406,4x8mm, perfis HEB, chapas de aço laminado e varões para

armadura A500.

Relativamente a equipamentos auxiliares, inclui-se todo o estaleiro de apoio à obra, como

estaleiro de materiais e maquinaria, espaço para a equipa de supervisão e fiscalização (escritórios,

zonas de higiene, zonas sociais, etc.) ou sistemas auxiliares (de comunicação, redes, etc.). É também

aqui contabilizado o processo de monitorização e acompanhamento de obras, tanto a nível e

instrumentos utilizados como de leituras e interpretação de resultados.

5.11 Opção alternativa ao uso de microestacas

Para o caso em estudo, uma opção de reforço alternativa seria a aplicação de jet grouting. Esta

técnica, em relação à opção por microestacas, revela-se mais adequada para situações em que o

80

solo não é tão competente, pois o facto do atrito garantido entre a estrutura e o solo ser menor é

compensado pelo aumento do diâmetro da estrutura a dimensionar.

As características deste processo foram já apresentadas no capítulo 3.4, sendo aqui explicada

aplicação da técnica ao caso de estudo.

5.11.1 Conceção da solução

O estudo da viabilidade de uma solução de jet grouting implica várias etapas. Em primeiro lugar,

e como em qualquer outra ação de melhoria do solo, há que levar a cabo uma prospeção geotécnica

que permita traçar o perfil geológico do local, com recurso a ensaios SPT e estudo do nível freático

local. Parâmetros do solo e as suas características químicas e mecânicas são determinantes, como a

granulometria, peso volúmico, índices de permeabilidade e coesão, materiais constituintes, entre

outros. Para analisar o material resultante, é aconselhável extrair uma porção de solo e misturá-la

com cimento, de modo a analisar as propriedades resultantes e corrigir os parâmetros necessários.

Estuda-se de seguida a estrutura em causa e as combinações de ações às quais se pretende

responder. A partir daí, faz-se um pré-dimensionamento das colunas, a nível do seu diâmetro,

afastamento, tipos de jato a utilizar, características da calda e pressão a aplicar durante a injeção.

Segue-se então um dimensionamento mais pormenorizado da solução, considerando o E.L.U. da

capacidade de carga do terreno, dos elementos estruturais e o E.L.S. para o estudo de

assentamentos axiais [8].

Durante a execução, há que controlar todo o processo, quer a nível da calda e do refluxo que sai

pelos tubos de alívio (viscosidade, densidade), quer por possíveis movimentos do solo.

5.11.2 Dimensionamento de uma coluna de jet

Como o caso de reforço de solo em estudo se aplica às fundações de uma ponte, é

inquestionável a necessidade de recorrer a microestacas como elemento de ligação entre as colunas

e o maciço do pilar. Assim, aquando a injeção, é introduzida a armadura da microestaca, que deve

posteriormente ser ligada ao maciço com um procedimento idêntico ao já explicado no Capítulo 5.7.

Em relação à disposição espacial das colunas sob o pilar, e dado que a solução é de reforço

local do solo que suporta os pilares, não fazem sentido disposições em painel ou cortina, mas sim de

colunas adjacentes e concentradas.

As colunas de jet grouting seriam executadas na camada de solo ZG3 e ZG4, com valores de

NSPT inferiores a 30. Considerado um sistema de injeção do tipo 2, pode-se pré-dimensionar as

colunas com 1,2m de diâmetro, valor mínimo de boas práticas execução que não interfere com as

estacas existentes. Isto tem também em conta o facto de as colunas terem de ser ligadas à estrutura

por microestacas e de estas terem de estar relativamente próximas do pilar existente, para posterior

execução do maciço de encabeçamento em torno do pilar. As colunas neste caso não poderiam ter

diâmetros superiores a 2m, por forma a evitar uma redução da área de atrito com o solo devido à

sobreposição de colunas.

81

A análise do gráfico da Figura 46 é indicativa dos diâmetros correspondentes a cada tipo de jet,

para os diferentes valores de NSPT do solo. Após definido o diâmetro a preconizar, é necessário definir

os parâmetros do jato que constrói a coluna: pressão de injeção, volume da calda, velocidade da

subida, entre outros.

Figura 46. Relação entre os valores de NSPT do solo e diâmetros de coluna necessários (Adaptado de [𝟒𝟓]).

Para provocar a erosão do terreno, a potência hidráulica de erosão (P) depende diretamente de

vários parâmetros que diferem consoante o tipo de injeção adotado (como apresentado na expressão

(12)), o que resulta em diferentes diâmetros máximos executados.

(12)

Q – Caudal de calda injetada (l/min)

p – Pressão de injeção (MPa)

- Coeficiente de eficiência do jet, sempre inferior ao coeficiente de eficiência da bombagem

Para o caso em estudo, o solo em que as colunas seriam executadas é de cascalheiras, sendo

os valores para os três tipos de jet aproximadamente dados pelos valores apontados na Tabela 16.

Tabela 16. Características dos diferentes tipos de jet.

Jet 1 Jet 2 Jet 3

Pressão de injeção (MPa) 40 40 40

Caudal injetado (l/min) 100 150 300

Diâmetro dos furos de injeção (mm) 3 4 5,5

Potência de injeção (kW) 50 80 160

Diâmetro máximo das colunas em cascalheiras (m) 1,4 1,6 2,8

Para efeitos de dimensionamento, é importante definir ainda a velocidade de subida do jet, V

(cm/min), e o tempo de estação em cada patamar, T (s/cm). O impacto do jet no solo é então

resultante da transformação da energia potencial ( ) de injeção do jet em energia cinética ( )

responsável pela destruturação do solo. Os valores de energia são sempre referentes a um metro de

coluna executada e o seu cálculo segue a fórmula (13).

(13)

82

Para além dos parâmetros estudados acima, é imperativo estimar os valores de resistência

obtidos. Para a estrutura, o E.L.U. é calculado tanto para valores de compressão ( ) como de tração

( ), ambos para a combinação rara de ações. A expressão (14) e (15) enunciam os valores máximos

de tensões admissíveis para o comportamento à compressão e tração, respetivamente.

(14)

(15)

Para a capacidade de carga do terreno, o E.L.U é referente à resistência de ponta ( )

e ao atrito lateral (L). Tal como as microestacas, o método de Bustamante é seguido para quantificar

o comprimento necessário de desenvolvimento da coluna de jet grouting, seguindo a expressão (16).

(16)

Tal como nas microestacas, o valor de é definido com recurso a gráficos que

relacionam o número de pancadas do ensaio SPT com o tipo de solo em causa e contribui para um

comprimento mínimo necessário de 10,8 metros, caso o diâmetro adotado seja de 1,2m e a coluna

executada no estrato de solo ZG4 (com os parâmetros definidos em 5.6.3). Este cálculo utiliza os

valores dados pela Tabela 8 para a combinação dos E.L.U. para valor atuante em cada microestaca,

aqui repercutido para coluna de jet. A solução seria aproximada à da Figura 47.

Dadas as características do solo e o funcionamento das colunas de jet grouting, a resistência de

ponta oferecida não deve ser desprezada. Assumindo um valor razoável para a situação, de 1 MPa,

obtém-se, pela equação (14) e desprezando o comportamento à flexão, um valor resistente por

coluna de 1000 kN, considerando um diâmetro de ação de 1m que se apoia na camada ZG2. Como

valor de módulo de deformabilidade, deve ser obtido um valor entre os 0,5 e 1,0 GPa.

Figura 47. Solução de reforço por jet grouting.

83

5.12 Comparação da solução de microestacas com colunas de jet grouting

As especificidades e situações ideais de execução de cada técnica foram já apresentadas em

capítulos anteriores, bem como as vantagens e desvantagens associadas. Uma possível comparação

entre as duas técnicas é ilustrada na Figura 48. Resta então comparar diretamente as duas soluções

estudadas, consoante a eficácia que garantem.

Figura 48. Esquema de situações de aplicação de microestacas e jet grouting (Adaptado de [𝟒𝟓]).

Para dimensionar colunas de jet grouting a partir de soluções de microestacas, há que entender

o conceito do seu funcionamento: dado que a maior parcela de resistência de uma microestaca é

dada na zona do comprimento de selagem, há que garantir que as colunas, tendo um menor

desenvolvimento em profundidade, oferecem um mesmo valor de resistência à compressão,

permitindo um menor comprimento de selagem em profundidade. Assim, há que igualar o valor

resistente obtido na zona de selagem da microestaca pelo valor de atrito lateral ao longo de toda a

coluna. Esta discrepância de valores de comprimento vertical necessário prende-se com o facto de as

colunas jet grouting terem um diâmetro muito superior, o que aumenta muito a área de resistência

lateral.

As microestacas apresentam-se como vantajosas em situações de execução sensíveis, dada a

pouca perturbação que transmitem ao solo durante a execução e por possibilitarem um maior controlo

durante a execução. Para além disso, permitem uma economia maior no consumo de calda, que

resulta numa menor necessidade de espaço de estaleiro.

Por outro lado, o jet grouting permite um leque maior de situações de execução, dado que pode

ser solução em terrenos com valores de NSPT abaixo das 40 pancadas, ao contrário das microestacas,

que não garantem uma resposta adequada às cargas aplicadas nestas situações. Dada a estrutura

resultante da execução, a solução de jet grouting apresenta ainda maior rigidez e capacidade de

resistência por ponta.

Para o caso em estudo, a opção pela técnica de jet grouting deve ser considerada dado que o

tipo de solo é cascalheiras, sendo a granulometria aberta (e não solo argiloso) e os valores de NSPT

84

inferiores a 50, o que viabiliza a técnica. Adiciona-se uma maior resistência à instabilidade por

encurvadura pelo seu confinamento dentro das colunas de jet. No entanto esta tem ainda de ser

monitorizada, pois os esforços de compressão nas microestacas na zona entre o pilar e a coluna são

os mesmos e estas estariam também sujeitas a fenómenos de encurvadura. Tudo isto não iria trazer

uma poupança a nível de material e seria uma solução mais difícil de executar.

O reforço de pontes o jet grouting não poder aqui ser aplicado diretamente como técnica de

recalce sob os pilares centrais pois implica a utilização de microestacas e construção de viga de

encabeçamento para ligação ao pilar existente. Para além disso, o jet grouting tem a particularidade

de, quando aplicado em rios trazer desvantagens ambientais, pela possível percolação de calda para

o caudal do rio, que embora em pequena quantidade, pode ter impacto na fauna e flora local.

A comparação das soluções não pode descurar a sua análise económica. Essa comparação é

então feita entre o orçamento estimado apresentado no capítulo 5.10 e uma estimativa de orçamento

para a solução por colunas de jet grouting.

Admitindo um preço unitário aproximado de 120€ por metro de comprimento para uma coluna

com 1,2m de diâmetro e altura da totalidade da camada ZG4, obtêm-se um total de 22 320€ para a

execução das colunas. Em relação ao orçamento para as microestacas abordado no capítulo 5.10, a

diferença baseia-se no menor comprimento necessário do tubo armadura das microestacas (de um

comprimento de 13m na zona ZG2 para o apenas o comprimento da camada ZG4) e varões GEWI,

passando a ser dispensável a utilização de tubos exteriores ∅406,8x11,5. Os valores associados à

viga de encabeçamento, encamisamento do pilar, instrumentação e encargos fixos de obra

pressupõem-se os mesmos.

Assim, uma estimativa aproximada indica um valor de 351 028,77€ para a solução de

microestacas e 293 064,72€ para a solução por colunas de jet grouting. Apesar de bastante mais

barata, a solução alternativa não é aconselhável por a sua proximidade às fundações existentes

poder afetar a sua estabilidade.

85

6. Conclusões e desenvolvimentos futuros

6.1 Considerações gerais

O desenvolvimento desta dissertação permitiu, em primeiro lugar, uma consciencialização da

importância do reforço de fundações de pontes antigas. Sendo sabido que a sua manutenção é

frequentemente descurada, é importante divulgar a necessidade de investimento nesta área, como

ação promotora do bem público.

Com a evolução tecnológica das últimas décadas, os métodos de prospeção tornaram-se mais

fidedignos e a sua consideração revelou-se cada vez mais indispensável. No passado, e por esta

etapa de construção ser muitas vezes menosprezada pela fraca precisão dos resultados obtidos,

muitas das soluções de fundação que foram adotadas provam-se hoje inadequadas. Esse facto só

corrobora a necessidade de um investimento forte a nível de fundações de infraestruturas antigas,

que a nível de fundações se encontram muitas vezes mal concebidas. É também de realçar o

carácter imperativo da revisão do projeto ao longo de todas as fases da obra - desde a escavação à

monitorização topográfica após a obra estar concluída – com o intuito de confirmar os pressupostos

em que a conceção das soluções se basearam e avaliar a adequabilidade dessas soluções.

Assumindo um melhor cenário económico para o país nos próximos anos, é necessário apostar

num investimento do património existente e na sua requalificação de modo a garantir, para além da

segurança dos utilizadores, a preservação de edificações históricas que contribuem para a identidade

de Portugal.

6.2 Desenvolvimentos futuros

Dada a recorrência da temática estudada, muitas outras técnicas de reforço serão futuramente

adotadas noutras situações. Fica a sugestão de, nestes casos, ser também feito um

acompanhamento por parte dos estudantes de Engenharia Civil destas obras, por forma a criar um

banco público de documentos que possam cobrir as várias técnicas de reforço de fundações de

pontes existentes. Esse conjunto de documentos teria, para além do incontornável carácter técnico,

uma importante mensagem educacional, promovendo a reabilitação do património nacional e a

necessidade de investimento nas pontes como medida de segurança.

Sobre a obra, o seu acompanhamento nas futuras etapas é interessante numa perspetiva de

análise à resposta em obra a condicionantes inesperadas, bem como do processo construtivo de

microestacas auto-perfurantes. Complementarmente ao acompanhamento da obra, seria interessante

que fosse feita a calibração de modelos de cálculo recorrendo-se a ensaios de carga, que permitem a

análise dos deslocamentos da estrutura à variação de cargas.

86

87

Referências Bibliográficas

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Mestrado em Engenharia Civil, Instituto Superior Técnico, Outubro de 2009

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[38] https://pontesvida.wordpress.com/2011/12/02/35-ponte-da-vala-nova/

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[39] JetSJ, Memória Descritiva - Ponte da Vala Nova, Junho de 2014

[40] http://www.jornaldaconstrucao.pt/index.php?id=6&n=993

[41] http://www.omirante.pt/?idEdicao=54&id=76584&idSeccao=479&Action=noticia

[42] JetSJ, Estudo Geológico e Geotécnico, Abril de 2013

[43] JetSJ, Desenhos de Projeto da Ponte da Vala Nova, Setembro de 2013

[44] Catálogo DYWI Drill, Barra Auto-Perfurante, Dywidag-Systems International

[45] Fundações por Microestacas e Jet Grouting, Slides da cadeira de Estruturas de Edifícios de

Betão Armado, Instituto Superior Técnico

90

91

Anexos

92

Anexo I – Classificação do estado de degradação da estrutura de uma obra de arte

(EP 2006)

EC0 Estado de conservação muito bom. Não é necessário efetuar qualquer reparação.

EC1 Estado de conservação bom. Não é necessário efetuar qualquer reparação.

EC2 Estado de conservação razoável. Podem ser especificadas reparações não prioritárias.

EC3 Estado de conservação deficiente. São especificadas reparações a médio prazo (3-5

anos).

EC4

Estado de conservação muito deficiente. São especificadas reparações a curto prazo

(1-2 anos). (Poderão ser implementados condicionamentos à circulação rodoviária,

através de restrições de carga, velocidade ou modo de circulação.)

EC5

Estado de conservação mau, podendo estar em causa a sua segurança estrutural.

(Deverá de imediato ser promovida intervenção de reparação, complementada com

medidas restritivas da circulação rodoviária, em termos de carga, velocidade ou modo

de circulação. Em caso limite, a circulação rodoviária pode ser interditada.)

Anexo II – Métodos de controlo de conservação de Obras de Arte

Anexo III – Caracterização sísmica do solo

Anexo IV – Parâmetros de execução de Jet grouting

Parâmetros

Sistemas de Jet grouting

Simples Duplo Triplo

Mín. Máx. Mín. Máx. Mín. Máx.

Pressão de injeção da calda (MPa) 20 60 30 60 3 7

Fluxo de calda (L/min) 40 120 70 150 70 150

Pressão de injeção de ar (MPa) N.a. 0.6

Fluxo de ar (L/min) N.a. 2000 6000 2000 6000

Pressão de injeção de água (MPa) N.a. N.a. 20 50

Fluxo de água (L/min) N.a. N.a. 70 150

Diâmetro bocal

Calda (mm) 1,5 3,0 1,5 3,0 4,0 8,0

Ar (mm) N.a. 1,0 2,0 1,0 2,0

Água (mm) N.a. 1,5 3,0 1,5 3,0

Velocidade de rotação (rpm) 10 25 5 10 5 10

Velocidade de subida (cm/min) 10 50 7 30 5 30

Diâmetro

expectável da

coluna (m)

Solos granulares

grosseiros 0,5 1,2 1,0 2,0 1,5 3,0

Solos granulares

finos 0,4 0,8 0,6 1,5 0,8 2,0

Resistência da

coluna de solo

cimento (MPa)

Solos arenosos 10 30 7,5 15 10 20

Solos argilosos 1,5 10 1,5 5 1,5 7,5

Relação água/cimento da calda 0,8 2,0 0,8 2,0 0,8 2,0

Consumo (kg/m) 200 500 300 1000 500 2000

(kg/m2) 400 1000 150 550 150 650

Características dos diferentes tipos de injeção

Adaptado de [40]

Jet 1 Jet 2 Jet 3

Facilidade Sistema mais simples de

aplicar

Complexidade de aplicação

intermédia

Aplicação mais complexa e

sofisticada. Maior quantidade

de equipamentos necessários

Tempo de

execução Inferior ao Jet 2 e Jet 3 Inferior ao Jet 3

Superior aos restantes pela

complexidade envolvida

Desgaste do

equipamento

Desgaste superior, pelas

pressões elevadas para um

mesmo diâmetro

Inferior ao Jet 1 Inferior ao Jet 2

Consumo de

cimento

Maior consumo de cimento,

pela não existência de

mecanismos de degradação

auxiliares

Inferior ao Jet 1 Inferior ao Jet 2

Material

rejeitado

Menos material rejeitado que

no Jet 3

Menos material rejeitado que

no Jet 3

Maior quantidade de material

rejeitado

Nível de

ruído Menor nível de ruído Mais ruído que no Jet 1 Mais ruído que no Jet 1

Obstruções Mais propenso à obstrução à

saída do refluxo Situação intermédia

Menos propenso à obstrução à

saída de refluxo

Diâmetro

das colunas Inferiores ao Jet 2 e Jet 3

Diâmetros superiores ao Jet

1 e inferiores ao Jet 3

Diâmetro das colunas superior

aos restantes (até 3,0m)

Resistência

dos solos

Resistência dos solos

arenosos tratados com Jet 1 é

superior à resultante da

aplicação de Jet 2 e Jet 3,

para a

mesma quantidade de cimento

injetada por unidade de

volume de solo tratado

Material tratado pelo Jet 2 é

caracterizado por

resistências inferiores às

obtidas com os

restantes sistemas, seja qual

for o tipo de solo

Material geralmente mais

uniforme e com resistência

superior à dos restantes

sistemas

Coesivos NSPT<5 A 10 NSPT<10 NSPT<15

Incoerentes NSPT<20 NSPT<50 -

Anexo V

Quantidades mínimas de calda de cimento aconselháveis consoante o tipo de solo e valores do

coeficiente de expansão 𝜶 que majora o diâmetro do bolbo devido à injeção de calda de cimento e

difere também consoante a técnica de injeção utilizada. De notar que 𝜶 apresenta valores superiores

no sistema de injeção IRS, onde existe reinjeção. Adaptado de [27].

Solo Coeficiente 𝜶

Quantidades mínimas de calda aconselhadas a Vi IRS IGU

Seixo 1,8 1,3 a 1,4 1,5 Vs

Seixo arenoso 1,6 a 1,8 1,2 a 1,4 1,5 Vs

Areia com seixo 1,5 a 1,6 1,2 a 1,3 1,5 Vs

Areia grossa 1,4 a 1,5 1,1 a 1,2 1,5 Vs

Areia média 1,4 a 1,5 1,1 a 1,2 1,5 Vs

Areia fina 1,4 a 1,5 1,1 a 1,2 1,5 Vs

Areia siltosa 1,4 a 1,5 1,1 a 1,2 1,5 a 2 para IRS e 1,5 Vs para IGU

Silte 1,4 a 1,6 1,1 a 1,2 2 Vs para IRS e 1,5 Vs para IGU

Argila 1,8 a 2,0 1,2 2,5 A 3 Vs para IRS e 1,5 a 2 Vs para IGU

Marga ou calcário

margoso 1,8 1,1 a 1,2 1,5 a 2 Vs para camada compacta

Rocha alterada ou

fragmentada 1,2 1,1

1,1 a 1,5 Vs para camada finamente fissurada e 2

Vs ou mais para a camada fraturada

Vi – volume de calda injetado

Vs – volume de calda teoricamente necessário

Anexo VI – Localização das sondagens e resultados dos ensaios SPT

Anexo VII – Tipo de terreno de acordo com o RSAEEP

Unidade geológica

Tipo de terreno

I II III

Rochas e solos

coerentes rijos

Solos coerentes muito duros,

duros e de consistência média;

solos incoerentes compactos

Solos coerentes moles

e muito moles; solos

incoerentes soltos

Aluviões lodosas o

Aluviões arenosas

NSPT<30 o

Aluviões arenosas e grosseiras

NSPT>30 o

Mio-pliocénico o

Mais provável

o Menos provável

Anexo VIII – Desenho da solução de microestacas adotada

Anexo IX – Sistema de contraventamento e ligação entre microestacas

Anexo X - Processo de cálculo de encurvadura e esbelteza

O fenómeno de encurvadura e efeitos de segunda ordem em microestacas deve ser sempre

verificado por condicionar a sua capacidade axial, especialmente quando o solo no local é brando,

com elevado grau de saturação e índice de vazios.

A rotura de uma microestaca esbelta está fortemente dependente do seu modo de elasticidade,

E, comprimento, L, e inércia da seção na direção do movimento, I. A metodologia de cálculo aqui

apresentada segue as diretivas do EC3, sendo que o cálculo da carga crítica de Euler é também

viável e recorrente.

Assim, para ser garantida a resistência à encurvadura, há que cumprir a equação (16)

𝑁𝐸𝐷 < 𝑁𝑏,𝑅𝑑 =𝐴×𝑓𝑦×𝜒

𝛾𝑀1 (16)

Aqui, 𝛾𝑀1 corresponde ao coeficiente parcial de segurança e vale 1, e 𝜒, factor de redução, é

calculado com base na expressão (17)

𝜒 =1

𝜙+√𝜙2−𝜆2≤ 1,0 (17)

Em que

∅ = 0,5[1 + 𝛼(𝜆̅ − 0,2) + 𝜆2̅] (18)

𝛼 é um fator de imperfeição cujo valor é fixo consoante a curva europeia da seção em estudo,

definidas no EC3.

Curva 𝛼

𝑎0 0,13

a 0,21

b 0,34

c 0,49

d 0,76

Já a esbelteza normalizada, 𝜆̅, segundo o artigo 6.3.1.3 do EC3, é obtida pela equação (18)

𝜆̅ =𝐿𝑐𝑟×1

𝑖×𝜆1 (18)

Sendo 𝜆1 a esbelteza de referência, que apenas depende de parâmetros do material (19)

𝜆1 = 𝜋√𝐸𝑎

𝑓𝑦𝑑 (19)

De realçar que o valor de 𝐿𝑐𝑟 representa o comprimento de encurvadura no plano de deformação

ma microestaca (cuja definição depende das condições de apoio como já foi abordado anteriormente)

e i corresponde ao raio de giração da seção em estudo (valor tabelado).

Anexo XI – Dimensionamento da viga de encabeçamento

Ações de dimensionamento da viga de betão armado

Msd (kNm) Vsd (zcotg𝜽) (kN)

Combinação ELU 15 469 4738

Resistência proporcionada pela armadura da viga

As As d b

Mrd

(cm2) (m) (m) (kNm)

12𝜙32 96,51 4,85 0,5 0,56 0,11 18 625

Verificação da segurança ao esforço transverso

b (m) d (m)

Ângulo das bielas de

compressão (40º)

Ramos fcd (MPa) fsyd (MPa)

0,5 1,9 40 2 20 435

Asw/s

(cm2/m)

As,sup

(cm2/m)

As, tot

(cm2/m) w, min

As, min

(cm2/m)

As, final

(cm2/m)

As/ramo

(cm2/m)

26,81 0 26,81 0,08 4,0 53,62 26,81

As Asw/ramo (cm2/m) Vrd (kN)

𝜙16//0,075 26,81 4750,7

Anexo XII – Pormenor de ligação das microestacas à viga de

encabeçamento

Anexo XIII – Localização dos alvos topográficos e das sondagens

Anexo XIV

Leitura 1

Leitura 2

Leitura 3

Leitura 4

Leitura 5

Anexo XV – Orçamentação de projeto

Empreitada: Código:

ORÇAMENTO

Código Unid. Quant. Preços unit. Totais

351 028,77 €

05 10 000,00 €

05.1 Sinalização temporária:

Sinalização temporária de trabalhos, de acordo com projecto

elaborado nos termos do DL 33/88 de 12 de Setembro, refe-

rente a sinalização vertical, horizontal e outros equipamentos

necessários, incluindo fornecimento, implantação e colocação. vg 1 10 000,00 € 10 000,00 €

07 OBRAS DE ARTE INTEGRADAS 244 857,55 €

Trabalhos a realizar de acordo com o projecto

e satisfazendo o especificado no C.E.

07.2 Outras estruturas:

07.2.2 Cofragem, incluindo reaplicações:

07.2.2.2 Para betão à vista. m2 337 50,00 € 16 850,00 €

07.2.2.3 Em moldes perdidos. m2 22 35,00 € 775,60 €

07.2.3 Betões, incluindo fornecimento e colocação:

07.2.3.5 Betão tipo B 35.1. (C30/37)

Viga de coroamento m3 177 120,00 € 21 208,80 €

Recobrimento de microestaca m3 12 120,00 € 1 382,39 €

Selagem da cabeça dos varões GEWI, ou equivalente m3 0,2 120,00 € 20,16 €

07.8 Outros Trabalhos:

07.8.1 Execução de microestacas inclinadas

07.8.1.1 Tubos TM, em aço N80 (API 5A), Ø177,8x11,5mm; fyd>560MPa, c/ uniões exteriores m 426 160,00 € 68 160,00 €

entre troços. Incluindo: fornecimento, colocação de tubo de PVC

ao longo do comprimento livre acima do terreno, chapa e

hélice de amarração no interior das vigas de betão armado e injecção

de preenchimento e injecção de selagem com recurso a obturador duplo

e válvulas anti-retorno (sistema IRS), em todo o comprimento de selagem definido, para

a calda de cimento definida. Comprimento total estimado, a confirmar no decorrer dos

trabalhos de furação,de modo a garantir o bolbo de selagem previsto, no substrato de

fundaçãocompetente e geologicamente estável (ZG2) de no mínimo 13,0metros.

O processo de furação / execução das microestacas deverá

garantir uma inclinação, em profundidade, de 5º.

07.8.1.2 Varão tipo GEWI Ø50mm em aço A500/550, ou equivalente, para colocação no interior ml 426 50,00 € 21 300,00 €

da microestaca com conectores mecânicos entre troços. Incluindo: fornecimento e colocação.

07.8.2 Aço em tubo metálico TRS Ø406,4x8mm (S355JR)

Tubo metálico em aço S355JR, Ø406,4x8,0 mm, c/uniões exteriores ml 96 300,00 € 28 872,00 €

Incluindo: fornecimento, soldadura entre tubos e elementos metálicos da estrutura

metálica provisória.

07.8.3 Preparação da superfície do pilar

Preparação da superfície do pilar para ligação da viga de encabeçamento/ m2 282 100,00 € 28 228,00 €

encamisamento através da criação de rugosidade por meio de

raspagem ou jacto de areia.

07.8.4 Aço em varão tipo GEWI φ32mm (A500/550), ou equivalente

07.8.4.1 Varão tipo GEWI φ32mm em aço A500/550 horizontais, pré injectados, para costura ml 34 200,00 € 6 720,00 €

das vigas de encabeçamento das microestacas ao pilar existente com 2,40m. Incluindo:

fornecimento, carotagem do pilar existente f100mm, colocação no interior dos furos carotados,

chapas e anilhas em cada extremidade, e ainda aplicação de pré-esforço (através de

momento torsor de aperto) e injecção de selagem com calda de cimento A/C=0,40.

07.8.4.2 Varão tipo GEWI φ32mm em aço A500/550 horizontais, pre injectados para costura ml 45 200,00 € 8 960,00 €

das vigas de encabeçamento das microestacas ao pilar existente com 3,2m. Incluindo:

fornecimento, carotagem do pilar existente f100mm, colocação no interior dos furos carotados,

chapas e anilhas em cada extremidade, e ainda aplicação de pré-esforço (através de

momento torsor de aperto) e injecção de selagem com calda de cimento A/C=0,40.

Reforço de Fundações da Ponte da Vala Nova

EP - ESTRADAS DE PORTUGAL, S.A.

Aço laminado em perfil HEB160 (S355 JR), 42.6kg/m

Perfis HEB160 soldados previamente entre si e à chapa de topo dos tubos exteriores kg 2 249 1,40 € 3 148,99 €

TRS Ø406,4x8mm

Incluindo: Soldadura entre elementos

Aço laminado em perfil HEB120 (S355 JR), 26.7kg/m

Perfis HEB120 soldados previamente entre si e os tubos exteriores TRS Ø406,4x8mm kg 1 153 1,40 € 1 614,82 €

Incluindo: Soldadura entre elementos

Aço laminado chapa e=30mm (S355 JR)

Aço laminado em chapa com espessura 30mm e área unitária de 8,8m2 kg 82 1,40 € 115,32 €

Incluindo: Soldadura entre elementos

Aço laminado chapa e=25mm (S355 JR)

Aço laminado em chapa 300x350mm kg 3,3 1,40 € 4,59 €

Incluindo: Soldadura entre elementos

Aço laminado em chapa 320x500mm kg 2,5 1,40 € 3,49 €

Incluindo: Soldadura entre elementos

Aço laminado em chapa 250x250mm kg 1,0 1,40 € 1,37 €

Incluindo: Soldadura entre elementos

Aço laminado chapa e=10mm (S355 JR)

Aço laminado em chapa com espessura 10mm e área unitária de 0,14m2 kg 0,2 1,40 € 0,24 €

Incluindo: Soldadura entre elementos

Aço em varão Ø20mm (A500NR)

Tirante roscado Ø20mm ml 48 25,00 € 1 210,00 €

Incluindo: Porcas e todos os restantes acessórios

Buchas mecânicas SPIT M ega ou equivalente

E12-18/45 (Vrk=46kN) ou equivalente unid 64 45,00 € 2 880,00 €

E16-24/25 (Vrk=94kN) ou equivalente unid 96 45,00 € 4 320,00 €

Aços, incluindo fornecimento e montagem:

Aço A 500 NR.

Viga de coroamento kg 19 452 1,40 € 27 232,13 €

Microestaca kg 1 321 1,40 € 1 849,66 €

DIVERSOS 96 171,22

Trabalhos a realizar de acordo com o projecto

e satisfazendo o especificado no C.E.

Montagem e desmontagem do estaleiro, incluindo o arranjo

paisagístico da área ocupada após desmontagem. vg 1 25 000,00 € 25 000,00 €

Montagem e desmontagem no estaleiro, do laboratório do

adjudicatário equipado com todo o material necessário à

execução dos ensaios previstos para o controlo de

qualidade, e com área igual ou superior à definida. vg 1 20 000,00 € 20 000,00 €

Fornecimentos à f iscalização:

Instalações incluindo fornecimento e manutenção de

escritórios, residências, e consumíveis necessario ao vg 1 6 000,00 € 6 000,00 €

seu funcionamento

Transportes, incluindo seguros combustíveis e manutenção. vg 1 2 000,00 € 2 000,00 €

Equipamento informático, incluindo softw are e consumíveis. vg 1 1 500,00 € 1 500,00 €

Montagem e desmontagem do laboratório para a vg 1 1 000,00 € 1 000,00 €

f iscalização, incluindo consumíveis.

Sistema de comunicações. vg 1 500,00 € 500,00 €

Coberturas, fotografia e video. vg 1 500,00 € 500,00 €

Execução do estudo para a caracterização final do pavimento,

incluindo ensaios de deflexão, regularidade longitudinal e textura. vg 1 1 500,00 € 1 500,00 €

Execução do projecto de telas f inais dos trabalhos realizados,

a entregar à EP quando da recepção provisória da obra. vg 1 1 500,00 € 1 500,00 €

Execução de desvios provisórios de tráfego. vg 1 1 000,00 € 1 000,00 €

Conservação durante o prazo da empreitada, em adequadas

condições de circulação, da(s) estrada(s) existente(s),

quando se trate de obras de beneficiação ou reforço. vg 1 3 500,00 € 3 500,00 €

Conservação durante o prazo da empreitada, das estradas

(Nacionais ou Municipais) utilizadas pelo adjudicatário durante

a execução da obra. vg 1 3 500,00 € 3 500,00 €

Conservação da obra durante o prazo de garantia. vg 1 10 000,00 € 10 000,00 €

Plano de Observação e Instrumentação

Alvos topográficos reflectores, do tipo prisma, conforme as

Peças Desenhadas. Incluindo: fornecimento, instalação e zeragem. vg 8 200,00 € 1 600,00 €

Campanha de leituras, incluíndo tratamento gráfico de dados vg 8 1 500,00 € 12 000,00 €

Outros Trabalhos

Ferrolhos de Aço para ligação à parede existente. Inclui fornecimento, kg 145 35,00 € 5 071,22 €

furação, instalação e selagem com resina epoxy